Автор: Тетиор А.Н.
Теги: подземное строительство земляные работы фундаменты строительство тоннелей строительство строительное проектирование учебное пособие фундаментостроение
ISBN: 978-5-7695-5386-8
Год: 2010
Текст
Учебное пособие
II ' " 'ii’h’i/- ' - 777r' 'l| ’
ЛпЛ'Л: .7,7.'н'7.
- :<
;:v >:-:d
Высшее профессиональное образование
А. Н.Тетиор
УДК 624.15(075.8)
ББК 38.58я73
Т37
Рецензенты:
проф. кафедры железобетонных и каменных конструкций МГСУ,
канд. техн, наук, проф. А. И. Бедов.,
ректор Университета содружества независимых государств,
д-р техн, наук, проф., акад. РАВН М. И. Фролов
Тетиор А. Н.
Т37 Фундаменты : учеб, пособие для студ. учреждений высш,
проф. образования / А. Н. Тетиор. — М. : Издательский центр
«Академия», 2010. — 400 с.
ISBN 978-5-7695-5386-8
Приведены методы расчета и проектирования всех основных типов фун-
даментов с учетом результатов современных экспериментальных исследо-
ваний. Описаны краткая история фундаментостроения, назначение и типы
фундаментов, влияние грунтовых условий на выбор оптимального вариан-
та фундамента, особенности напряженно-деформированного состояния
толстых фундаментных плит (действие усилий распора в их плоскости), расчет
оснований. Даны методы расчета и конструирования ленточных, столбча-
тых, плитных фундаментов, фундаментов сооружений башенного типа в
форме круглых и кольцевых плит, фундаментов типа «стена в грунте», свай-
ных ростверков, анкерных фундаментов, фундаментов в особых условиях:
при сейсмических воздействиях, на вечномерзлых грунтах, в условиях про-
садочных и слабых грунтов, торфов, пучинистых грунтов, скальных осно-
ваний. Освещены основные ошибки в фундаментостроении и методы уст-
ранения их последствий.
Для студентов учреждений высшего профессионального образования.
УДК 624.15(075.8)
ББК 38.58я73
Оригинал-макет данного издания является собственностью
Издательского центра «Академия», и его воспроизведение любым способом
без согласия правообладателя запрещается
© Тетиор А.Н., 2010
© Образовательно-издательский центр «Академия», 2010
©Оформление. Издательский центр «Академия», 2010
ISBN 978-5-7695-5386-8
ПРЕДИСЛОВИЕ
Железобетонные фундаменты являются особо ответственны-
ми конструктивными элементами зданий и инженерных сооруже-
ний по сравнению с другими конструкциями, потому что, во-
первых, они должны обеспечивать надежное опирание, при от-
сутствии недопустимых осадок и кренов, всего здания или соору-
жения; во-вторых, они должны обладать необходимой прочнос-
тью и трещиностойкостью при больших (по сравнению с надфун-
даментными конструкциями) нагрузках; в-третьих, они недоступ-
ны для наблюдения за их состоянием, так как скрыты под грун-
том в период эксплуатации. При такой высокой ответственности
для ряда железобетонных фундаментов (исключая свайные) от-
сутствуют общепризнанные нормы (СНиП, СП) по их расчету и
проектированию. Это вызвано наличием в практике проектирова-
ния недостаточно доказанных или даже взаимно противоречивых
методов расчета (например, расчеты плитных фундаментов в пред-
положении их упругой работы на упругом основании дают проти-
воположные результаты по сравнению с их расчетами по анало-
гии с плитами перекрытий, загруженных контактным давлением
грунта; в толстых плитах фундаментов велико влияние распора,
практически не учитываемого в расчетах (все фундаментные пли-
ты работают в связи с наличием сил распора не на изгиб, а на
внецентренное сжатие); не до конца выяснена возможность ис-
пользования в расчетах благоприятного перераспределения кон-
тактных давлений и реализации сил трения на контакте для сни-
жения расхода арматуры и др.)
Методы расчета фундаментов, как и вообще всех железобетон-
ных конструкций, постоянно совершенствуются. В настоящее вре-
мя готовятся к выпуску новые Своды правил (СП) в дополнение
к прежним нормам (СНиП). Также постоянно совершенствуются
и конструкции фундаментов. В основе методов расчета конструк-
ций фундаментов лежат экспериментальные данные, которые по-
зволяют получать более адекватные результаты в связи с постоян-
ным совершенствованием методов исследований. В круг исследо-
ваний вовлекается все большее число типов фундаментов.
Все эти изменения учитываются в учебном процессе в целях
обучения будущих инженеров-строителей наиболее обоснованным
3
методам расчета и проектирования фундаментов на основе вари-
антного сравнения, путям исключения ошибок при проектирова-
нии и строительстве, способам усиления фундаментов. В данном
учебном пособии кратко описаны основные результаты экспери-
ментальных исследований фундаментов, позволяющие применять
более обоснованные методы расчета.
Изложенные в данном учебном пособии методы расчета и кон-
струирования позволяют достаточно надежно проектировать ос-
новные применяющиеся в настоящее время в практике строи-
тельства фундаменты: ленточные, столбчатые и плитные фунда-
менты в форме прямоугольных, круглых и кольцевых плит; фун-
даменты типа «стена в грунте»; сваи и свайные ростверки; анкер-
ные фундаменты, а также фундаменты, работающие в особых ус-
ловиях (при сейсмических воздействиях, на вечномерзлых грун-
тах, в условиях просадочных и слабых грунтов, на пучинистых
грунтах, на торфах, на скальных основаниях).
ГЛАВА 1
ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
1.1. Краткая история фундаментостроения
Первые в истории человечества жилые дома имели, как пра-
вило, форму полусферы с обычным диаметром 3...6 м. Свежесре-
занные прутья вдавливали вручную по кругу в землю, их верхуш-
ки пригибали к центру и связывали лианой, затем покрывали
листьями, укладывая их друг на друга наподобие черепицы. Позже
такие хижины, круглые и прямоугольные в плане, поднимали
над поверхностью земли на небольшую высоту на деревянных сваях
(для безопасности). Первые фундаменты в истории были в виде
деревянных свай.
Использование фундаментов, опирающихся на грунтовые ос-
нования, началось в древности, когда люди научились строить
более капитальные и тяжелые жилища и другие сооружения. Уже
тогда строители знали, что сооружения тем лучше противостоят
воздействию внешних сил, чем лучше их основание. Первые стро-
ители опирали тяжелые сооружения на прочную скалу. Так, стро-
ители пирамиды Хеопса использовали в качестве основания не-
высокий холм, наверху которого была полностью обнажившаяся
скала. Они выровняли поверхность скалы и уложили на ней сплош-
ную постель из трехтонных блоков известняка в форме квадрата
со стороной 225 м. На этой подушке была возведена пирамида
весом 7 млн т и высотой 144 м, простоявшая в течение 5 000 лет
без какой-либо деформации.
Строители Вавилона при строительстве города в менее проч-
ной аллювиальной долине сначала сделали сплошную подсыпку
из грунта высотой от 1,5 до 4,5 м и до 1,5 км в диаметре. Под
каждым сооружением они устраивали подушку из высушенных
на солнце и обожженных кирпичей, связанных друг с другом
битумными материалами. На таких подушках толщиной 0,9... 1,2 м
они сооружали городские стены, храмы и общественные здания.
Для предотвращения неравномерных осадок тяжелых каменных
сооружений на мягких грунтовых основаниях строители разделя-
ли сооружения на отдельные части такой жесткости, которая
позволяла им претерпевать разные осадки без повреждений. При-
5
мыкающие друг к другу блоки соединялись по вертикали в шпунт,
что не мешало раздельной осадке, обеспечивало плотное сопри-
косновение и не допускало независимого поворота блоков. В Древ-
ней Греции и Китае сооружения опирали на подушки из тесаного
камня.
Древние римляне строили сооружения в разных странах, по-
этому они приспосабливали фундаменты к разным грунтовым ус-
ловиям: в мягких грунтах они применяли деревянные сваи, на
более плотных грунтах укладывали деревянные ростверки прямо
на поверхность грунта, а затем на них возводили каменные соору-
жения. Иногда фундаменты возводились из плоских камней, скреп-
лявшихся цементом или известковым раствором. По-видимому,
это был самый ранний опыт сооружения бутобетонных фунда-
ментов. Фундаменты под храмы представляли собой непрерыв-
ные каменные стены под каждой линией колонн. При проектиро-
вании этих фундаментов придерживались правила, что ширина их
должна быть в 1,5 раза больше диаметра самой широкой части
колонны, если только грунт не был настолько слабым, что тре-
бовалось применение свай. Плотность гранта оценивалась строи-
телями «на глаз». Народность майя в Юкатане (около 200 г. н.э.)
применяла фундаменты в виде сплошных плит. На выровненную
площадку укладывали слой камней размером 0,3...0,6 м. Затем на
большие камни укладывали меньшие камни и известковый ра-
створ, чтобы получить сплошную плиту толщиной 0,9... 1,2 м. Плита
служила одновременно фундаментом для стен здания и полом
для внутренних помещений.
В средние века фундаменты по-прежнему устраивали в виде
сплошных каменных подушек, укладываемых с перевязкой швов
на выровненную поверхность грунта. Когда в готической архитек-
туре потребовалось устройство стен и колонн с большим шагом,
сплошные плиты стали разделять на отдельные фундаменты. Спе-
циальных правил их проектирования, по-видимому, не существо-
вало. Если подстилающий грунт был твердым, то фундамент де-
лали такой же ширины, как у поддерживаемой им конструкции.
Если грунт был мягким, то фундаменты расширялись и выступа-
ли за опиравшиеся на них колонны или стены. Размеры этих фун-
даментов редко связывали с нагрузкой от колонн; обычно они
определялись имевшимся пространством или формой опиравшихся
на них колонн или стен. Если происходило разрушение, то соот-
ветствующая конструкция увеличивалась до тех пор, пока она могла
выдерживать нагрузку. При слабых грунтах устраивали подушки из
хвороста толщиной в десятки сантиметров; на них затем опира-
лась каменная кладка фундаментов.
Строительство все более высоких и тяжелых сооружений в кон-
це XIX в. вызывало во многих случаях затруднения при устрой-
6
стве фундаментов и пробудило интерес к проблеме их проекти-
рования. Появилось требование: при строительстве ступенчатых
каменных фундаментов на каждый фут уширения за пределы ко-
лонны или стены необходимо производить добавочное заглубле-
ние фундамента на 1 фут. Поэтому фундаменты становились шире
при более тяжелых нагрузках; одновременно они делались более
глубокими и тяжелыми. В результате вес фундаментов начал со-
ставлять большую часть нагрузки оз сооружения. Поэтому для
облегчения фундаментов в XIX в. пробовали применять обрат-
ные арки для распределения нагрузки. Снижение веса фунда-
ментов достигали применением ростверков из рядов деревянных
или стальных балок, причем каждый ряд укладывали под пря-
мым углом к ряду, лежащему ниже. Такие ростверки были впер-
вые применены в 80-х гг. XIX в. в Чикаго (США). Они позволили
делать фундаменты, выступающие на 3 м за пределы колонн при
глубине заложения всего около 1 м. Распространение железобе-
тона в начале XX в. позволило получать тот же результат при
меньших затратах.
Существенный прогресс в понимании «поведения» фундамен-
тов заключался в представлении о том, что площадь фундамента
должна быть пропорциональна нагрузке и что центр тяжести на-
грузки должен располагаться над центром тяжести фундамента.
Эта идея, впервые опубликованная Ф. Бауманом в США в 1873 г.,
использовалась проектировщиками много лет. Значительные осадки
и отдельные случаи разрушения фундаментов в конце XIX в. зас-
тавили инженеров пересмотреть методы проектирования: впер-
вые стали указывать в проектах максимально допустимое давле-
ние от фундамента на грунты различных типов и испытывать грунты
пробной нагрузкой для определения их несущей способности.
В Древней Руси в период раннего средневековья основным стро-
ительным материалом было дерево. Строительство из камня стало
развиваться в X в., главным образом, при возведении укрепле-
ний, храмов и монастырей. Известно, например, широкое ис-
пользование камня при переустройстве в конце X в. киевских ук-
реплений, возводившихся на прочных массивных фундаментах.
Камень и кирпич особенно широко использовали в 1485 — 1495 гг.
при строительстве стен Московского Кремля взамен старых дере-
вянных, первая постройка которых из дерева Юрием Долгоруким
относится еще к 1156 г. Аналогичное строительство кремлей и
других сооружений из камня и кирпича велось в XVI —XVII вв. во
многих русских городах.
Начиная с древних времен вопросам устройства фундаментов
и выбору для них в качестве основания прочных грунтов всегда
придавалось большое значение. Известный римский архитектор и
военный инженер при Юлии Цезаре Витрувии в своих трудах «Де-
7
сять книг об архитектуре», написанных еще в I в. до н.э., дает ряд
практических указаний по устройству фундаментов: «Для фунда-
ментов ... надо копать канаву до материка, если можно до него
дойти, да и в самом материке, на глубину, соответствующую объе-
му возводимой постройки, и выводить по всему дну самую осно-
вательную кладку... Если же нельзя дорыться до материка и зем-
ля на месте будет до самой глубины наносной или болотистой,
надо это место выкопать, опорожнить и забить ольховыми, мас-
личными или дубовыми обожженными сваями и вбить их маши-
нами как можно теснее, а промежутки между ними завалить уг-
лем, после чего выложить как можно более основательный фун-
дамент».*
Выдающийся итальянский архитектор и строитель А. Палладио
в своем трактате «Четыре книги об архитектуре» (1570 г.) писал:
«...из всех ошибок, происходящих на постройке, наиболее пагуб-
ны те, которые касаются фундамента, так как они влекут за со-
бой гибель всего здания и исправляются только с величайшим
трудом...».* Он рекомендовал закладывать фундаменты в твердой
почве на глубину, равную 1/6 высоты здания, а в слабых грунтах
применять дубовые сваи и забивать их до «хорошей и крепкой
земли». Если это невозможно, то следует применять «сваи длиной
в одну восьмую вышины стены и толщиною в двенадцатую долю
своей длины» и «ставить их настолько тесно, чтобы между ними
не оставалось места для других, и вбивать ударами скорее часты-
ми, чем тяжелыми, для того, чтобы земля под ними плотнее улег-
лась и лучше держала».* Сваи в разные периоды времени посто-
янно применялись в строительстве. В Люпернском озере (Швей-
цария) были обнаружены сваи, на которые опирались еще доис-
торические жилища. Цезарь построил мост на сваях через р. Рейн.
Древние строители забивали эти сваи ручными деревянными ку-
валдами, ручными подвесными молотами, копрами с ручными
лебедками либо использовали усилия от водяных колес. Совре-
менные методы забивания свай возникли после появления в 1885 г.
паровых свайных молотов.
По мере роста высоты и капитальности зданий и сооружений,
увеличения нагрузок на основания, проявления деформаций и
случаев разрушения повысился интерес к проектированию более
надежных оснований и фундаментов и начались первые исследо-
вания. В 1773 г. французский ученый Ш. Кулон предложил реше-
ние задачи о сопротивлении грунтов сдвигу и их давлении на под-
порные стенки, используемое до настоящего времени. В 1801 г.
русский академик Н.И.Фусс, изучая образование колеи на грун-
* Лалетин Н.В. Основания и фундаменты / Н. В.Лалегин. — М. : Высш. шк„
1964.
8
товых дорогах, впервые высказал мысль о пропорциональной за-
висимости деформации грунтов от нагрузки. Он считал, что эти
деформации имеют остаточный характер и возникают лишь в пре-
делах площади действия нагрузки. Такое же предложение было
сделано в 1867 г. Е. Винклером, который считал деформации грунта
упругими и ввел для определения их величины коэффициент про-
порциональности, названный затем коэффициентом постели.
Крупным событием было создание К.Терцаги механики грунтов,
описанной в 1925 г. в монографии «Строительная механика грун-
тов». Это был первый анализ поведения грунтов под нагрузкой.
Отечественные ученые и инженеры внесли ценный вклад в
развитие науки и техники фундаментостроения. В 1899 г. инженер
А. Н.Лентовский впервые применил железобетон для устройства
железобетонных кессонов. В том же году инженер А. Э. Страус изоб-
рел и впервые ввел в практику строительства бетонные набивные
сваи в буровых скважинах и набивные железобетонные сваи. Зна-
чительный вклад в развитие фундаментостроения как научной
дисциплины внес известный русский ученый В. И. Курдюмов, ко-
торый впервые выявил криволинейный характер поверхностей
скольжения, образующихся в сыпучих грунтах при вдавливании
жесткого фундамента или штампа. Выдающемуся отечественному
ученому Н. М. Герсеванову принадлежат важнейшие работы по
различным проблемам механики грунтов. В 1917 г. он опубликовал
формулу для определения сопротивления свай по результатам
динамических испытаний. Много для развития отечественного
фундаментостроения сделал крупнейший специалист в этой об-
ласти В. К. Дмоховский. Широко известны работы Г. И. Покров-
ского (статистический метод решения задач механики грунтов).
Выдающимся вкладом в науку явилось решение задачи о расчете
прочности естественных оснований, предложенное Н.П. Пузы-
ревским в 1923 г. Изучение свойств вечной мерзлоты наиболее
плодотворно представлено в трудах В.А.Обручева, М.И.Сумги-
на, Н. А.Цытовича и других ученых. В ряде областей фундаменто-
строения известны работы В. А. Флорина, В. В. Соколовского,
Ц.Д. Баркана, монографии Б. И. Далматова, Б. Д. Васильева,
Е.А.Сорочана, Н.В.Лалетина и др.
Для проведения научной работы в области фундаментострое-
ния в 1931 г. был создан Всесоюзный научно-исследовательский
институт оснований сооружений (в настоящее время Научно-ис-
следовательский институт оснований и подземных сооружений
(НИИОСП)). Отечественным ученым и конструкторам принадле-
жат многочисленные выдающиеся решения фундаментов: короб-
чатый фундамент здания МГУ, фундамент мелкого заложения Ос-
танкинской телебашни (автор — выдающийся инженер Н. В. Ни-
китин), свайные фундаменты для застройки территорий с вечно-
9
мерзлыми грунтами с сохранением их состояния, фундаменты в
вытрамбованном ложе, сваи-оболочки и др. В мировой практике
известны оригинальные решения железобетонных фундаментов в
форме оболочек под сооружения башенного типа, под высотные
гражданские и каркасные производственные здания; созданы раз-
личные типы предварительно напряженных фундаментов, «пла-
вающие» фундаменты и др.
Но действительная работа железобетонных фундаментов была
изучена недостаточно, отсутствовали исследования ряда конст-
рукций фундаментов (плитных, в том числе круглых и кольце-
вых, и др.). Отдельные важные исследования проводились упро-
щенно, без глубокого изучения процесса разрушения (продав-
ливание фундаментов без изучения внутреннего трещинообра-
зован ия, работа плит без учета мембранных сил, действующих в
их плоскости, и др.). Это приводило к противоречивым сужде-
ниям об их действительном напряженно-деформированном со-
стоянии (о двузначной или однозначной эпюре изгибающих мо-
ментов для плитных фундаментов, о продавливании и др.). С од-
ной стороны, это было вызвано сложностью эксперименталь-
ных исследований фундаментов, отсутствием ряда сертифици-
рованных приборов и методик. С другой стороны, исторически
сложилась ситуация, при которой фундаменты оказались на стыке
исследований двух ведущих НИИ: головной научно-исследова-
тельский институт бетона и железобетона (НИИЖБ) исследо-
вал надфундаментные конструкции, а НИИОСП, в первую оче-
редь, исследовал основания и подземные сооружения. Поэтому,
например, в большом сборнике, изданном институтом НИИЖБ
к I Всероссийской и международной конференции по бетону и
железобетону «Железобетон в XXI в.», отсутствуют и фундамен-
ты, и результаты исследований отечественных научных групп.
Сейчас в НИИОСП ведутся работы по введению вопросов про-
ектирования железобетонных фундаментов в нормативные доку-
менты (в СП 50-101-2004 появились небольшие (1...2 стр.) раз-
делы по проектированию столбчатых, ленточных и плитных фун-
даментов).
Вклад в экспериментально-теоретические исследования желе-
зобетонных фундаментов внесли С. А. Ривкин и его ученики (Киев),
Е.А.Сорочан, Е. В. Палатников, Н.Н.Коровин (Москва), Ю.Н.Мур-
зенко и его ученики (Новочеркасск), А. Н.Тетиор и его ученики
(Свердловск, Симферополь, Запорожье) и многие другие иссле-
дователи, решавшие более частные вопросы. Крупный вклад в
теорию расчета фундаментов с учетом образования и раскрытия
трещин внесли Н. И. Карпенко и его ученики (Москва), В. И.Со-
ломин и его ученики (Челябинск) и др. Известны глубокие теоре-
тические исследования фундаментов как упруго работающих кон-
10
струкциГ на упругом основании, но эти исследования с большой
степенью условности можно отнести к железобетонным фунда-
ментам, так как в них не учитывается действительная неупругая
работа железобетонных конструкций. Многие отечественные ис-
следователи внесли крупный вклад в разработки и исследования
разнообразных типов свайных фундаментов и стен в грунте (Б. В. Ба-
холдин, М. И. Смородинов, К. С. Силин, Ю. Г.Трофименков и др.),
фундаментов в вытрамбованном ложе (В. Л. Матвеев и др.), фун-
даментов реконструируемых зданий (П. А. Коновалов, С. Н. Сот-
ников и др.), фундаментов в особых условиях (С. С. Вялов, В. И. Кру-
тов, Н. Н. Морарескул и др.).
В настоящее время в связи с появлением все большего числа
новых разнообразных типов зданий и сооружений (высотные зда-
ния, большепролетные производственные и общественные зда-
ния, напряженно-растянутые конструкции покрытий, подземные
здания, телевизионные башни и пр.) и успешным освоением в
качестве оснований самых разнообразных грунтов, которые ранее
считались непригодными для строительства (слабые грунты, тор-
фы и пр.), применяется большое количество разнообразных ти-
пов фундаментов. Появились переходные типы фундаментов (на-
пример, сваи-столбы и короткие набивные сваи с уширением,
работающие как столбчатые фундаменты; фундаменты «стена в
грунте», работающие как набивные сваи; фундаменты из забив-
ных блоков, сочетающие в себе свойства столбчатых фундаментов
и забивных свай, и др.).
Постоянно совершенствуются машинные программы расчета
фундаментов. Недостатком ряда машинных расчетов является оп-
ределение усилий в конструкции с использованием в качестве ма-
тематической модели грунта упругого основания и упруго работа-
ющей конструкции фундамента с последующим расчетом фунда-
мента на полученные усилия по предельным состояниям. Поэтому
главное требование к адекватным машинным программам — неуп-
ругое деформирование основания и фундамента, так как образова-
ние и раскрытие трещин в конструкции существенно влияют на
^сформирование основания и распределение контактных усилий
по подошве (т.е. на внешние усилия). Среди множества программ
можно отметить программный комплекс «Лира» (ПК «Лира»), в
котором имеются программы «Грунт», «Фундамент» и «Плита». Эти
программы позволяют запроектировать фундаменты с плоской
подошвой и свайные фундаменты с разными характеристиками
грунта, с произвольным очертанием контура. Первая программа
формирует пространственную модель грунтового основания по за-
данным инженерно-геологическим условиям. Затем эти данные
экспортируются в программы «Фундамент» и «Плита». Перечень
рекомендуемых компьютерных программ расчета приведен в [6].
В СП 50-101-2004 даны краткие предложения по расчету плит-
ных фундаментов, которые далеко не полностью учитывают важ-
нейшие особенности их работы: действие сил распора, перерасп-
ределение усилий, продавливание и др. Расчет внутренних усилий
в системе «основание — фундамент — сооружение» согласно [33]
допускается выполнять с использованием программ расчета соору-
жения на основании, характеризуемом переменным в плане коэф-
фициентом жесткости (коэффициентом постели), определяемом
заранее или в процессе последовательных приближений на основе
линейной или нелинейной модели основания. Процесс последова-
тельных приближений состоит из следующих шагов:
1) задание начального распределения коэффициента постели;
2) расчет совместных перемещений сооружения, плитного
фундамента и основания с принятым распределением коэффи-
циента постели К (х, у) при действии заданных нагрузок и опре-
деление контактных давлений р (х, у);
3) определение осадок основания w (х, у) с использованием
принятой линейной или нелинейной модели основания.
Шаги 2 и 3 повторяются до достижения сходимости по конт-
рольному параметру [33].
В связи с расширением предлагаемых разными организациями
способов воздействия на грунты в целях улучшения их свойств
рассмотрим проблему экологичности оснований и фундаментов.
Ранее считалось, что такой проблемы не существует; главной за-
дачей было обеспечение нормируемой прочности и деформатив-
ности оснований и фундаментов. Однако известно, что строящи-
еся фундаменты и здания воздействуют на основание на большую
глубину (в городах — на сотни метров), вызывая уплотнение, осад-
ки, изменение режима грунтовых вод. По окончании срока эксп-
луатации некоторые системы искусственных оснований практи-
чески невозможно разобрать и привести в прежнее состояние (на-
пример, разнообразные закрепленные массивы с применением
ряда вяжущих). До сих пор грунты в качестве оснований рассмат-
риваются как элементы, на которые допустимы любые нужные
проектировщикам и строителям силовые и другие воздействия,
без рассмотрения проблемы экологичности, особенно во време-
ни (когда-нибудь срок эксплуатации здания (сооружения) будет
закончен и нужно будет возвратить место строительства в пре-
жнее состояние). Любые необратимые воздействия на грунты не-
допустимы с точки зрения экологичности.
Основные требования к экологичности фундаментов и их ос-
нований:
1) возможность возврата грунтовых условий в прежнее состоя-
ние после окончания срока эксплуатации объекта и его разборки
вместе с фундаментами (в состояние зеленой лужайки);
12
2) отсутствие недопустимого деформационного воздействия на
основание и на изменение режима грунтовых вод (или минималь-
ное воздействие);
3) наиболее нетрудоемкая и не вызывающая больших затрат
энергии разборка фундаментов после окончания срока эксплуа-
тации здания с возвратом разбираемых материалов в строитель-
ный цикл;
4) использование в конструкционных материалах и технологи-
ях закрепления грунтов экологически чистых материалов, не вы-
деляющих загрязнений в окружающую среду;
5) использование в технологиях устройства фундаментов пре-
имущественно экологически чистых технологий, не наносящих
вреда окружающей среде (например, в городах менее экологичны
методы устройства свай, связанные с их забиванием и сопровож-
дающими этот процесс шумовыми и вибрационными воздействи-
ями на здания и на жителей).
Природоохранные решения при проектировании и строитель-
стве фундаментов (в том числе при производстве земляных ра-
бот) должны устанавливаться в проекте организации строи-
тельства в соответствии с действующим законодательством,
стандартами и документами директивных органов, регламенти-
рующими рациональное использование и охрану природных ре-
сурсов. Плодородный слой почвы на площади, занимаемой вы-
емками, до начала земляных работ должен быть снят в объеме,
установленном проектом организации строительства, и пере-
мещен в отвалы для последующего использования его при ре-
культивации или повышении плодородности малопродуктив-
ных угодий.
Допускается не снимать плодородный слой в следующих слу-
чаях: при толщине плодородного слоя менее 10 см; на болотах,
заболоченных и обводненных участках; на почвах с низким пло-
дородием; при разработке траншей шириной поверху 1 м и ме-
нее. Необходимость снятия и мощность снимаемого плодородно-
го слоя устанавливаются в проекте организации строительства с
учетом уровня плодородия, природной зоны в соответствии с
требованиями действующих стандартов. Снятие и нанесение пло-
дородного слоя следует производить, когда грунт находится в
талом состоянии. Хранение плодородного грунта должно осуще-
ствляться в соответствии с действующими нормами. Способы
хранения грунта и защиты буртов от эрозии, подтопления, заг-
рязнения должны быть установлены в проекте организации стро-
ительства. Запрещается использовать плодородный слой почвы
для устройства перемычек, подсыпок и других постоянных и
временных земляных сооружений. В случае выявления при произ-
водстве земляных работ археологических и палеонтологических
13
объектов нужно приостановить работы на данном участке и по-
ставить в известность местные руководящие органы.
Наука и практика фундаментостроения развиваются в направ-
лении разработки более адекватного и надежного метода расчета
фундаментов с учетом их взаимодействия с грунтом и зданием
при всех видах нагрузок и создания более совершенных конструк-
тивных и технологических решений множества типов фундамен-
тов для различных грунтовых напластований. Остается актуальной
задача создания адекватных моделей оснований (натурные грунты
отличаются разнообразием грунтовых напластований и свойств
слагающих их грунтов, заданных историей их образования и, как
правило, с трудом поддающихся изменению).
1.2. Назначение и типы фундаментов
Фундаменты служат для передачи нагрузок от вышележащих
частей здания на грунтовое основание при обеспечении допусти-
мых деформаций основания. Фундаменты являются важнейшей
частью зданий и сооружений, так как они обеспечивают возмож-
ность нормальной эксплуатации всего здания с учетом нормиру-
емых деформаций оснований, представленных разными типами
грунтов. Фундаменты распределяют большие сосредоточенные (от
колонн) или линейные (от стен) нагрузки на грунтовое основа-
ние. Прочность материалов здания (бетона, кирпича, стали) не
менее чем на один-два порядка выше, чем прочность сжимаемого
основания, поэтому площадь опирающихся конструкций надо
увеличивать при переходе к грунту с помощью фундаментов. Без
фундаментов можно возводить здания ограниченной высоты на
скальном основании, прочность которого сопоставима с прочно-
стью камня или железобетона. Но обычно здания возводят на сжи-
маемых основаниях (песчаных, глинистых и др.), что требует уст-
ройства уширенных фундаментов.
Различают следующие типы железобетонных фундаментов: лен-
точные (под стены или из перекрестных лент под сетку колонн),
отдельно стоящие, или столбчатые (под каждую колонну), сплош-
ные плитные (под всем зданием или сооружением независимо от
вида конструкций, опирающихся на фундамент) (рис. l.l). Плит-
Рис. I.I. Типы фундаментов с плоской и криволинейной подошвами:
а — ленточные непрерывные и прерывистые; б — перекрестные ленты; в — от-
дельные (столбчатые); г — плитные безбалочные; д — плитные балочные; е —
коробчатые; ж — круглые и кольцевые; з — фундаменты-оболочки в форме скла-
док; и — плита с конической оболочкой
14
и
15
Рис. 1.2. Типы свайных и подобных им фундаментов:
а — ленточный ростверк; б — столбчатый ростверк; в, г — плитно-свайные; д —
из забивных блоков; е — из набивных свай; ж — шлицевые; 1 — фундамент; 2 —
забивные сваи; 3 — забивные блоки; 4 — набивные сваи с уширением; 5 — шли-
цевые фундаменты (стена в грунте)
ные фундаменты, в свою очередь, подразделяются на прямо-
угольные в плане балочные или безбалочные, а также на короб-
чатые (под здания), круглые, кольцевые и многоугольные (под
сооружения башенного типа). При действии больших нагрузок или
в условиях слабых грунтов под каждым из этих типов фундамен-
тов для увеличения их несущей способности и снижения осадок
16
могут быть устроены сваи, тогда фундамент с плоской подошвой
становится свайным ростверком (рис. 1.2). Свайные ростверки под-
разделяются на ленточные, отдельно стоящие и плитные. При опи-
рании одной колонны на одну сваю или при объединении сваи и
колонны свайный фундамент может быть безростверковым (кон-
струкция «свая—колонна»). При опирании подошвы ростверка на
достаточно прочный грунт и при учете сопротивления грунта по
подошве свайные ростверки частично работают, как обычные фун-
даменты.
1.3. Влияние грунтовых условий на выбор
экономичного фундамента
Конструкция фундамента определяется инженерно-геологи-
ческими и климатическими условиями площадки строительства,
типом сооружения, нагрузками и различными воздействиями
(деформационными, агрессивными и др.), возможностями стро-
ительной организации и другими менее существенными фак-
торами.
При проектировании фундаментов сначала назначают несколь-
ко вариантов их конструкций. Иногда при одних и тех же вариан-
тах конструкций принимают различные способы подготовки ос-
нования.
Для удобства предварительного назначения конструкций фун-
даментов в зависимости от инженерно-геологических условий
площадки известные типы грунтов схематично подразделяют по
физико-механическим характеристикам и их напластованиям по
глубине на отдельные типы [3, 11]. Подразделение грунтов по их
физико-механическим характеристикам условно, так как один и
тот же грунт может быть прочным для малоэтажных зданий и не-
прочным — для многоэтажных зданий. Однако условное разделе-
ние грунтовых напластований на отдельные схемы облегчает вы-
бор вариантов. Проведем апробированное в ряде проектных орга-
низаций разделение грунтов:
• к прочным грунтам относятся глинистые грунты с консис-
тенцией IL < 0,3, все песчаные грунты, кроме пылеватых песков;
• к непрочным грунтам относятся глинистые грунты с конси-
стенцией 0,6 > IL > 0,3, а также пылеватые водонасыщенные пес-
ки при коэффициенте пористости е > 0,6;
• к особо непрочным грунтам относятся торф, ил, свежеуло-
женные насыпи, глинистые грунты с консистенцией IL > 0,6;
• к особо прочным грунтам относятся скальные и крупнообло-
мочные грунты.
17
а б в г д е
ж з и к л м н
Рис. 1.3. Варианты фундаментов в различных типах грунтовых напласто-
ваний:
а, м — забивные сваи; б — набивные сваи с уширением; в — ленточный или
столбчатый фундамент в непрочном грунте; г, к — плитный; д — ленточный или
столбчатый фундамент с опиранием на прочный грунт; е — оболочка; ж — свая с
развитой боковой поверхностью; з — набивная свая с несколькими уширениями;
и— свая-оболочка; л — фундамент с закреплением слабой прослойки; н — фунда-
мент на песчаной подушке; 1 — непрочный грунт; 2 — прочный грунт
На основе этого разделения грунтов различные напластования
можно подразделить на типовые схемы, для которых легче назна-
чать варианты для сопоставления (например, рис. 1.3):
1) под растительным слоем на большую глубину залегает слой
прочного грунта; он может подстилаться на большой глубине особо
прочным грунтом. В этом случае рациональны все типы фунда-
ментов с плоской подошвой;
2) с поверхности на большую глубину залегают непрочные
грунты; рациональны свайные ростверки с висячими сваями,
имеющими развитую боковую поверхность, плитные фундамен-
ты;
3) под слоем непрочного грунта (толщиной до 15...20 м) зале-
гает прочный грунт; рациональны различные типы свайных ро-
стверков со сваями-стойками;
4) в основании залегают особо прочные грунты большой мощ-
ности; рациональны фундаменты, заанкеренные в грунт, или бес-
фундаментные конструкции;
5) в основании залегают особо непрочные грунты с высоким
уровнем грунтовых вод (заторфованные, илы и др.); рациональны
18
легкие фундаменты с большой площадью опирания, в том числе
фундаменты, учитывающие подъемную силу грунтовых вод.
Рациональная конструкция фундамента должна быть наиболее
долговечной и надежной в течение срока эксплуатации, а также
должна быть оптимальной по затратам на ее устройство и эксплуата-
цию. Так как долговечность входит в условия определения оптималь-
ной надежности, рациональность определяется надежностью и эко-
номичностью. Порядок выбора рационального варианта следующий:
1) анализ инженерно-геологических условий. Определение не-
сущего слоя грунта, на который будет передана нагрузка от подо-
швы фундамента или свай;
2) предварительное назначение вариантов фундаментов для
схемы грунтовых напластований с учетом нагрузок и возможнос-
тей строительной организации;
3) предварительный расчет вариантов для одного из сочета-
ний нагрузок;
4) определение технико-экономических показателей при про-
ектировании;
5) технико-экономическое сравнение и выбор оптимального
варианта;
6) при возможности — определение потенциальной надежно-
сти и долговечности и учет этих показателей при сравнении вари-
антов;
7) расчет и конструирование выбранного типа для всех сочета-
ний нагрузок.
1.4. Работа железобетона в толстых
фундаментных плитах
В связи с большими нагрузками от зданий и сооружений кон-
струкции фундаментов всех типов имеют большую толщину — от
30 см для ленточных и столбчатых фундаментов до 0,6... 0,7 м (иног-
да — до 2...3 м) для плитных фундаментов и до 1,5...3,0 м для
фундаментов сооружений башенного типа. При таких размерах
большую роль начинают играть усилия, действующие в плоско-
сти плит, — мембранные силы, или силы распора, как следствие
особенностей деформирования железобетона, главным образом
существенно различающейся прочности при сжатии и растяже-
нии. Следствием этого являются концентрированные потоки глав-
ных сжимающих напряжений, действующие в железобетонных
плитах после образования и раскрытия трещин. Это ведет к воз-
никновению значительных усилий распора, существенно меняю-
щих напряженно-деформированное состояние элементов и при-
водящих к переходу от состояния изгиба к внецентренному сжа-
тию [12, 22]. 1П
Представление о действии концентрированных потоков глав-
ных сжимающих напряжений внутри фундаментных плит не толь-
ко помогает более реально представить работу любой конструк-
ции, но и позволяет в ряде случаев надежнее рассчитать ее проч-
ность, рациональнее расположить рабочую арматуру. Условные
концентрированные потоки главных (наибольших) сжимающих
напряжений в железобетонных плитах идут от внешней нагрузки
к опорам; при этом из рассмотрения исключается бетон, разде-
ленный трещинами.
Оставшаяся часть сжатого бетона и образует условные полосы,
или внутренние конструкции, которые воспринимают нагрузку.
В связи с этим представляет интерес вопрос о траекториях тре-
щин в бетоне.
Как известно, в хрупких телах (к которым можно отнести с
некоторым приближением бетон) имеются три основных типа
перемещения поверхностей трещин: нормальный отрыв, попе-
речный и продольный сдвиги. Трещины нормального отрыва ха-
рактеризуются симметричными поперечными перемещениями
берегов трещины относительно плоскости, в которой была рас-
положена трещина до деформации, и, следовательно, отсутстви-
ем касательных напряжений в плоскости трещины. На образова-
ние, раскрытие и ориентацию трещин в бетоне вдоль изостат I рода
влияет гетерогенность его структуры, вторичное поле главных
напряжений вблизи неоднородных включений разной формы;
касательные напряжения в местах стыков разнородных материа-
лов, различие поперечных деформаций матрицы и включений,
касательные напряжения в углах начальных микротрещин, пус-
тот; превышение поперечных деформаций над предельной растя-
жимостью бетона; главные растягивающие напряжения как след-
ствие неравномерной эпюры главных сжимающих напряжений;
ответвление и рост начальных микротрещин вдоль оси наиболь-
шего главного напряжения.
Можно говорить только о приближении траекторий трещин к
траекториям главных напряжений — изостатам, так как гетеро-
генность структуры бетона и местные напряжения вблизи армату-
ры приводят к местным отклонениям траекторий трещин от изо-
стат, носящим как случайный характер (из-за наличия начальных
дефектов и включений), так и силовой. В целом же трещины от-
рыва в бетонных и железобетонных образцах распространяются
(с некоторым приближением) в направлении изостат I рода. На
рис. 1.4 приведены результаты опытов различных авторов. Боль-
шее отклонение трещин от изостат, построенных в предположе-
нии упругой работы материала, наблюдается вблизи арматуры,
что объясняется действием значительных напряжений на контак-
те арматуры и бетона.
20
Рис. 1.4. Изостаты (а) и траектории трещин при испытаниях (б):
1...3 — балки при различном загружении; 4, 5 — фундаменты и ростверки
Таким образом, трещины, по которым разрушаются железо-
бетонные конструкции, в основном являются трещинами нор-
мального отрыва. Разрушение изгибаемых конструкций по наклон-
ным сечениям происходит при развитии трещин отрыва в сжатую
зону. При небольшом расстоянии от опоры до ближайшей внеш-
ней силы трещина проходит по самой короткой изостате. Разру-
шение изгибаемой балки по наклонной трещине при развитии ее
в сжатой зоне тем менее вероятно, чем чаще расположены вне-
шние сосредоточенные силы. При таком их расположении или при
распределенной нагрузке наклонная трещина не вызывает разру-
21
шения. В этом случае разрушение начинается при развитии близ-
ких к горизонтали трещин в сжатой зоне.
Следовательно, после образования и раскрытия трещин в
растянутых зонах внешняя нагрузка воспринимается условной
внутренней сжатой конструкцией, в которой усилия действуют
по изостатам 1 рода, и растянутой арматурой. Это представле-
ние продуктивно при расчете прочности фундаментов по на-
клонным сечениям, а также при расчете прочности плит ро-
стверков.
1.5. Расчет оснований фундаментов
Расчет оснований [26, 33] производят по второй группе пре-
дельных состояний (по деформациям) — для всех зданий и соору-
жений, если основание сложено нескальными грунтами; по пер-
вой группе (по несущей способности) — если необходимо обес-
печить прочность и устойчивость основания, не допустить сдвиг
или опрокидывание, если на основание передаются регулярно
действующие горизонтальные нагрузки (подпорные стенки и др.),
если основания ограничены откосами или сложены скальными
грунтами. Для оснований из нескальных пород рассчитывают осадки
фундаментов и учитывают их неравномерность. Задачей расчета
оснований по деформациям является ограничение деформаций
надфундаментных конструкций пределами, гарантирующими от
появления недопустимых для нормальной эксплуатации конст-
рукций трещин и повреждений, а также изменений проектных
уровней и положений.
Нормы разрешают для отдельных видов зданий и грунтовых
напластований не рассчитывать осадки и их неравномерность [33]
при одновременном выполнении следующих условий:
1) грунтовые условия площадки строительства соответствуют
одному из указанных далее видов;
2) инженерно-геологические условия площадки строительства
соответствуют области применения типового проекта по п. 5.5.49
СП 50-101-2004;
3) среднее давление по подошве фундаментов не превышает
расчетного сопротивления грунта R;
4) степень изменчивости сжимаемости основания а£ (отноше-
ние наибольшего значения приведенного по глубине модуля де-
формации грунтов основания в пределах плана сооружения к наи-
меньшему значению) меньше предельной по п. 5.5.49 в СП 50-
101-2004;
5) площади отдельных фундаментов под несущими конструк-
циями отличаются не более чем в 2 раза.
22
Здания и грунты, для которых не обязателен расчет осадок (ис-
ключая производственные здания с нагрузками на полы более
20 кПа (2 тс/м2)):
1) промышленные здания: одноэтажные с несущими конст-
рукциями, малочувствительными к неравномерным осадкам (на-
пример, стальной или железобетонный каркас на отдельно сто-
ящих фундаментах с шарнирно опертыми фермами, ригелями), и
с мостовыми кранами грузоподъемностью до 50 т включительно;
многоэтажные высотой до шести этажей включительно с сеткой
колонн не более 6 х 9 м;
2) жилые и общественные здания: многоэтажные прямоуголь-
ной формы в плане без перепадов по высоте с полным каркасом
и бескаркасные с несущими крупноблочными, кирпичными или
другими видами каменных стен, а также со стенами из крупных
панелей (протяженные многосекционные высотой до девяти эта-
жей включительно; несблокированные башенного типа высотой
до 14 этажей включительно).
Для остальных зданий, сооружений и грунтовых условий рас-
считывают деформации и сравнивают их с допустимыми, указан-
ными далее.
Виды грунтов основания:
1) крупнообломочные грунты при содержании заполнителя
менее 40 %;
2) пески любой крупности, кроме пылеватых, плотные и сред-
ней плотности;
3) пески любой крупности, только плотные;
4) пески любой крупности, только средней плотности при
коэффициенте пористости е < 0,65;
5) супеси при е < 0,65, суглинки при е < 0,85 и глины при е <
< 0,95, если диапазон изменения коэффициента пористости этих
грунтов на площадке не превышает 0,2 и IL < 0,5;
6) пески (кроме пылеватых) при е < 0,7 в сочетании с глини-
стыми грунтами при е < 0,5 и IL < 0,5 независимо от порядка их
залегания.
При расчете оснований фундаментов зданий и сооружений
необходимо учитывать разность осадок близко расположенных
сооружений с различающимися между собой нагрузками на грунт,
загрузку территории вблизи от существующих фундаментов насы-
пями и т. д. В этом случае надо определить величину дополнитель-
ных осадок и кренов (при односторонней пригрузке) существую-
щих фундаментов. При этом упругие осадки, вызываемые дей-
ствием кратковременных нагрузок, могут не учитываться. Если рас-
считанные осадки фундаментов, их разность, крены, а также выз-
ванные ими относительный прогиб и уклоны превышают пре-
дельные значения, то нужно увеличить глубину заложения, раз-
23
меры подошвы фундамента, предусмотреть упрочнение грунта,
принять конструктивные мероприятия, повышающие общую жест-
кость здания и его элементов, или, наоборот, придать зданию боль-
шую гибкость (нечувствительность к неравномерным осадкам).
Деформации основания в зависимости от причин их возник-
новения подразделяются на деформации от внешней нагрузки
(осадки, просадки, горизонтальные перемещения) и деформа-
ции, не связанные с действием внешней нагрузки (оседания,
просадки от собственного веса, подъемы и др.) [33].
Существуют следующие виды деформаций оснований фунда-
ментов от внешней нагрузки:
1) абсолютные осадки 5;
2) средние осадки Г;
3) относительная неравномерность осадок &s/L (L — расстоя-
ние между фундаментами);
4) крен /;
5) относительный прогиб или выгиб (перегиб) f/L^ (£ф — дли-
на однозначно изгибаемого участка здания или сооружения);
6) кривизна участка здания р;
7) относительный угол закручивания сооружения v;
8) горизонтальное перемещение фундамента uh.
Наиболее важны для нормальной эксплуатации здания про-
гиб, выгиб, перекос, крен фундамента или сооружения, скру-
чивание, горизонтальные перемещения фундаментов или соору-
жения в целом. Перемещения фундаментов, а также сооружений
характеризуются абсолютными смещениями (осадками и др.),
средними значениями и неравномерностью осадок (смещений).
Абсолютные осадки рассматриваются для отдельных фундамен-
тов. Максимальную величину абсолютной осадки находят для
самых неблагоприятных грунтовых условий для данного фунда-
мента.
Расчет оснований по деформациям производят из условия
s<su;s<su, (1.1)
где s — абсолютное значение осадки отдельного фундамента; У —
средняя осадка, определяемая как среднее значение абсолютных
осадок отдельных фундаментов; su, — предельные значения
абсолютных и средних осадок по СНиП.
Проверка условия (1.1) является предварительной; основным
расчетом оснований по деформациям является проверка относи-
тельных неравномерностей осадок.
Величина средней осадки У определяется как средневзвешен-
ное значение абсолютных осадок отдельных фундаментов, имею-
щих общую надземную конструкцию:
24
где 5i, 52, ..., sn — осадки отдельных фундаментов или ленты; Ад,
Af2, .., Afn ~ площади подошвы фундаментов, осадки которых
вычислялись.
При одном типе фундаментов величина s определяется по
осадкам минимум трех фундаментов, имеющих в основании не-
одинаковое напластование грунтов или различное влияние загру-
жения соседних фундаментов или площадей. Для сплошных фун-
даментов У определяется по данным не менее чем трех буровых
колонок. Значения su и У, установленные расчетом, не должны
превышать предельных значений абсолютных и средних осадок
(табл. 1.1). Предельная величина деформаций оснований su опре-
деляется достижением предела эксплуатационной пригодности
надфундаментной конструкции. Эта величина деформации осно-
вания устанавливается с учетом влияния осадок, горизонтальных
смещений, поворотов и деформаций тела фундаментов на напря-
женное состояние конструкций и на условия эксплуатации зда-
ний и сооружений и связанных с ними устройств. Деформации
оснований учитываются в необходимых случаях раздельно во вре-
мя строительства и в период эксплуатации зданий и сооружений.
Предельные величины деформаций оснований 5тах и фундаментов
зданий и сооружений, специально не приспособленных к нерав-
номерным осадкам, за время строительства в эксплуатации не
должны превышать значений, приведенных в табл. 1.1.
Если основание сложено по всей площади здания или соору-
жения из грунтов однородного горизонтального напластования,
сжимаемость которых с глубиной не увеличивается, то расчет ос-
нований по деформациям разрешается проводить по величинам
средних осадок оснований У, вычисленным по формуле (1.2); при
этом вычисленные (расчетные) значения У не должны превы-
шать предельных величин средних осадок ~su, приведенных в
табл. 1.1.
Предельное состояние по условиям (1.1) действительно, если
основание сложено приблизительно горизонтально залегающими
слоями однородных грунтов, сжимаемость которых с глубиной не
увеличивается. В остальных случаях дополнительно определяют
относительную неравномерность осадок, крен, относительный
прогиб или выгиб. Предельные величины неравномерности де-
формации основания Д$ы устанавливают с учетом влияния дефор-
маций основания на напряженное состояние конструкций и на
условия эксплуатации сооружений и связанных с ними механиз-
мов (например, мостовых кранов и др.). При конструкциях стен,
способных оказывать сопротивление изгибу, важен относитель-
ный прогиб, равный стреле прогиба или выгиба, отнесенной к
изгибаемой длине участка стены.
В ряде случаев учитывают развитие деформации оснований во
времени, в том числе раздельно для периодов строительства и
эксплуатации. Кроме загрузки основания давлением, передавае-
мым рассчитываемым фундаментом, учитывается влияние загру-
жения соседних фундаментов и поверхности грунта около фунда-
ментов. Если сооружение возводится до затухания деформаций
грунтов под действием веса насыпи при подсыпке территории, то
эти деформации также учитываются при расчете. Если в ходе стро-
ительства фундаменты загружаются не одновременно, то необхо-
димо оценивать неравномерность деформаций соседних фунда-
ментов при строительстве.
Таблица
1.1. Предельные величины деформаций фундаментов
(СП50-101-2004, СНиП 2.02.01-83*)
№ п/п Сооружения Предельные деформации
Относи- тельная разность осадок (As/L)u Крен iu Средняя su (в скобках — максималь- ная 5тах „) осадка, см
1 Производственные и гражданские, одноэтажные и многоэтажные зда- ния с полным каркасом — железо- бетонным 0,002 (10)
Производственные и гражданские, одноэтажные и многоэтажные зда- ния с устройством железобетонных поясов или монолитных пере- крытий 0,003 (15)
Производственные и гражданские, одноэтажные и многоэтажные здания с полным каркасом — стальным 0,004 (15)
Производственные и гражданские, одноэтажные и многоэтажные зда- ния с устройством железобетонных поясов или монолитных пере- крытий 0,005 (18)
2 Здания и сооружения, в конструк- циях которых не возникают усилия от неравномерных осадок 0,006 - 20
26
Продолжение табл. 1.1
Предельные деформации
№ п/п Сооружения Относи- тельная разность осадок (As/Z)„ Крен iu Средняя su (в скобках — максималь- ная 5тах,„) осадка, см
3 Многоэтажные бескаркасные зда- ния с несущими стенами: • из крупных панелей • крупных блоков или кирпичной кладки без армирования • крупных блоков или кирпичной кладки с армированием, с железобетонными поясами, 0,0016 0,0020 0,0024 0,005 0,005 0,005 12 12 18
а также монолитные
4 Железобетонные элеваторы: • рабочее здание и силосный кор- пус монолитной конструкции на одной фундаментной плите • рабочее здание и силосный корпус сборной конструкции • отдельно стоящий силосный кор- пус монолитной конструкции • отдельно стоящий силосный корпус сборной конструкции • отдельно стоящее рабочее здание 0,003 0,003 0,004 0,004 0,004 40 30 40 30 25
Дымовые трубы высотой Н, м: • Н< 100 • 100 <Я<200 • 200 < Н< 300 • Я>300 0,005 1/(2Я) 1/(2Я) 1/(2Я) 40 30 20 10
6 Жесткие сооружения высотой 0,004 20
до 100 м, кроме указанныхв гпт. 4 и 5
7 Антенные сооружения связи: • стволы мачт заземленные • стволы мачт, электрически изолированные • башни радио • башни коротковолновых радио- станций • башни (отдельные блоки) 0,002 0,0025 0,001 0,002 0,001 20 10
27
Окончание табл. 1.1
№ п/п Сооружения Предельные деформации
Относи- тельная разность осадок (Д5/1)„ Крен iu Средняя \ (в скобках — максималь- ная Л'гпах^) осадка, см
8 Опоры воздушных линий электро- передачи: • промежуточные прямые • анкерные и анкерно-угловые, промежуточные угловые, кон- цевые, порталы открытых рас- пределительных устройств • специальные переходные 0,003 0,0025 0,002 0,003 0,0025 0,002
Примечания: 1. Предельные значения относительного прогиба (выгиба)
зданий, указанных в п. 3, принимаются равными 0,5 (&s/L)u.
2. При определении относительной разности осадок (Лх/Z) в п. 8 за L прини-
мается расстояние между осями блоков фундаментов в направлении горизонталь-
ных нагрузок, а в опорах с оттяжками — расстояние между осями сжатого фунда-
мента и анкера.
3. Если основание сложено горизонтальными (с уклоном не более 0,1), вы-
держанными по толщине слоями грунтов, то предельные значения максимальных
и средних осадок допускается увеличивать на 20 %.
4. Предельные значения подъема основания, сложенного набухающими грун-
тами, допускается принимать: максимальный и средний подъем — в размере 25 %,
относительную разность осадок здания — в размере 50 % соответствующих пре-
дельных значений деформаций, приведенных в таблице, а относительный вы-
гиб — 0,25(As/£)K.
5. Для сооружений, перечисленных в пп. 1... 3, с фундаментами в виде сплош-
ных плит предельные значения средних осадок можно увеличивать в 1,5 раза.
6. На основе обобщения опыта проектирования, строительства и эксплуата-
ции отдельных видов сооружений допускается принимать предельные значения
деформаций основания, отличающиеся от указанных в таблице.
Основным методом определения конечной осадки, рекомен-
дуемым СП 50-101-2004 и СНиП 2.02.01 — 83*, является метод
послойного суммирования, базирующийся на определении вер-
тикальных нормальных напряжений в основании по теории
линейно-деформируемого полупространства. При этом допус-
кается: распределение напряжений в толще неоднородных ос-
нований принимать, как для однородной изотропной среды;
осадки отдельных слоев определять по модулям деформации,
установленным для каждого слоя. Осадку 5, см, определяют по
формуле
28
где р — безразмерный коэффициент, равный 0,8; п — число сло-
ев, на которые разбита сжимаемая толща основания; z — сред-
нее значение дополнительного вертикального напряжения в z-m
слое грунта; — среднее значение вертикального напряжения в
z-м слое грунта от собственного веса удаленного при разработке
котлована грунта; ht — толщина z-ro слоя грунта, см, принимае-
мая не более 0,4 ширины фундамента; Et — модуль деформации
z-ro слоя, МПа; Eei — модуль деформации z-ro слоя по ветви
вторичного нагружения, кПа.
Осадка определяется по величине напряжений влияние
остальных компонентов напряжений не учитывается. Для нахож-
дения осадок необходимо знать напряжения в грунте, возникаю-
щие от собственного веса грунта о^, характер распределения на-
пряжений по подошве фундамента, распределение напряжений в
основании (3^ от давления, передаваемого фундаментом. Напря-
жения в массиве грунта определяют исходя из решений матема-
тической теории упругости. Использование этих решений для рас-
чета оснований возможно при следующих допущениях:
1) грунт в небольших пределах изменения напряжений счита-
ется линейно-деформируемым телом;
2) предполагается стабилизация напряжений и деформаций
грунта от внешней нагрузки;
3) определяются не фактические напряжения в геометриче-
ской точке, расположенной в пределах объема, твердой частицы,
поры или в точке контакта частиц, а средние значения напряже-
ний в рассматриваемой точке основания, как для сплошного тела;
4) давление на подошве фундаментов ограничивается услови-
ем р < R. Анизотропией слоистых грунтов вследствие незначи-
тельности влияния пренебрегают. Нормальное вертикальное на-
пряжение с^р в любой точке на разной глубине по оси, проходя-
щей под подошвой фундамента, находят из выражения
(1-4)
где а — коэффициент, принимаемый по табл. 1 приложения 2 СНиП
2.02.01-83* или табл. 5.6 СП 50-101-2004 (в зависимости от соот-
ношения сторон прямоугольного фундамента и относительной глу-
бины слоя грунта); р0 — дополнительное давление на основание.
Относительная глубина слоя грунта определяется по формуле
= 2Ж
где z — глубина грунта от низа подошвы до рассматриваемого
уровня; b — ширина фундамента.
29
Дополнительное давление на основание определяется по фор-
муле
Ро Р ~
где р — среднее давление под подошвой фундамента; а^0 — вер-
тикальное напряжение от собственного веса грунта на уровне по-
дошвы фундамента.
Толщу основания под подошвой разбивают на слои высотой
hi = (0,2 - 0,4)Z>, находят отношения сторон фундамента и коэф-
фициенты = ^z/b (где по табл. 1 Приложения 2 СНиП
2.02.01-83* определяют значения коэффициента а для различных
глубин. По формуле р$ = р - находят дополнительное верти-
кальное давление на основание и дополнительные вертикальные
напряжения на различных глубинах по формуле (1.4). Затем опре-
деляют средние дополнительные вертикальные напряжения в каж-
дом слое грунта ow-, которые необходимы для расчета осадки.
Расчетную схему распределения давления на горизонтальных се-
чениях в грунте ниже подошвы фундамента принимают в соот-
ветствии с рис. 1.5. Сжимаемая толща основания для фундамента
(с заданными размерами в плане, глубиной заложения и установ-
ленным давлением от нормативных нагрузок на грунт) принима-
ется при определении величины деформаций основания s до той
глубины z = Нс по вертикали ниже подошвы фундамента, на ко-
торой удовлетворяется условие <szp = 0,2су,„ (с точностью до
±0,005 МПа).
Эпюры напряжений и по глубине принимаются в соот-
ветствии с рис. 1.5. На этой схеме приняты следующие обозначе-
ния: b — меньшая сторона прямоугольной подошвы фундамента,
см; d, dn — глубина заложения фундамента соответственно от
отметки планировки и поверхности природного рельефа, см; р —
среднее фактическое давление на грунт под подошвой фундамен-
та от нормативных нагрузок, МПа, не превышающее норматив-
ного давления Rn\ Нс — глубина сжимаемой толщи; о^0 —
вертикальное напряжение от собственного веса грунта на глубине
Z от подошвы фундамента и на уровне подошвы, МПа; 0 —
дополнительное (к природному) давление в грунте, МПа, в го-
ризонтальном сечении, расположенном на глубине z ниже подо-
швы фундамента и на уровне подошвы:
= а(Р ~ сг^о).
(1-5)
При наличии в пределах сжимаемой толщи слоя грунта, более
слабого по несущей способности, чем вышележащие слои, необ-
ходимо выяснить влияние этого слабого слоя не деформацию ос-
нования здания или сооружения. Расчет деформации такого слоя
слабого грунта возможен лишь в том случае, если полное давле-
30
DL
Рис. 1.5. Расчетная схема при определении осадки фундамента:
DL — отметка планировки; NL — отметка природного рельефа; FL — отметка
подошвы; WL — уровень грунтовых вод; ВС — нижняя граница сжимаемой толщи
ние от нормативных нагрузок на кровле этого слоя не превышает
нормативного давления для условного фундамента, опирающего-
ся на этот слой, т. е. должно соблюдаться условие = а(р -
- о^о) в противном случае необходимо изменить конструк-
цию фундамента. Здесь — природное давление на кровлю под-
стилающего слоя, залегающего на глубине Н от природного уровня
грунта или от планировки срезкой; а(р - о^0) — дополнитель-
ное давление на кровле подстилающего слоя, вызванное прило-
жением нагрузки Рп от сооружения.
Напряжения от собственного веса грунтов на глубине z от по-
верхности естественного рельефа для однородного слоя грунта
определяются по формуле
= уЛ,
(1.6)
31
где yz — удельный вес Z-ro слоя грунта; ht — толщина Z-ro слоя
грунта.
В случае нескольких слоев напряжения от каждого слоя грунта
суммируются. Если часть грунта находится на водоупоре, то ниже
уровня грунтовых вод удельный вес грунта принимается с учетом
взвешивающего действия воды ysb, а напряжение на верхней гра-
нице водоупора увеличивается на величину давления воды уяЛ3
(уя= 10 кН/м3 — удельный вес воды). Бытовое давление на глуби-
не подошвы фундамента
(1.7)
где dj — глубина заложения фундамента.
Если граница сжимаемой толщи располагается в слое грунта с
Е < 5 МПа или такой слой залегает непосредственно ниже глуби-
ны z = Нс, то нижнюю границу сжимаемой толщи находят из
условия = 0,1 Если ниже найденной границы сжимаемой
зоны залегает слой грунта, сжимаемость которого велика (в 2 раза
и более превышает среднюю сжимаемость вышележащих слоев
грунта), то такой слой целесообразно включить в сжимаемую зону.
При среднем давлении по подошве р < 0 осадка отдельного
фундамента 5, см, определяется по формуле
5 = ру£згЛ<5 (1.8)
” /2 mdx,u х z
1 ^e,i
При расчетах деформаций условно принято, что давления под
подошвой соответствуют началу второй стадии работы грунта,
когда области предельного равновесия распространяются на глу-
бину 1/4Z), где b — ширина подошвы. Такая величина давлений
является предельной и обозначается R (расчетное сопротивление
грунта). Условием применения расчета по деформациям является
требование, чтобы среднее давление по подошве центрально-на-
груженного фундамента не превышало расчетного сопротивления
грунта R, а максимальное давление по подошве внецентренно
нагруженного фундамента — 1,2Л. Для определения площади по-
дошвы фундамента нужно знать расчетное сопротивление грунта,
причем для предварительных расчетов R$ можно принимать по
табл. 1.2, 1.3, а более точное значение — по формуле
R = + Mqdrfu + (м, - w;, + мсси
К,
(1.9)
где ус1, ус2 — коэффициенты условий работы, принимаемые по
табл. 1.4; к — коэффициент, принимаемый равным: к- 1, если
прочностные характеристики грунта (<р и с) определены непо-
32
Таблица 1.2. Расчетные сопротивления 2?0
для песчаных грунтов [26, 33]
Пески Значение Rq, кПа, грунтов
ПЛОТНЫХ средней плотности
Крупные 600 500
Средней крупности 500 400
Мелкие: маловлажные влажные и насыщенные водой 400 300
300 200
Пылеватые: маловлажные влажные насыщенные водой 300 250
200 150
150 100
Таблица 1.3. Расчетные сопротивления 7?о глинистых
(непросадочных) грунтов
Глинистые грунты Коэффициент пористости е Значение Rq, кПа, при показателе текучести грунта
4 = 0 4=1
Супеси 0,5 300 300
0,7 250 200
. углинки 0,5 300 250
0,7 250 180
1,0 200 100
Глины 0,5 600 400
0,6 500 300
0,8 300 200
1,1 250 100
Примечания: 1. При промежуточных значениях коэффициента пористости
и показателя текучести Rq определяют интерполяцией.
2. Расчетные сопротивления Ro в некоторых случаях допускается использовать
и для окончательного назначения размеров подошвы фундамента (см. СНиП
2.02.01-83*).
Тетиор
33
Таблица 1.4. Значения коэффициентов ус1, ус2 [26, 33]
Грунты Yd ус2 для сооружений с жесткой конструктивной схемой при отношении длины сооружения к высоте L/H
4 и более 1,5 и менее
Крупнообломочные с песча- ным заполнителем и песчаные, кроме мелких и пылеватых 1,4 1,2 1,4
Пески мелкие 1,3 1,1 1,3
Пески пылеватые: маловлажные и влажные насыщенные водой 1,25 1,0 1,2
1,1 1,0 1,2
Глинистые, а также крупно- обломочные с глинистым заполнителем с показателем текучести грунта или запол- нителя: IL < 0,25 0,25 <4 <0,5 h > 0,5 1,25 1,0 1,1
1,2 1,0 1,1
1,1 1,0 1,0
Примечания: 1. К сооружениям с жесткой конструктивной схемой отно-
сятся сооружения, конструкции которых специально приспособлены к восприя-
тию усилий от деформации оснований.
2. Для зданий с гибкой конструктивной схемой значение коэффициента ус2
принимается равным единице.
средственными испытаниями; к = 1,1, если они приняты по
табл. 1.5, 1.6; Mv Mq, Мс — коэффициенты, определяемые в
зависимости от угла внутреннего трения по табл. 1.7; kz — ко-
эффициент, принимаемый равным: при b < 10 м kz = 1; при
b > 10 м kz = zjb + 0,2 (здесь = 8 м); b — ширина подошвы
фундамента, м; уп — осредненное расчетное значение удельного
веса грунтов, залегающих ниже подошвы фундамента, кН/м3;
d\ — глубина заложения фундаментов бесподвальных сооруже-
ний от уровня планировки, или приведенная глубина заложе-
ния наружных и внутренних фундаментов от пола подвала; уц —
осредненное расчетное значение удельного веса грунтов, зале-
гающих выше подошвы фундамента, кН/м3; db — глубина под-
вала — расстояние от уровня планировки до пола подвала, м
(для сооружений с шириной подвалв В < 20 м и глубиной более
2,0 м принимается db = 2 м; с шириной подвала В > 20 м db = 0);
34
Таблица 1.5. Нормативные значения удельного сцепления с, кПа,
угла внутреннего трения ф, °, и модуля деформации Д МПа,
песков четвертичных отложений
Пески Параметр Значения параметров при коэффициенте пористости е
0,45 0,55 0,65 0,75
Гравелистые и крупные 2 140 ?
ф 43 40 38
Е 50 40 30 —
Средней крупности С 2 1 1
ф 40 38 35 —
Е 50 40 30 —
Мелкие С 6 4 2
ф 38 36 32 28
Е 48 38 28 18
Пылеватые 8 6 4 2
ф 36 34 30 26
Е 39 28 18 11
сп — расчетное значение удельного сцепления грунта, залегаю-
щего непосредственно под подошвой фундамента, кПа.
Глубина заложения фундаментов бесподвальных сооружений
от уровня планировки определяется по формуле
1 = hs + h,t4rl IYn ,
(1-Ю)
где hs — толщина слоя грунта выше подошвы фундамента со сто-
роны подвала, м; hcf — толщина конструкции пола подвала, м;
Y<y— расчетное значение удельного веса конструкции пола подва-
ла., кН/м3.
Формулу (1.9) допускается применять при любой форме фун-
даментов в плане. Для подошвы фундамента в форме круга или
правильного многоугольника принимаются значения b = JaJ, где
Л1 — площадь подошвы фундамента данной формы.
35
Таблица 1.6. Нормативные значения удельного сцепления с, кПа, угла внутреннего трения ф,
о
, четвертичных
глинистых нелёссовых грунтов
Грунты Пределы нормативных значений показателя текучести грунтов Параметр Значения параметров при коэффициенте пористости е
0,45 0,55 0,65 0,75 0,85 0,95 1,05
Супеси 0 < 4 < 0,25 с Ф 21 30 17 29 15 27 13 24 -
0,25<4<0,75 Ф 19 28 15 26 13 24 11 21 9 18 — -
Суглинки 0 < 4 < 0,25 с Ф 47 26 37 25 31 24 25 23 22 22 19 20 ——-
0,25 < 4 < 0,5 с ф 39 24 34 23 28 22 23 21 18 19 15 17 —
0,5 < 4 < 0,75 с ф — 25 19 20 18 16 16 14 14 12 12
Глины 0 < 4 < 0,25 ф 81 21 68 20 54 19 47 18 41 16 36 14
0,25 < IL < 0,5 ф — 57 18 50 17 43 16 37 14 32 И
0,5 < 4 < 0,75 с ф —— — 45 15 41 14 36 12 33 10 29 7
Таблица 1.7. Значения коэффициентов Му, Mq, Мс [33]
Угол внутре- ннего трения с <plb Коэффициенты Угол внутре- ннего трения <Plb ° Коэффициенты
Мс Мд мс
0 0 1,00 3,14 23 0,69 3,65 6,24
1 0,01 1,06 3,23 24 0,72 3,87 6,45
2 0,03 1,12 3,32 25 0,78 4,11 6,67
3 0,04 1,18 3,41 26 0,84 4,37 6,90
4 0,06 1,25 3,51 27 0,91 4,64 7,14
5 0,08 1,32 3,61 28 0,98 4,93 7,40
6 0,10 1,39 3,71 29 1,06 5,25 7,67
7 0,12 1,47 3,82 30 1,15 5,59 7,95
8 0,14 1,55 3,93 31 ' 1,24 5,95 8,24
9 0,16 1,64 4,05 32 1,34 6,34 8,55
10 0,18 1,73 4,17 33 1,44 6,76 8,88
11 0,21 1,83 4,29 34 1,55 7,22 9,22
12 0,23 1,94 4,42 35 1,68 7,71 9,58
13 0,26 2,05 4,55 36 1,81 8,24 9,97
14 0,29 2,17 4,69 37 1,95 8,81 10,37
15 0,32 2,30 4,84 38 2,11 9,44 10,80
16 0,36 2,43 4,99 39 2,28 10,11 11,25
17 0,39 2,57 5,15 40 2,46 10,85 11,73
18 0,43 2,73 5,31 41 2,66 11,64 12,24
19 0,47 2,89 5,48 42 2,88 12,51 12,79
20 0,51 3,06 5,66 43 3,12 13,46 13,37
21 0,56 3,24 5,84 44 3,38 14,50 13,98
22 0,61 3,44 6,04 45 3,66 15,64 14,64
37
Сбор нагрузок, действующих на основание в плоскости подо-
швы фундамента, производится в соответствии со статической
схемой сооружения (расположение несущих стен и колонн, балок
и плит перекрытий и др.). При расчете оснований неразрезных и
рамных конструкций сбор нагрузок можно производить без учета
перемещений опор, вызываемых осадками основания, и без уче-
та неразрезности конструкций. Современные компьютерные про-
граммы расчета позволяют учитывать совместное деформирова-
ние здания и грунта, что повышает точность расчета.
Значения нормативных нагрузок определяют согласно указа-
ниям СНиП 2.01.07-85*. Для упрощения расчета по деформациям
разрешается определять суммарную нормативную нагрузку на ос-
нование по усилиям от расчетных нагрузок путем их деления на
осредненный коэффициент надежности по нагрузке 1,2. Нор-
мативные давления на грунты основания под существующими
фундаментами принимаются (при надстройке или реконструкции
зданий, изменении нагрузок на перекрытие, повышении грузо-
подъемности кранов и т.д.) в соответствии с состоянием плот-
ности и влажности грунтов под фундаментами, которые выявля-
ют при их дополнительном исследовании, проводимом в связи с
изменением нагрузок на фундаменты.
Нормативное давление на основание зависит не только от ха-
рактеристик грунта, но и от глубины заложения и ширины фун-
дамента. Вследствие этого определение размеров подошвы фунда-
мента производится путем последовательного подбора. Норматив-
ные и расчетные характеристики грунтов определяют с учетом
природного напряженного состояния грунта, а также возможного
его изменения в процессе строительства и эксплуатации, по дан-
ным исследований грунтов. За нормативную характеристику дан-
ного грунта принимается среднее значение характеристики, по-
лученное по данным испытаний на образцах в количестве, доста-
точном для статистического обобщения. Расчетные характеристи-
ки грунта определяют как произведение его нормативной харак-
теристики на коэффициент надежности по нагрузке а в необ-
ходимых случаях — на коэффициент условий работы.
Характеристики грунтов в расчетах оснований должны опреде-
ляться, как правило, по результатам исследований. Для предва-
рительных расчетов, а также для назначения характеристик грун-
тов, входящих в расчеты оснований фундаментов зданий и соору-
жений II... IV классов, можно принимать значения удельного сцеп-
ления с, угла внутреннего трения ср и модуля деформации Е по
таблицам. Имеются таблицы нормативных значений удельного
сцепления с, угла внутреннего трения ср, модуля общей деформа-
ции Е песчаных грунтов четвертичных отложений (см. табл. 1.5),
нормативных значений удельного сцепления с, угла внутреннего
38
трения (р глинистых грунтов четвертичных отложений (см. табл. 1.6)
и нормативных значений модуля общей деформации Е глинистых
нелёссовых грунтов (табл. 1.8).
Табличные нормативные значения прочностных и деформаци-
онных характеристик применяют для предварительных расчетов
оснований, а также для окончательных расчетов оснований зда-
ний и сооружений II и III классов и опор воздушных линий элек-
тропередачи [26, 33]. Расчетные значения характеристик опреде-
ляют в этом случае при коэффициентах надежности по грунту
при расчете оснований по деформациям yg = 1, по несущей спо-
собности для удельного сцепления yg ~ 1,5, для угла внутреннего
трения песчаных грунтов yg = 1,1, глинистых грунтов yg = 1,15.
Определение величины осадки отдельных фундаментов или
фундамента с учетом влияния давлений в основании, вызванном
нагрузкой от соседних фундаментов, проводят в следующем по-
рядке: 1) контуры фундамента наносят на геологический разрез
основания; 2) основание фундаментов разделяют на горизонталь-
ные слои, однородные по сжимаемости, толщина которых не долж-
на превышать 0,4 минимальной ширины рассчитываемых фунда-
ментов; 3) вычисляют нормальные давления возникающие
в точках пересечения вертикальной оси, проходящей через центр
тяжести подошвы фундамента, с границами выделенных слоев
основания (как от рассматриваемого фундамента, так и от сосед-
них в случае учета влияния последних); 4) устанавливают вели-
чину сжимаемой зоны, принимая суммарное давление в случае
учета влияния соседних фундаментов; 5) осадку отдельного фун-
дамента 5, см, определяют по формуле (1.8).
Осадки отдельных фундаментов рекомендуется определять с
учетом влияния нагрузок от соседних фундаментов (рис. 1.6), ког-
да выполняется условие
krLf<Lri (1.11)
где кг — коэффициент; Lf — фактическое расстояние между ося-
ми фундаментов, см; Lr — расстояние, см, получаемое по гра-
фикам, приведенным на рис. 1.6, в зависимости от ширины фун-
дамента и действующего по его подошве давления р в МПа.
Коэффициент кг определяется по формуле
=^(£-10,0) + /; (1.12)
ь
где 0,6 — коэффициент, имеющий размерность [см/МПа]; b —
ширина подошвы фундамента, см; Е — модуль деформации грун-
та, МПа, принимаемый средним в пределах сжимаемой толщи.
Значение Lr в случае определения влияния квадратного фун-
дамента определяют по графику, представленному на рис. 1.6, а;
39
Таблица 1.8. Нормативные значения модуля деформации
Происхождение Грунты Пределы нормативных значений показателя текучести грунтов
Четвертичные аллюви- альные, делювиальные, озерные, озерно-аллю- виальные Супеси 0 < IL < 0,75
Суглинки 04 о 52г С VI ° VI К? V VI £
Глины 0 < 1} < 0,25 0,25 < IL < 0,5 0,5 < IL < 0,75
Четвертичные флювио- гляциальные Супеси 0 < IL < 0,75
Суглинки 0 < IL < 0,25 0,25 < IL < 0,5 0,5 < IL < 0,75
Четвертичные мореные Супеси и суглинки Il ± 0,5
Юрские отложения оксфордского яруса Глины -0,25 < IL < 0 0 < IL < 0,25 0,25<IL< 0,5
в случае прямоугольного фундамента с отношением сторон 1/Ь >
> 5 — по графику, представленному на рис. 1.6, б; для промежу-
точных значений отношения 1/Ь значение Lr определяется интер-
поляцией. Формулы применимы при любом взаимном заглубле-
нии фундаментов. Крен / отдельного прямоугольного фундамента
при эксцентричном загружении определяют по формуле
1 - v1 , Ne
~1Г е(^’
(1.13)
где v — коэффициент Пуассона грунта (принимается равным для
крупнообломочных грунтов 0,27; для песков и cynecei[ — 0,30... 0,35;
для суглинков — 0,35...0,37; для глин — 0,20...0,45 (в зависимос-
ти от IL [33]); Е — модуль деформации грунта, МПа, принимае-
мый в случае неоднородного основания средним в пределах сжи-
маемой толщи; ке — коэффициент, принимаемый по табл. 1.9;
40
глинистых нелёссовых грунтов
Модуль деформации Е, МПа, при коэффициенте пористости е
0,35 0,45 0,55 0,65 0,75 0,85 0,95 1,05 1,20 1,40 1,60
32 24 16 10 7 — — —
— - 34 27 22 17 14 и
32 25 19 14 11 8 — — ——
— — 17 12 8 6 5 —
— —— 28 24 21 18 15 12 —'
21 18 15 12 9
— * 15 12 9 7 —
— 33 24 17 11 7 —
—- 40 33 27 21 ''- — —
— 35 28 22 17 14 — — ——
— 17 13 10 7 —
60 50 40 — —- ——
— — 27 25 22
— — 24 22 19 15
|| - — — —— — — 16 12 10
N— суммарное вертикальное усилие от нормальной нагрузки,
приложенной к фундаменту с эксцентриситетом, кН; е — экс-
центриситет, м; а — диаметр круглого или сторона прямоуголь-
ного фундамента, м, в направлении которой действует момент.
Для многоугольного в плане фундамента площадью А
а = 2у]А/п.
Крены фундаментов, получаемые в результате их взаимного
влияния, определяют путем расчета осадок их краев. Для этого
вертикальные нормальные давления вычисляются для точек ос-
нования, лежащих на пересечении горизонтальных границ выде-
ленных слоев основания с вертикалями, проходящими через края
рассчитываемых фундаментов. Вычисление осадок по формуле (1.8)
производится отдельно для каждой вертикали, а крен фундамен-
та определяется по формуле
41
Рис. 1.6. Графики для учета взаимного влияния фундаментов:
а — для квадратного в плане фундамента; б — для прямоугольного в плане фун-
дамента; 1 — р = 0,1 МПа; 2 — р = 0,2 МПа; 3 — р = 0,3 МПа
(1.14)
где s2 — осадки, подсчитанные у краев фундамента, см; b —
длина подошвы фундамента в направлении крена, см.
Расчет оснований по несущей способности осуществляется в
целях обеспечения их прочности и устойчивости, недопущения
Таблица 1.9. Значения коэффициента ке
Форма фундамента и направление действия момента Коэффициент ке при т] . 1/Ь, равном
1 1,2 1,5 2 5 10
Прямоугольный с мо- ментом вдоль большей стороны 0,50 0,57 0,68 0,82 1Д7 1,42 2,00
Прямоугольный с мо- ментом вдоль меньшей стороны 0,50 0,48 0,36 0,28 0,20 0,12 0,07
Круглый 0,75
42
сдвига по подошве и опрокидывания фундамента. Расчет основа-
ний по несущей способности производят из условия
(1-15)
где F — расчетная нагрузка на основание, кН, определяемая по
указаниям пп. 2.5...2.8 [26]; у(, — коэффициент условий работы,
принимаемый по [26]; Fu — сила предельного сопротивления ос-
нования, кН; — коэффициент надежности по назначению (от-
ветственности) сооружения, равный 1,20; 1,15; 1,10 соответственно
для зданий I, II, III классов.
Вертикальная составляющая силы предельного сопротивления
основания из скальных грунтов Nu, кН, независимо от глубины
заложения фундамента равна:
Nu = Rcb'F Nu < R<Af, Af= bT' b' = b- 2eb, I' = I - 2eb (1.16)
где Rc — расчетное значение предела прочности на одноосное
сжатие скального грунта, кПа; Ь', Г — соответственно приведен-
ные ширина и длина фундамента; eb, — соответственно экс-
центриситеты приложения равнодействующей нагрузок в направ-
лении поперечной и продольной осей фундамента, м.
Расчет по несущей способности оснований свайных фундамен-
тов:
N Fdhk,
(1.17)
где N — расчетная нагрузка на сваю; Fd — расчетная несущая спо-
собность грунта основания одиночной сваи (несущая способность
сваи); — коэффициент надежности, принимаемый по [26].
Силу предельного сопротивления основания, сложенного не-
скальными грунтами в стабилизированном состоянии, определя-
ют исходя из условия, что соотношение между нормальными о и
касательными т напряжениями по всем поверхностям скольже-
ния, соответствующее предельному состоянию основания, под-
чиняется зависимости
Т = Otg(pi + Сь
(1.18)
где Cj — соответственно расчетные значения угла внутреннего
трения и удельного сцепления грунта (пп. 2.12... 2.14 [26]).
При медленно уплотняющихся водонасыщенных пылевато-гли-
нистых и биогенных грунтах (при степени влажности > 0,85 и
коэффициенте консолидации с\, < 107 см2/год) сила предельного
сопротивления основания должна определяться с учетом возмож-
ного нестабилизированного состояния грунтов основания за счет
избыточного давления в поровой воде и. При этом соотношение
между нормальными о и касательными т напряжениями прини-
мается по зависимости
43
Т = (о - H)tg<Pi + сь
(119)
где (pi, <?! соответствуют стабилизированному состоянию грунтов
основания.
Избыточное давление в поровой воде допускается определять
методами фильтрационной консолидации грунтов с учетом ско-
рости приложения нагрузки на основание. Вертикальную состав-
ляющую силы предельного сопротивления Nu основания, сло-
женного нескальными грунтами в стабилизированном состоянии,
допускается определять по формуле (1.20), если фундамент имеет
плоскую подошву и грунты основания ниже подошвы однородны
до глубины не менее ее ширины, а в случае различной вертикаль-
ной пригрузки с разных сторон фундамента интенсивность боль-
шей из них не превышает 0,57? (7? — расчетное сопротивление
грунта основания, определяемое в соответствии с пп. 2.41 ...2.48
СНиП 2.02.01-83* или по СП 50-101-2004):
Nu = bT(N&b'K + N&tfd + N&c^), (1.20)
где b', Г — соответственно приведенная ширина и длина фунда-
мента, м; Nv Nqi Nc — безразмерные коэффициенты несущей
способности, определяемые по табл. 7 СНиП 2.02.01 — 83* (или
по табл. 5.10 СП 50-101-2004) в зависимости от расчетного значе-
ния угла внутреннего трения грунта (р и угла наклона к вертикали
5, °, равнодействующей внешней нагрузки на основание Fв уров-
не подошвы фундамента; коэффициенты формы фун-
дамента; b — длина стороны фундамента, в направлении которой
предполагается потеря устойчивости основания; уь — расчет-
ные значения удельного веса грунтов, кН/м3 (тс/м:), находящих-
ся в пределах возможной призмы выпирания соответственно ниже
и выше подошвы фундамента (при наличии подземных вод опре-
деляются с учетом взвешивающего действия воды); d — глубина
заложения фундамента, м (в случае неодинаковой вертикальной
пригрузки с разных сторон фундамента принимается значение d,
соответствующее наименьшей пригрузке, например со стороны
подвала); — расчетное значение удельного сцепления грунта,
кПа (тс/м2).
Коэффициенты формы фундамента определяются по следую-
щим формулам:
1 - 0,25/ц; = 1 + 1,5/ц; = 1 + 0,3/ц; ц = 1/Ь, (1.21)
где Ц b — соответственно длина и ширина подошвы фундамента,
принимаемые в случае внецентренного приложения равнодейству-
ющей нагрузки равными приведенным значениям Ь' и опреде-
ляемым по формулам (1.16).
44
При г| = l/b < 1 в формулах (1.20) следует принимать r| = 1.
Угол наклона к вертикали 5 равнодействующей внешней нагруз-
ки на основание определяется из условия
tg5=FA/Fv, (1.22)
где Fhi Fv — соответственно горизонтальная и вертикальная со-
ставляющие внешней нагрузки на основание F в уровне подошвы
фундамента.
Расчет по формуле (1.20) допускается выполнять, если соблю-
дается условие
tgS < sincpp (1-23)
При использовании формулы (1.20) в случае неодинаковой при-
грузки с разных сторон фундамента в составе горизонтальных нагру-
зок нужно учитывать активное давление грунта. Если условие (1.23)
не выполняется, то рассчитывают фундамент на сдвиг по подошве.
Расчет на сдвиг по подошве производят исходя из условия
(1.24)
где ^Fs a, 2^Fs r — суммы проекций на плоскость скольжения со-
ответственно расчетных сдвигающих и удерживающих сил, опре-
деляемых с учетом активного и пассивного давлений грунта на
боковые грани фундамента.
Можно рассчитывать несущую способность основания графо-
аналитическими методами (круглоцилиндрических или ломаных
поверхностей скольжения), если основание неоднородно по глу-
бине; пригрузка основания с разных сторон фундамента неодина-
кова, причем интенсивность большей из них превышает 0,57?
(R — расчетное сопротивление грунта основания, определяемое
по формуле (1.9) или в соответствии с пп. 2.41... 2.48 СНиП 2.02.01-
83*); сооружение расположено на откосе или вблизи откоса; воз-
можно возникновение нестабилизированного состояния грунтов
основания, за исключением случаев, указанных далее.
Предельное сопротивление основания, однородного ниже по-
дошвы фундамента до глубины не менее 0,75£ и сложенного мед-
ленно уплотняющимися водонасыщенными грунтами, допуска-
ется определять следующим образом. Вертикальная составляющая
силы предельного сопротивления основания ленточного фунда-
мента ям, кН/м, определяется по формуле
пи = b']q + (1 + л - а + cosa)ci];
(1-25)
где q — пригрузка с той стороны фундамента, в направлении
которой действует горизонтальная составляющая нагрузки, кПа;
л = 3,14; a — угол, рад.
45
Угол а определяется по формуле
а = arcsinC/yZ/ci), (1.26)
где fh — горизонтальная составляющая расчетной нагрузки на 1 м
длины фундамента, определяемая с учетом активного давления
грунта, кН/м.
Формулу (1.26) допускается использовать, если выполняется
условие fh < b'cx.
Силу предельного сопротивления основания прямоугольного
фундамента (/ < 3£) при действии на него вертикальной нагрузки
допускается определять по формуле (1.20), полагая <рх = 0 и =
= 1 + 0,11т|. Если на фундамент действуют горизонтальные нагруз-
ки и основание сложено грунтами в нестабилизированном состо-
янии, то всегда производят расчет фундамента на сдвиг по подо-
шве. Устойчивость фундаментов на действие сил морозного пуче-
ния грунтов проверяют, если в основании — пучинистые грунты.
Расчет по несущей способности скальных оснований приведен в
гл. 9.
Контрольные вопросы
1. Какова краткая история развития фундаментов? Какие типы фун-
даментов применяли в древности?
2. Каково назначение фундаментов и почему применяют так много
типов фундаментов?
3. Какие типы фундаментов вы знаете? По какому признаку их под-
разделяют?
4. Почему наряду с фундаментами с плоской подошвой применяют
свайные фундаменты?
5. Каковы основные особенности напряженно-деформированного со-
стояния толстых фундаментных плит? Что такое эффект распора?
6. Всегда ли реализуется эффект распора в фундаментах? От чего за-
висит степень его реализации?
7. Зачем нужно схематизировать грунтовые напластования?
8. Какая схема положена в основу расчета осадок отдельного фунда-
мента?
9. Какие виды деформаций фундаментов вы знаете?
10. Каково условие расчета деформаций? Какие деформации допусти-
мы?
ГЛАВА 2
ЛЕНТОЧНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
2.1. Общие сведения. Конструктивные решения
Ленточные фундаменты чаще всего используют как фундамен-
ты под стены, для передачи на грунт основания линейно распре-
деленных нагрузок от стен здания. Реже они применяются при
устройстве фундаментов под равномерную сетку колонн, в виде
системы перекрестных лент. Обычно в их состав входит фунда-
ментная плита и стена подвала, передающая нагрузку от стен или
колонн здания. Фундаменты в виде перекрестных лент под колон-
ны устраивают, если площади подошв отдельных фундаментов
под колонны велики и подошвы смыкаются краями или при не-
обходимости получения жесткого фундамента в случае располо-
жения здания недостаточно жесткой конструктивной схемы на
неравномерно сжимаемом основании.
Разработаны разнообразные конструкции ленточных фундамен-
тов в виде сборных блоков сплошного сечения, ребристых, пус-
тотелых, кессонных, решетчатых (рис. 2.1). Блоки сплошного се-
чения могут быть трапециевидной или прямоугольной формы. Для
снижения расхода бетона на 20...30% применяются ребристые и
пустотелые блоки, но они менее технологичны при изготовлении.
Наибольшее применение нашли блоки сплошного трапециевид-
ного сечения, представляющие собой двухконсольные плиты,
толщина которых определяется величиной поперечной силы при
отсутствии поперечной арматуры. Имеются разработки по криво-
линейному очертанию верхней поверхности консольного участ-
ка, соответствующему эпюре моментов; по созданию безопорных
участков на нижней поверхности фундаментной плиты для сни-
жения величины изгибающего момента. Монолитные плиты обыч-
но имеют более технологичную трапециевидную или прямоуголь-
ную форму.
Для передачи нагрузки от вышележащих конструкций здания
на фундаментные плиты служат монолитные или сборные бетон-
ные или железобетонные стены (чаще всего они служат стенами
подвала). Сборные стены монтируют из фундаментных стеновых
блоков или панелей (рис. 2.2). Стеновые блоки могут быть сплош-
47
Шаг 1200
/ДТ^1Г
800...2800
800... 3200
Рис. 2.1. Конструкции плит ленточных фундаментов:
а — сплошная плита; б... и — различные конструкции ребристых и пустотелых
фундаментов; к — плита переменной толщины, меняющейся в соответствии с
эпюрой изгибающих моментов; л — плита с безопорными участками на подошве;
м — плита с подготовкой переменной жесткости
800... 3200
м
ные или пустотелые с различной формой пустот. Применение пу-
стотелых блоков позволяет приблизительно на 20...30% сокра-
тить расход бетона.
Для монолитных фундаментов применяется тяжелый конструк-
ционный бетон средней плотности от 2 200 до 2 500 кг/м3 (вклю-
чительно), класса не ниже В15, а для сборных фундаментов —
класса В20, ВЗО. При воздействии отрицательных температур
от -5 до -40 °C применяют бетон марки по морозостойкости не
ниже F75, а при расчетной температуре наружного воздуха выше
-5 °C марку бетона по морозостойкости не нормируют. Для рабо-
чей арматуры рекомендуется арматура периодического профиля
класса А300 (А-И), чтобы получить увеличенное сечение стерж-
ней в целях более надежного сопротивления коррозии. При тех-
нико-экономическом обосновании может применяться арматура
более высоких классов (А400, А500), а также преднапряженная
48
арматура. Толщину защитного слоя бетона для конструкций фун-
даментов в грунте при отсутствии специальных защитных мероп-
риятий и при наличии бетонной подготовки принимают 40 мм, а
при ее отсутствии — 70 мм [30].
Определение глубины заложения подошвы фундаментов явля-
ется важной задачей проектирования. Она принимается не менее
0,5 м от поверхности планировки и больше толщины почвенного
слоя. При ее назначении учитывают глубину промерзания и воз-
можность морозного пучения грунтов в основании. При возмож-
ности морозного пучения глубина заложения подошвы принима-
ется ниже глубины промерзания, определяемой нормами (не ме-
нее расчетной глубины промерзания dj).
Глубина промерзания определяется по формуле
~~ fr\ hf
где dfn — нормативная глубина промерзания, принимаемая по
карте нормативных глубин промерзания; kh — температурный ко-
д е ж з
Рис. 2.2. Сборные стены подвала ленточных фундаментов:
а — сплошные блоки стен; б... г — пустотелые блоки; д...з — типы сборных желе-
зобетонных панелей стен подвала; 1 — блоки подушек; 2 — блоки стен подвала
49
эффициент, зависящий от температурного режима помещения и
определяемый по [26, 33].
Глубину заложения выбирают с учетом расположения фунда-
мента на достаточно прочном слое грунта, исключая слабые грунты
в качестве возможного основания. Если рядом с будущим фунда-
ментом расположены существующие фундаменты, то необходи-
мо исключить их взаимовлияние. Для этого нужно, чтобы разница
в глубине заложения подошв существующего и нового фундамен-
тов составляла не более половины расстояния между краями по-
дошв в плане.
Ленточные фундаменты под несущие стены рекомендуется при-
менять, как правило, при условии полного использования нор-
мативного давления на основание. Их широко применяют при за-
ложении подошвы 2...3 м и более в случае использования под-
земного пространства под зданием. Фундаменты, стены подвалов
и цоколи следует, как правило, выполнять сборными из блоков
или панелей. Блоки должны укладываться с перевязкой верти-
кальных швов и с тщательным заполнением их цементно-песча-
ным раствором.
Расчет железобетонных фундаментных подушек и стен подвала
производится согласно указаниям [30] и [23]. При расчете фунда-
ментных стен в случаях, когда толщина их меньше толщины вы-
шележащих стен, следует учитывать случайный эксцентриситет
е = 8 см. Этот эксцентриситет суммируется с эксцентриситетом
продольных сил. Толщины фундаментной стены и стены первого
этажа должны отличаться одна от другой не более чем на 25 см;
оси этих конструкций должны совпадать. Переход от одной глуби-
ны заложения ленточного фундамента к другой производится ус-
тупами. При плотных грунтах отношение высоты уступа к его дли-
не должно быть не более 1: 1, а высота уступа — не более 1 м. При
неплотных грунтах отношение высоты уступа к его длине должно
быть не более 1 :2, а высота уступа — не более 0,5 м. Уширение
бутобетонных и бутовых фундаментов к подошве производится
уступами. Высота уступа принимается для бутобетона не менее
30 см, а для бутовой кладки она составляет два ряда кладки (55...
60 см). Ширина уступа назначается с таким расчетом, чтобы от-
ношение высоты к ширине было не меньше значения, указанно-
го в табл. 2.1. Проверка уступов расчетом на изгиб и срез не требу-
ется.
При проектировании бутовых, бетонных или бутобетонных
фундаментов под стены размеры каждого из обрезов фундамен-
тов (добавленных к ширине стены) принимают не менее 50 мм с
округлением ширины фундамента до размера, кратного 100 мм.
При проектировании ленточных фундаментов под стены промыш-
ленных зданий рекомендуется применять сборные фундаменты,
50
Таблица 2.1. Минимальные отношения высоты уступов к ширине
Марка раствора или класс бетона Давление на грунт при расчетной нагрузке
о < 0,20 МПа о >0,25 МПа
50... 100 (В10) 1,25 1,50
10...35 1,50 1,75
4 1,75 2,00
собираемые из блоков — подушек и стеновых блоков. Сборные
ленточные и прерывистые фундаменты можно устраивать только
из одних фундаментных стеновых блоков, если их ширина равна
или больше расчетной ширины фундамента. Фундаментные бло-
ки — подушки — или заменяющие их нижние фундаментные сте-
новые блоки укладывают вплотную один к другому, в результате
чего создается непрерывный ленточный фундамент (рис. 2.3, а)
или с промежутками при создании прерывистого фундамента
(рис. 2.3, б).
В фундаментах и стенах подвалов из бутобетона толщина стен
принимается не менее 55 см, а размеры сечения столбов — не
менее 40 см; толщина стен из бутовой кладки принимается не
менее 50 см, а размеры сечения столбов — не менее 60 см. При
применении бута-плитняка допускается уменьшение толщины
конструкций из бутовой кладки до 30 см. Наружные подвальные
стены рассчитывают с учетом активного бокового давления грун-
та и находящейся на поверхности грунта распределенной нагруз-
ки. При отсутствии специальных требований нормативная распре-
Рис. 2.3. Фундаменты со сплошными (а) и прерывистыми (б) подушками:
I — полнотелые блоки стен подвала; 2 — фундаментные подушки; 3 — пустоте-
лые блоки
51
деленная нагрузка на поверхности принимается равной 10 кН/м2.
Типы и размеры фундаментных блоков применяются по утверж-
денным каталогам типовых индустриальных строительных изде-
лий. Марка раствора для кладки фундаментных стеновых блоков
назначается в зависимости от влажности грунта и степени долго-
вечности здания. Рекомендуется марка раствора 50 (для зданий
меньшей долговечности — категории III — марка 25).
Для обеспечения пространственной жесткости сборного фун-
дамента следует предусматривать связь между продольными и по-
перечными стенами путем перевязки фундаментными стеновыми
блоками (рис. 2.4) либо путем закладки в швы стен сеток из стали
классов А300... А400 диаметром 8... 10 мм с шагом 150 мм (рис. 2.5).
При малосжимаемых грунтах при Eq > 10 МПа укладка стальных
сеток может не предусматриваться. Сетки должны быть уложены
не менее чем в двух (верхнем и нижнем) горизонтальных швах.
Глубина заделки сеток в поперечные стены должна быть не менее
двойной ширины фундаментного стенового блока Ъ. Если одна из
стен выполнена из кирпича, то при любых грунтах сетки уклады-
вают в каждом ряду фундаментных блоков (см. рис. 2.5). Фунда-
ментные стеновые блоки должны укладываться с перевязкой вер-
тикальных швов (см. рис. 2.4).
Глубина перевязки шва должна составлять: при малосжимае-
мых грунтах — не менее 0,4 высоты фундаментного стенового блока;
при сильно сжимаемых (Ео < 10 МПа) и макропористых проса-
дочных грунтах — не менее высоты стенового блока.
Рис. 2.4. Примыкание поперечной стены:
1 — стена здания; 2 — блоки стен подвала; 3 — проем для трубопровода; 4 —
фундаментные плиты; 5 — бетон по месту на участке перепада заложения поду-
шек; 6 — арматурные сетки в швах; 7 — отмостка
52
a
Рис. 2.5. Армирование места примыкания:
а — план; б — разрез; 1 — блоки продольных стен подвала; 2 — арматурные сетки
из стали А400 диаметром 8... 10 мм с шагом 150 мм; 3 — блоки поперечной стены;
4 — подушки; b — ширина стены подвала
Для устройства различных вводов от наружных сетей (см.
рис. 2.4) оставляют проемы между блоками длиной не более 0,6 м
(при отсутствии дополнительных конструктивных мероприятий).
Проемы в углах зданий не допускаются. При изменении глубины
заложения подошвы переход от одного заложения к другому осу-
ществляется уступами, высота которых должна быть равна высоте
фундаментного блока-подушки или стенового блока, а отноше-
ние высоты уступа к его длине должно быть не менее 1:2 — при
связных грунтах; 1:3 — при песчаных грунтах. В местах уступов
блоки-подушки укладываются при необходимости на подготовку
из тощего бетона класса В10 (см. рис. 2.4).
При возведении сборных фундаментов на сильно сжимаемых
грунтах, а также на площадках с неравномерными напластовани-
ями грунтов, значительно отличающихся по своей сжимаемости,
устраивают армированный шов поверх фундаментных блоков-по-
душек и армированный пояс поверх последнего ряда фундамент-
ных стеновых блоков по всему периметру. Армированный шов дол-
жен быть толщиной 3...5 см; цементный раствор для армирован-
ного шва делают из марки не ниже марки раствора основной клад-
ки, но не ниже марки 50. Армированный пояс может выполнять-
ся как из монолитного бетона, так и из сборных элементов; высо-
та пояса — 10... 15 см, бетон — класса не ниже В10. Армирование
шва и пояса осуществляется стержнями диаметром 8... 10 мм клас-
сов А300...А400 с шагом 100... 150 мм, связанными через 50...
60 см монтажной арматурой; ширина пояса должна быть не менее
0,8 толщины стены.
Армированные пояса наружных и внутренних стен должны ус-
траиваться на одном уровне. При невозможности устройства по-
53
ясов на одном уровне допускается устройство их на различных
отметках, но при этом пояса должны перекрывать друг друга на
длину не менее 50 диаметров рабочей арматуры и не менее двух
расстояний между ними по вертикали.
Гидроизоляцию между стенами и фундаментами устраивают
из двух слоев навариваемого рулонного материала типа «Изоп-
ласт» по цементно-песчаному раствору состава 1: 3 толщиной 20 мм.
Осадочные швы в ленточных фундаментах на сжимаемых грунтах
устраивают при разнице в высоте соседних участков зданий более
10,0 м, а также в местах сопряжения участков здания, располо-
женных на разнородных грунтах, и при наличии разницы в давле-
нии на грунт под фундаментами соседних участков здания более
чем на 50 % от величины большего давления на основание.
В целях экономии материалов предусматривают трапециевид-
ные сечения консолей и обрывы рабочей арматуры в соответ-
ствии с эпюрами изгибающих моментов (табл. 2.2). Для типовых
плит их сечение принимается по ГОСТу. Часть рабочей арматуры
Таблица 2.2. Экономичные формы фундаментных плит
Марка
плиты
По ГОСТ 13580-68*
Форма плиты
При минимальном
расходе арматуры
При минимальной
стоимости
Ф20 24-25
Ф20 24-35
Ф20 24-45
500 1000 500
ZUUU
500 1000 500
----------*4---
600 800 600
2000
<--------
Ф24 24-25
Ф24 24-35
Ф24 24-45
700 1000 700
» I * W
2400
Ф28 24-25
Ф28 24-35
Ф28 24-45
800 1200 800
2800
1000 800 1000
2800
Ф32 24-25
Ф32 24-35
Ф32 24-45
54
Рис. 2.6. Формы (а, б) под повышенные нагрузки для высоких зданий
проектируют с обрывом стержней в соответствии с эпюрой ма-
териалов. Типы сборных плит под повышенные нагрузки указа-
ны на рис. 2.6, а, б. Толщина плит — 600 мм; класс бетона —
ВЗО; расход арматуры класса А400 (А-Ш) — до 121 кг/м3. Изго-
товление блоков освоено строительными организациями Моск-
вы. В настоящее время широко применяются плиты ленточных
фундаментов по ГОСТ 13580 — 85 и блоки стен подвала по ГОСТ
13579 — 78. Эти фундаменты используют при небольшой высоте
б
Рис. 2.7. Фундаменты под колонны в виде лент (а) или перекрестных
лент (б):
1 — вертикальные арматурные каркасы; 2 — горизонтальная рабочая арматура
плиты; Ъ — ширина ребра; Ъг — ширина фундаментной плиты; hr — высота края
консоли; d — глубина заложения фундамента
55
зданий. Для зданий повышенной этажности строительными орга-
низациями Москвы разработаны ребристые ленточные фунда-
менты. Освоено также изготовление фундаментных плит с кри-
волинейным очертанием их верха, которое позволяет получить
равнопрочное сечение с учетом трансформации эпюры контакт-
ных давлений грунта.
Ленточные фундаменты под ряды колонн выполняют чаще всего
в монолитном железобетоне. Они обычно состоят из перекрест-
ных балок таврового поперечного сечения, включающих в себя
фундаментную плиту (подушку) трапецеидального сечения и вер-
тикальные ребра (возможно, стены подвала) прямоугольного се-
чения (рис. 2.7). Глубину заложения подошвы d принимают, как
для обычных ленточных фундаментов; высота края консоли — не
менее 200 мм. Размеры и армирование плиты и ребер обосновыва-
ются расчетом, как изгибаемых элементов. Колонны могут быть
железобетонными или стальными, узлы стыка колонн с фунда-
ментами описаны в гл. 3.
2.2. Исследования
Исследования конструкций ленточных фундаментов были на-
правлены на определение их действительного напряженно-дефор-
мированного состояния в целях более обоснованного проектиро-
вания и возможности сокращения расхода бетона и стали. Основ-
ное внимание было обращено на недостаточно изученные вопросы
силового взаимодействия ленточного фундамента и основания, в
том числе распределения усилий на контактной поверхности, на-
пряжений в бетоне и арматуре. Для экспериментов использовали
силовой грунтовый лоток размерами в плане 4 х 4 м, высотой 2 м,
заполненный среднезернистым песком плотностью около 1,85 т/м3.
Фундаменты изготавливали из тяжелого конструкционного бе-
тона классов В10...В30 с арматурой классов А300...А400; после
набора прочности их монтировали на перекопанном и послойно
уплотненном после каждого опыта песке. Измеряли внешнюю
нагрузку, прогибы поверхности и осадку фундаментов, деформа-
ции арматуры, напряжения в сжатой зоне бетона, контактные
давления и силы трения. Для этого использовали индикаторы ча-
сового типа и прогибомеры, контактные месдозы давления и тре-
ния, тензорезисторы в комплекте с измерителями деформаций, а
также разработанные в СПКБ НИИС Эстонии датчики напряже-
ния бетона М20 с измерительным прибором BPM-I. Большая часть
образцов практически соответствовала натурным конструкциям
с шириной фундаментной плиты от 1 до 2 м при толщине 100...
300 мм. К верху фундамента прикладывали ступенями статиче-
56
Рис. 2.8. Схема испытывае-
мых фундаментов (а) и пе-
рераспределение контакт-
ных давлений (б)
скую нагрузку по 5... 10 % от теоретической разрушающей нагруз-
ки, каждую ступень выдерживали в течение 45 мин.
Были испытаны обычные фундаментные плиты переменного
и постоянного сечения, сплошные и пустотелые (рис. 2.8). Испы-
тания показали, что по подошве действуют направленные к оси
фундаментной плиты силы трения как следствие расширения пло-
щади контакта с грунтом при неупругих деформациях фундамента.
По мере роста нагрузки и неупругих деформаций фундамента кон-
тактные давления благоприятно перераспределяются, концент-
рируясь вблизи оси фундамента. Нормальная трещина наблюдает-
ся по оси фундамента только при передаче внешней нагрузки че-
рез узкую площадку. В других случаях, когда внешняя нагрузка
передается через площадку, геометрически подобную стене под-
вала, в фундаментах практически отсутствуют нормальные тре-
щины, так как во всех сечениях консоли действуют поперечные
силы. Первая трещина в зоне действия максимального момента
имеет небольшой наклон, причем угол наклона меняется прибли-
зительно в соответствии с наклоном изостат, построенных в упру-
гой стадии. Как установлено, первая трещина расположена на не-
большом расстоянии от сечения по грани стены в растянутой зоне,
что объясняется прохождением трещин в направлении изостат.
С.А.Ривкиным впервые установлено устойчивое перераспре-
деление контактных давлений и в песчаных, и в глинистых осно-
ваниях при нормируемом раскрытии трещин в растянутой зоне.
57
Перераспределение давлений можно рассчитать, пользуясь пред-
ложениями С. А. Ривкина. Эпюрой этих давлений можно в некото-
рой степени «управлять», например путем повышения жесткости
подготовки под центральной частью плиты (введением в этом месте
участка бетонной подготовки при песчаной подготовке под ос-
тальной частью плиты) или создания безопорных участков ближе
к краям консолей. Безопорные участки, т. е. небольшие по площа-
ди участки с отсутствием контакта подошвы фундамента и грун-
та, можно создавать путем установки в опалубке легких пенопла-
стовых блоков с низкой прочностью. Ослабление сечений введе-
нием таких пустот практически не влияет на прочность.
Для многопролетных ленточных фундаментов под колонны боль-
шую роль играют силы распора. По мере роста нагрузки, образова-
ния и раскрытия трещин наблюдается все большее включение в ра-
боту сжатой пространственной системы, жесткость которой растет.
Поэтому в нормальных сечениях наряду с изгибающим моментом
действуют продольные усилия, т.е. сечения переходят к состоянию
внецентренного сжатия. Состояние внецентренного сжатия поддер-
живается увеличивающимся распором, который реализуется в свя-
зи с ограничением горизонтальных перемещений опорных частей
плит трением их о грунт, противодействующими усилиями в сосед-
них пролетах, а также жесткими надфундаментными конструкциями.
В натурных условиях, при деформационных воздействиях на
фундаментную балку вследствие неравномерной осадки, при от-
сутствии противодействия большим силам распора, при нежест-
кой над фундаментной конструкции может происходить трансфор-
мация внутренней конструкции сжатия; при этом эффект распо-
ра может снизиться. Для высоких жестких зданий и сооружений,
при строительстве которых применяются обычно многопролет-
ные ленточные фундаментные балки, снижение сил распора мо-
жет не происходить, так как жесткие надфундаментные конст-
рукции и перекрестные ленты будут препятствовать горизонталь-
ным перемещениям опорных участков фундаментной плиты и
явление распора можно учитывать для снижения расхода армату-
ры. Но при учете распора необходимо вводить коэффициент на-
дежности, так как распор снижается при небольших горизонталь-
ных перемещениях опорных участков фундаментов.
2.3. Расчет и конструирование фундаментов
Расчет ширины подошвы при центральной нагрузке. Условно
вырезая 1 м длины фундамента (рис. 2.9), определяют внешние
нагрузки на него Аот всех вышележащих перекрытий и стен зда-
ния, от собственного веса фундамента и грунта на обрезах (сред-
58
Рис. 2.9. Расчетные схемы определения площади подошвы при цент-
ральной нагрузке:
а — перспективное изображение; б — разрез; G — вес грунта на уступах
ний удельный вес бетона и грунта ут - 20 кН/м3). Ширина подо-
швы фундамента Ь, загруженного непрерывной нагрузкой 7V, оп-
ределяется по следующим формулам:
Nn
Р = N"/Af+7mh< Л; />= п Л'" Nhf, (2.1)
R-lmh
где р — ордината эпюры давления на грунт; Nn — нормативная
нагрузка; Af— площадь подошвы на 1 пог. м.; ут — среднее значе-
ние объемной массы грунта и фундамента; h — глубина заложе-
ния фундамента, м; R — расчетное сопротивление грунта для
центрально-нагруженного фундамента; N — расчетная нагрузка
без учета веса фундамента и грунта, кН/nor. м; — усредненный
коэффициент надежности по нагрузке (можно принимать уу= 1,2).
Расчет ширины подошвы ленточного фундамента под стену при
наличии подвала при внецентренной нагрузке. При внецентренной
нагрузке (рис. 2.10) на фундамент действует вертикальное давле-
ние от стены здания Nw, активное горизонтальное давление грун-
та обратной засыпки оаг (как для подпорной стены), и верти-
кальный односторонний пригруз грунта обратной засыпки Ng.
В расчет вводят также временную нагрузку на поверхности грунта
р = 10 кН/м2, заменяя ее действие эквивалентным слоем грунта
толщиной 0,6 м. Вычисляют изгибающий момент на 1 пог. м дли-
ны фундамента:
М" = аа.г£2/15 + 0,5№е0 - N"ex, (2.2)
где оа1 — горизонтальное давление грунта обратной засыпки; N” —
нагрузка от стены здания на 1 пог. м. длины фундамента; Ng —
нагрузка от грунта обратной засыпки на 1 пог. м.
59
Рис. 2.10. Расчетная схе-
ма ленточного фун-
дамента при внецент-
ренной нагрузке:
— эксцентриситет силы
Nw относительно оси фун-
дамента, м; ei — эксцент-
риситет силы Ng относи-
тельно оси фундамента, м;
L — расстояние от низа пе-
рекрытия до подошвы; h —
глубина заложения подо-
швы, м
оризонтальное давление грунта обратной засыпки определя-
ют по формуле
°а.г = Yo^(45° - 0,5<pm); Н= h + 0,6,
где фт — усредненный угол внутреннего трения.
Мп
Затем находят е = -—-; вычисляют
Nn
/’max,min = ~Г (1 ± 6е/6)> (2-3)
где b — ширина подошвы; ртах < 1,27?"; pmin > 0.
Расчет прочности ленточных фундаментов под стены. Прочность
рассчитывается на действие изгибающего момента и поперечной силы.
Возможен учет перераспределения контактных давлений и сил тре-
ния по подошве при допущении длительного раскрытия трещин.
Расчет по прочности на действие изгибающего момента произ-
водится для сечений, нормальных к продольной оси. В ленточных
фундаментах под стены рассчитывают только консоли фундамент-
ной плиты (подушки), загруженные контактным давлением (отпо-
ром) грунта (рис. 2.11). Расчет по прочности нормальных сечений
следует производить в зависимости от соотношения между значе-
нием относительной высоты сжатой зоны бетона £ = х/Л0, опреде-
ляемым из соответствующих условий равновесия, и значением гра-
ничной относительной высоты сжатой зоны при котором пре-
дельное состояние элемента наступает одновременно с достиже-
нием в растянутой арматуре напряжения, равного расчетному со-
противлению Rs. Значение определяют по следующей формуле:
60
Рис. 2.11. Расчетные схемы при расчете прочности:
а — при равномерной эпюре контактных давлений р; б — с учетом перераспреде-
ления контактных давлений р и реализации сил трения т; й0 — рабочая высота
сечения, см; 1С — расчетная длина консоли, см; асгс — ширина раскрытия тре-
щин, мм; р\, Р2 — перераспределение р
^=0,8/(1 + Я/700) (2.4)
или по табл. 2.3.
Расчет прямоугольного поперечного сечения консоли с оди-
ночной арматурой (см. рис. 2.11) производится в зависимости от
высоты сжатой зоны:
х=^Л/(ад; (2.5)
при х < ^RhQ — из условия
М< RMho - 0,5х); (2.6)
при х > c,RhQ — из условия
М< aRRbhJ, (2.7)
где х — высота сжатой зоны.
61
Таблица 2.3. Значения и ая[13]
Класс арматуры
А240 0,612 0,425
АЗОО 0,577 0,411
А400 0,531 0,390
А500 0,493 0,372
В500 0,502 0,376
Значение определяют по табл. 2.3; при этом несущую спо-
собность можно немного увеличить путем замены значения aR на
(0,7осЛ + 0,3ocw), где ат = £,(1 - 0,5£), и принимая здесь £ не более 1.
При равномерно распределенном контактном давлении р (см. рис.
2.12) максимальный изгибающий момент в нормальном сечении
на 1 пог. м длины фундамента
М = pl?100/2.
(2-8)
Если допустимо длительное раскрытие трещин асгс = 0,3 мм,
ведущее к расширению площади контакта с грунтом и реализа-
ции сил трения по подошве, а также отсутствуют вибрационные
нагрузки, которые могут снизить силы трения, то можно учесть
разгружающий момент сил трения т = pf по подошве на 1 пог. м
длины фундамента Л/т; этот момент нужно вычитать из момента М:
= р//с(Ао-О,5х)1ОО,
(2.9)
где f— коэффициент трения бетона по грунту (изменяется в ши-
роких пределах в зависимости от вида и состояния грунта, может
быть принят не более 0,1...0,2 [22]).
Учет перераспределения контактных давлений р по подошве
возможен при использовании коэффициента постели грунта К
(МПа/мм) в случае длительного раскрытия трещин асгс = 0,3 мм.
Снижение давления на краю консоли
\р = касгс1с
Тогда
Р\ = Р + А/?; р2 = р - Ар; = 0,167(2р2 + Р\Ус •
Сниженный изгибающий момент
(2.10)
(2.П)
Mtot= М- М^р- Мх. (2.12)
Подбор продольной арматуры производят следующим образом.
Вычисляют значение
62
ат = M/(RbbhlY
(2.13)
Если ат < (см. табл. 2.3), то сжатая арматура по расчету не
требуется (необходимо стремиться к такому армированию). При
отсутствии сжатой арматуры площадь сечения растянутой арма-
туры определяется по формуле
4 = ЛМ (1 - 71-2<хт)/Л . (2.14)
Если ат > aR, то нужно увеличить сечение фундаментной пли-
ты или повысить класс бетона.
Расчет по прочности фундаментных плит без поперечной ар-
матуры на действие поперечной силы производится из следую-
щих условий
а) Стах < 2^RbtbhQ, (2.15)
где Qmax — максимальная поперечная сила у грани опоры;
б) Q < l,5Rbtbh$/c, (2.16)
где Q — поперечная сила в конце наклонного сечения, начинаю-
щегося от грани стены подвала, опирающейся на плиту; значение
с принимается не более стах = ЗЛ0.
При расчете плиты на действие распределенных сил реактив-
ного отпора грунта, если выполняется условие
q.< Rt„h/(,. (2.17)
то условие (2.15) принимает вид
Стах < 0,51^0 + ЗМ, (2.18)
(что соответствует с = ЗЛ0), а при невыполнении условия (2.16)
Стах — ’
что соответствует
с - (2.19)
Для фундаментных плит с переменной высотой сечения при
проверке условия (2.14) значение Ло принимается в опорном се-
чении, а при проверке условия (2.15) — как среднее значение Ло
в пределах наклонного сечения. Для плит с высотой сечения, уве-
личивающейся к участку опирания стены подвала с увеличением
поперечной силы, значение стах принимается равным:
c,„ax = 3W(l + l,5tgp), (2.20)
63
где Л01 — рабочая высота плиты в опорном сечении; р — угол
наклона верхней наклонной грани плиты.
Расчет прочности фундаментов под ряд колонн. При действии
сравнительно регулярных нагрузок и напластовании грунтов, обес-
печивающем равномерную осадку (однородный грунт или гори-
зонтально расположенные слои грунта) фундаменты под ряды
колонн можно рассчитывать как многопролетные неразрезные
балки с учетом распора на действие равномерно распределенного
давления грунта р (возможен учет перераспределения этого дав-
ления) (рис. 2.12). При резко нерегулярных нагрузках, а также при
неоднородных грунтах с включениями сложных наклонных про-
слоек, в сложных и особых грунтовых условиях рекомендуется рас-
считывать фундаменты на ЭВМ. Изгибающий момент в пролете и
на опорах многопролетной балки без учета сил распора
Мх = М2 = р/2/16, (2.21)
где р — погонное контактное давление с учетом ширины подо-
швы.
а
б
Рис. 2.12. Расчетная схема ленточного фундамента под ряд колонн:
а — эпюра моментов; б — перераспределение контактных давлений в ленточном
фундаменте под ряд колонн при допущении длительного раскрытия трещин асгс;
Му — пролетный момент; М2 — опорный момент; 1С — расчетный пролет;
Д2— соответственно пролетная и надопорная арматура; р\, р2 — перераспреде-
ленные давления грунта
64
Можно учесть снижение момента на опоре с учетом располо-
жения максимального значения эпюры моментов в толще стены
здания. Учет перераспределения контактных давлений р по подо-
шве возможен при использовании коэффициента постели грунта К.
Снижение давления в средней части плиты
Др = Kacrc(lc/2)/(O,9ho),
где К — коэффициент постели; асгс — ширина раскрытия трещин.
Тогда
Р\ = р + Др; р2 = Р - Др; = 0,167(2р2 + Pi)/C2. (2.22)
Порядок определения коэффициента постели К: 1) опреде-
лить среднее давление по подошве от нормативных нагрузок рт;
2) определить осадку s; К = pm/s.
Сниженный изгибающий момент
Mtot=M-M^p. (2.23)
Для подбора сечения арматуры Asl и As2 в пролете и на опорах
необходимо воспользоваться формулами (2.13), (2.14).
Расчет прочности с учетом сил распора. Согласно рекоменда-
циям, приведенным в [22], при отсутствии данных о возможнос-
ти горизонтальных перемещений контура плит при h/l > 1/30 рас-
ход арматуры можно снизить без расчета на 20 %, кроме крайних
и вторых от края пролетов, где силы распора не будут проявлять-
ся в полной мере ввиду горизонтальных перемещений плит. При
этом предусматривается сохранение схемы излома (разрушения)
плиты в стадии предельного равновесия. При определении несу-
щей способности плиты учитывают величину предельного проги-
ба, определяемого по табл. 7 [22]. Так, для защемленной по всем
сторонам прямоугольной плиты с соотношением 2 > 12/1\ > 0,5
предельный прогиб fu = 0,14[1/(1 + k)]/j(l/p'u); внутренние пре-
дельные усилия вычисляют с учетом и армирования, и влияния
усилий распора. Учет усилий распора сводится к определению до-
полнительного момента АЛ/, воспринимаемого за счет распора.
Учет сил распора производят по следующим формулам [22]:
хн = 0,5(Л6 - 0,5//)( 1 - X); hb = О,85йо - jq - х2;
О,125(Л4-О,5/„о)Л4/2/,
f’(h„ - 0,5/„')£4
Л' = 0,1/2/р';
Р
_ 7 ( f'_ fо\ , /-о.
f''\J и Ju f ' Jи J
(2.24)
H=xHbRb\ AM=xHbRb(hb -xH - fu}',p=%(Mx + M2 + ,
3 Тетиор
65
где хн — увеличение х за счет распора Н; X — относительный
коэффициент податливости контура при жесткости его на растя-
жение ЕсАс; хь х2 — высоты сжатой зоны на опоре и в пролете;
fu — предельный прогиб конструкции с податливостью X; /' —
предельный прогиб при отсутствии распора, определяемый в ста-
дии, близкой к разрушению; /ы° — предельный прогиб при макси-
мальном действии распора (к = 0; = 1; = 0,9; v = 0,2); р'и —
предельная кривизна; р — предельное распределенное контакт-
ное давление грунта, воспринимаемое фундаментом с учетом рас-
пора.
Расчет фундамента под ряд колонн на действие поперечных сил.
Расчет при действии поперечных сил (рис. 2.13) должен обеспе-
чить прочность на действие поперечной силы и момента по на-
клонному сечению. Ввиду сплошного сечения балки и действия
распределенного давления грунта по подошве расчет по полосе
между наклонными сечениями не производится. В качестве попе-
речной арматуры используются хомуты.
а
54 — 5
б
Рис. 2.13. Схема усилий в наклонном сечении:
а — эпюры поперечных сил; б — схема усилий; Qnax — максимальная поперечная
сила у опоры; R^, Asw — соответственно прочность и площадь поперечной арма-
туры; лд, s2 — шаг поперечной арматуры в разных зонах; Qb — доля Q, воспри-
нимаемая бетоном сжатой зоны
66
Проведем расчет ленточного фундамента (балки) по наклон-
ным сечениям на действие поперечных сил как элемента постоян-
ной высоты, армированного хомутами, нормальными к оси. Расчет
по наклонному сечению (см. рис. 2.13) производят из условия
Q < Qb +
(2.25)
где Q — поперечная сила в наклонном сечении с длиной проек-
ции с от внешних сил, расположенных по одну сторону от рас-
сматриваемого наклонного сечения; Qb — поперечная сила, вос-
принимаемая бетоном сжатой зоны в наклонном сечении; Qsw —
поперечная сила, воспринимаемая хомутами в наклонном сече-
нии.
Поперечную силу Qb определяют по формуле
Qb = Мь/с.
где
Mb = \,5Rblbhl.
(2.26)
(2.27)
Значение Qb принимают не более 2£RbtbhQ и не менее Q,5RbtbhQ.
Определение с описано далее. Усилие Qsw определяют по формуле
Qsw 0,75
(2.28)
где qsw — усилие в хомутах на единицу длины элемента; с0 — дли-
на проекции наклонной трещины, принимаемая равной с, но не
более 2А0.
Усилие в хомутах на единицу длины элемента определяют по
формуле
(2.29)
Хомуты учитывают в расчете, если соблюдается условие
Qsw> Q>25Rbtb.
(2.30)
Можно не выполнять это условие, если в формуле (2.28) учи-
тывать такое уменьшенное значение Rbtb, при котором условие
(2.29) превращается в равенство, т.е. принимать Mb = bhlqsw. При
проверке условия (2.26) в общем случае задаются рядом наклон-
ных сечений при различных значениях с, не превышающих ЗЛ0.
Так как на балку действует равномерно распределенное давление
грунта, то невыгоднейшее значение с принимают равным
с = ^Mb/qx, а если при этом ^Mblqx < 2Л^/(1-0,5^w/7?^) или
qsw/Rbt > 2.^ нужно принимать с = ЛМЬ/(0,75gw + ^). Значение qx
определяют следующим образом: если действует сплошная рав-
номерно распределенная нагрузка />, то qx = р\ если нагрузка р
включает в себя временную нагрузку, которая приводится к эк-
67
Бивалентной по моменту равномерно распределенной нагрузке qv
(т. е. когда эпюра моментов М от принятой в расчете нагрузки qv
всегда огибает эпюру М от любой фактической временной на-
грузки), то qx = р - 0,5<?v. При этом в условии (2.27) значение Q
принимают равным (Qmax - #]С), где £>тах — поперечная сила в
опорном сечении.
Требуемая интенсивность хомутов qsw определяется в зависи-
мости от м = 2y[Mbq\ следующим образом:
если QbX > 2Mb/h$ - Qmax, то
Qsw =(0nax -Qk)/(3Mb);
если Qb] < 2Mb/h0 - Qmax, to
Qsw ~ (Стах
(2.31)
При этом, если Qbx < RbtbhQi то qsw = (fi^ - О,5А^Ло - 37zotfi)/
/1,5А0.
Если полученное значение q^ не удовлетворяет условию (2.30),
то его следует вычислять по формуле
(2max / A) ^Q\
3,5
и принимать не менее
При уменьшении интенсивности хомутов от опоры к пролету
с до qsw2 (например, путем увеличения шага хомутов) следует
проверить условие (2.27) при значениях с, превышающих 1Х ~~
длину участка с интенсивностью хомутов qswX (см. рис. 2.13). При
этом значение Q™ принимается равным:
если с < 2АС + 7Ь то
Qsw 0,75[^5VViCq ( Jwi Qsw2)(c A)]»
(2.33)
если с > 2Л0 + 7Ь то
Qsw ~ 1,5^5w: ^0"
(2.34)
Длина участка с интенсивностью хомутов q^i принимается не
менее значения /ь определяемого в зависимости от &qsw =
= 0,75(^i- qs^2) следующим образом:
68
1) если то
^b! C2max + Q\C
^sw
(2.35)
XVV
но не более ЗЛ0;
при этом,
если
Мь
Q\ ~ ^Qsw
то с =
Мь
Q\ 0,75A^.w2
2) если > qit I. = Qmax l'g°'111"1 + - 2Д,, (2.36)
91
где ^^min — 0,5 Rbfbhq.
Если для значения ^ЛН,2не выполняется условие (2.29), то дли-
на Ц вычисляется при скорректированных значениях Mb =
И 06,min ~ 2Л0^2; при этом сумма (й,,тк1 + 1,5^Л0) в формуле
(2.36) принимается не менее нескорректированного значения
Qb min. Шаг хомутов, учитываемых в расчете, должен быть не бо-
лее значения
и’.тах
Q
(2.37)
Хомуты должны отвечать конструктивным требованиям [1,4, 14].
Расчет трещиностойкости. В соответствии с действующими нор-
мами расчет изгибаемых конструкций фундаментов [14, 23, 30]
производят по образованию трещин и (в случае образования) —
по раскрытию трещин. Расчет по раскрытию трещин позволяет
учитывать их раскрытие при перераспределении контактных дав-
лений грунта в целях снижения изгибающего момента.
Расчет производят по непродолжительному и продолжитель-
ному раскрытию трещин. Непродолжительное раскрытие трещин
определяют от совместного действия постоянных и временных
(длительных и кратковременных) нагрузок; продолжительное рас-
крытие — только от постоянных и временных длительных нагру-
зок. Расчет по раскрытию трещин производят из условия
@сгс — ^crc,ulb
(2.38)
где асгс — ширина раскрытия трещин от действия внешней на-
грузки; acrc uit — предельно допустимая ширина раскрытия тре-
щин.
69
Значения acrc,u}t =0,3 мм из условия сохранности арматуры при
продолжительном раскрытии трещин; acrc iat - 0,4 мм при непро-
должительном раскрытии трещин. Расчет по раскрытию трещин
не производится, если соблюдается условие отсутствия их обра-
зования
(2.39)
где М — момент от внешней нагрузки относительно оси, нор-
мальной к плоскости действия момента и проходящей через центр
тяжести приведенного поперечного сечения элемента; при этом
учитываются все нагрузки (постоянные и временные) с коэффи-
циентом надежности по нагрузке Y/= 1; Мсгс — момент, воспри-
нимаемый нормальным сечением конструкции при образовании
трещин.
Допускается определять момент Мсгс без учета неупругих де-
формаций бетона. Если при этом условие (2.39) не удовлетворя-
ется, то момент образования трещин следует определять с учетом
неупругих деформаций бетона. Момент образования трещин без
учета неупругих деформаций бетона определяют, как для сплош-
ного упругого тела, по формуле
Мсгс
(2.40)
где W— момент сопротивления приведенного сечения для край-
него растянутого волокна бетона.
Момент сопротивления W определяют по формуле
~ Ired/Уь
(2.41)
где Ired — момент инерции приведенного сечения относительно
его центра тяжести; yt — расстояние от наиболее растянутого во-
локна бетона до центра тяжести приведенного сечения элемента.
Момент инерции приведенного сечения относительно его цент-
ра тяжести определяют по формуле
red ~
7+ Ла + Ла;
kJ J
(2.42)
где 7, 4, I' — моменты инерции сечения соответственно бетона,
растянутой и сжатой арматуры.
Площадь приведенного сечения
red
= А + Аа +А'а
J
где а — коэффициент приведения арматуры к бетону (а = Es/Eb).
При ц = As/А < 0,005 значение Wдопускается определять без
учета арматуры. Для тавровых сечений при действии момента в
плоскости оси симметрии момент образования трещин с учетом
неупругих деформаций растянутого бетона допускается опреде-
лять по формуле (2.40) с заменой значения W на Wp! = Wy.
70
Значения коэффициента у
Сечение Коэффициент у
Тавровое с полкой в сжатой зоне (в пролете
фундаментной балки)........................................ 1,30
Тавровое с полкой в растянутой зоне (на опоре балки):
при by/b < 2 независимо от отношения /у/И ...................... 1,25
при Ьу/Ь > 2 и hj/h > 0,2....................................1,25
при Ьу/Ь > 2 и hy/h < 0,2....................................1,20
Ширину раскрытия нормальных трещин [14, 30] определяют
по формуле
сгс
= <P1<P2<P3VS
(2.42)
где <р] — коэффициент, учитывающий продолжительность дей-
ствия нагрузки и принимаемый равным 1,0 при непродолжитель-
ном действии нагрузки, 1,4 — при продолжительном действии
нагрузки; ф2 ~ коэффициент, учитывающий профиль продоль-
ной арматуры и принимаемый равным 0,5 для арматуры периоди-
ческого профиля (классов А300, А400, А500, В500); 0,8 — для
гладкой арматуры (класса А240); <р3 — коэффициент, учитываю-
щий характер загружения (<р3 = 1,0 для изгибаемых элементов);
— коэффициент, учитывающий неравномерное распределение
относительных деформаций растянутой арматуры между трещи-
нами (допускается принимать = 1, если при этом условие (2.38)
не удовлетворяется); значение следует определять согласно (2.51);
os — напряжение в продольной растянутой арматуре в нормаль-
ном сечении с трещиной от соответствующей внешней нагрузки;
ls — базовое (без учета влияния вида поверхности арматуры) рас-
стояние между смежными нормальными трещинами, определяе-
мое в соответствии с п. 4.12 [14] по формуле (2.48).
Ранее в нормах ширину раскрытия нормальных трещин опре-
деляли [23] по формуле
ат= 20(3,5-100ц)
(2.43)
где ц — коэффициент армирования сечения; ф/ — коэффициент,
учитывающий продолжительность действия нагрузки и принима-
емый по [23]; os — напряжения в продольной растянутой армату-
ре в нормальном сечении с трещиной от внешней нагрузки; d —
диаметр арматуры, мм.
Значение напряжения а5 в растянутой арматуре изгибаемых
элементов определяют по формуле
71
j «si ?
red
(2.44)
где Ired, x — соответственно момент инерции и высота сжатой
зоны приведенного поперечного сечения, включающего в себя
площадь поперечного сечения только сжатой зоны бетона и пло-
щади сечения растянутой и сжатой арматуры, умноженные на
коэффициент приведения арматуры к бетону asl = Es/Ebjred, где
2Wcm. п. 4.7 [14]).
Коэффициент а51 можно также определять по формуле а51 =
= 300/Rbtser Высоту сжатой зоны определяют по решению уравне-
ния
GV5P,
(2.45)
где Sb, Ss, S' — статические моменты соответственно сжатой зоны
бетона, площадей растянутой и сжатой арматуры относительно
нейтральной оси.
Для тавровых сечений напряжение о5 допускается определять
по формуле
os = M/izAs),
(2.46)
где zs — плечо внутренней пары сил.
Плечо внутренней пары сил определяют по формуле
(2.47)
где § = х/Л0; v = 0,15.
Значение базового расстояния между трещинами ls определя-
ется по формуле
(2.48)
где Abt — площадь сечения растянутого бетона, определяемая в
общем случае согласно указаниям п. 4.7 [14].
Значение ls принимают не менее 10<4 и 100 мм и не более 40ds
и 400 мм (для балок с рабочей высотой поперечного сечения не
более 1 м).
Высота растянутой зоны бетона принимается не менее 2а и не
более 0,5Л. Для тавровых сечений высоту растянутой зоны бетона
допускается определять по формуле (2.49) с учетом указанных
ограничений:
72
У = У,к,
(2.49)
где yt — высота растянутой зоны бетона, определяемая как для
упругого материала при коэффициенте приведения арматуры к
бетону а = Es/Eb\ к — поправочный коэффициент {к - 0,90 для
тавровых сечений с полкой в сжатой зоне; к = 0,95 для тавровых
сечений с полкой в растянутой зоне).
Высоту растянутой зоны бетона определяют по формуле
У/ ~ Ered/Ared,
где Sred — статический момент полного приведенного сечения от-
носительно растянутой грани.
При различных диаметрах стержней растянутой арматуры зна-
чение ds принимается равным:
. _ ......,lk**sk
+ • • • + ftk^sk
(2.50)
где пъ ...,пк — число стержней диаметрами соответственно dsX,...,
dsk, ds\, — , dsk — диаметры стержней растянутой арматуры.
Значение коэффициента определяют по формуле
= 1-0,
М
(2.51)
и принимают не менее 0,2.
Ширину раскрытия трещин принимают равной:
при продолжительном раскрытии
(2.52)
при непродолжительном раскрытии
сгс
~ &crcl ' &сгс2 ®сгсЪ
(2.53)
где асгс1 — ширина раскрытия трещин, определяемая по формуле
(2.43) при <р] = 1,4 и при действии постоянных и длительных на-
грузок; асгс2 — ширина раскрытия трещин, определяемая по фор-
муле (2.43), при ср! = 1,0 и действии всех нагрузок, включая крат-
ковременные; асгс3 — ширина раскрытия трещин, определяемая
по формуле (2.43) при (р! = 1,0 и действии постоянных и длитель-
ных нагрузок.
Ширину непродолжительного раскрытия трещин можно также
определять по формуле
@сгс
®сгс2
М, - 0,8Мт 'I
М - 0,8Мт J
(2.54)
73
где значения Mt и М определяются при действии соответственно
суммы постоянных и длительных нагрузок и всех нагрузок.
При выполнении условия
М, - 0, 8МСГС
Л/ - О, Шсге
0,68
(2.55)
можно проверять только продолжительное раскрытие трещин, а
при невыполнении условия (2.55) — только непродолжительное
раскрытие.
Расчет прерывистых ленточных фундаментов. Прерывистые фун-
даменты проектируют с учетом превышения расчетного сопро-
тивления грунта основания. Не допускается применение преры-
вистых фундаментов с превышением расчетного сопротивления
основания в случаях макропористых просадочных грунтов II ка-
тегории просадочности; в сейсмических районах с расчетной сей-
смичностью 9 баллов (при слабых грунтах); если площадка сло-
жена из неоднородных грунтов, значительно отличающихся по
своей сжимаемости, при неравномерном напластовании этих
грунтов.
В этих случаях возможно при обосновании применение преры-
вистых фундаментов без превышения расчетного сопротивления
грунта основания.
Наибольшее допустимое расстояние между фундаментными
блоками-подушками прерывистого фундамента с учетом превы-
шения расчетного сопротивления основания назначается в зави-
симости от расчетной ширины ленточного фундамента Ьс и при-
нятой ширины прерывистого фундамента Ь{. При совпадении рас-
четной ширины фундамента с шириной типового блока-подушки
применение прерывистых фундаментов возможно при технико-
экономическом обосновании.
Предельное превышение расчетного сопротивления грунта ус-
танавливается из условия, что отношение площади расчетного
ленточного фундамента к общей площади прерывистого фунда-
мента К не должно превышать его предельного значения К{ при
любых грунтах, а при грунтах, перечисленных далее, не должно
превышать, кроме того, предельного значения К2 (К < К <
<К2}.
Наибольшее допустимое расстояние между фундаментными
блоками-подушками длиной 1,18 м прерывистого фундамента и
значения Кх для блоков-подушек длиной 1,18 м приведены в
табл. 2.4.
Значения коэффициента К2 назначают в зависимости от вида
грунта:
74
Таблица 2.4. Значения bc, bh с, Kt
Расчетная ширина ленточного фундамента Ьс, м Ширина пре- рывистого фун- дамента bh м Наибольшее расстояние между подушками с, м %
0,9 1,4 0,90 1,07
1,0 1,4 0,75 1,09
1,1 1,4 0,55 1,11
1,2 1,4 0,35 1,11
1,6 0,80 1,17
1,3 1,4 0,15 1,07
1,6 0,60 1,14
1,4 1,6 0,40 1,12
1,5 1,6 0,25 1,11
2,0 0,90 1,23
1,6 2,0 0,70 1,20
1,7 2,0 0,55 1,18
1,8 2,0 0,40 1,17
1,9 2,0 0,20 1,09
2,0 2,4 0,65 1,23
2,1 1,4 0,45 1,18
2,2 2,4 0,65 1,13
2,3 2,4 0,20 1,10
2,4 2,8 0,55 1,19
2,5 2,8 0,40 1,17
2,6 2,8 0,30 1,15
2,7 2,8 0,20 1,12
• К2= 1,2 для глинистых (не макропористых) грунтов с малой
структурной связностью и супесей в пластичном состоянии при
коэффициенте пористости е = 0,7;
75
• К2 - 1,15 для суглинков в пластичном состоянии при коэф-
фициенте пористости е = 1;
• К2 = 1,2 для глин в пластичном состоянии при коэффициенте
пористости е = 0,8;
• К2 - 1,1 для глин в пластичном состоянии при коэффициенте
пористости Е = 1,1.
Для промежуточных значений е величины определяют по
линейной интерполяции. Расчет прерывистых фундаментов с уче-
том превышения расчетного сопротивления грунта производится
в следующем порядке:
1) определяют расчетную ширину ленточного фундамента;
2) по табл. 2.4 выбирают ширину прерывистого фундамента
и расстояние между блоками-подушками с;
3) определяют величину К — отношение площади ленточного
фундамента Af к площади прерывистого фундамента Af-.
к = Агс = Ь,Ц А,, = «Л; п = (L + + с), (2.56)
где с — расстояние между блоками-подушками фундамента, м;
L — общая длина фундамента, м; Af — площадь фундаментного
блока-подушки, м2; п — количество блоков-подушек по длине
фундамента; 1Х — длина фундаментного блока-подушки, м;
4) проверяют условия К < Кх и К < К2. При невыполнении
этого условия за величину К принимают наименьшее из значе-
ний Кх или К2;
площадь прерывистого ленточного фундамента определяют по
формуле
^/пр =
5) определяют необходимое в этом случае количество фунда-
ментных блоков:
nf = Afnp/AfM расстояние между ними с' = (L - n'lx)/(n' - 1);
6) определяют среднее давление по подошве прерывистого
фундамента:
Р =
где Rq — расчетное сопротивление грунта основания;
7) проверяют условие: среднее давление на грунт под подо-
швой фундаментного блока-подушки не должно превышать пре-
дельного давления, на которое эти блоки рассчитаны. При уклад-
ке прерывистых фундаментов на подготовку из песка, гравия или
щебня расстояние между фундаментными блоками-подушками
может быть увеличено на величину, равную полуторной толщине
подготовки, при соблюдении требования по величине среднего
давления.
76
2.4. Конструирование фундаментов под колонны
с построением эпюры материалов
Фундаменты таврового поперечного сечения можно армиро-
вать следующим образом: фундаментная плита армируется как
консоль в поперечном направлении, в ней также устанавливается
нижняя продольная рабочая арматура; в стенке балки устанавли-
вают верхнюю рабочую арматуру, которую можно объединить в
вертикально расположенный сварной пространственный каркас
путем приварки поперечных стержней. При размещении рабочей
арматуры в целях ее экономии нужно построить эпюру арматуры
(материалов) (рис. 2.14). До половины требуемой по расчету пло-
щади стержней рабочей арматуры можно оборвать в пролете и у
опоры путем построения эпюры арматуры и огибающей эпюры
изгибающих моментов и М2.
Для этого строят огибающие эпюры изгибающих моментов в
пролетах и на опорах. Затем строят эпюру арматуры, вычисляя ее
ординаты как моменты внутренних сил в рассматриваемых сече-
ниях:
ОСГ Rs-AsZb)
где Zb — плечо внутренней пары сил.
По изгибающим моментам в расчетных сечениях на опорах и в
пролете находят площадь растянутой арматуры и подбирают диа-
Рис. 2.14. Построение эпюры материалов (арматуры) для ленточного
фундамента под ряд колонн:
а — огибающие эпюры моментов; б — расположение рабочей арматуры; 1,2 —
соответственно верхняя и нижняя арматура; w,, vv2 — длина анкеровки арматуры
77
метр и число стержней (лучше всего четное, так как обрывают
половину стержней). Затем строят эпюры изгибающих моментов,
воспринимаемых сечениями с этими стержнями арматуры в про-
лете и на опоре (отмечены вертикальной штриховкой на рис. 2.14),
и доводят их до пересечения с огибающими эпюрами моментов.
Точки пересечения являются местами теоретического обрыва стер-
жней.
Стержни рабочей арматуры, оборванной в пролете и на опоре,
должны быть заведены за точки теоретического обрыва на расчет-
ную длину заделки W или длину анкеровки 1ап. Длину W можно
определять с учетом поперечной силы: W= QI2qsw+ 5d> 20d. При
этом поперечная сила Q в месте теоретического обрыва должна
соответствовать изгибающему моменту в этом сечении. Длину ан-
керовки можно вычислить по формуле
lan = [^anW^b) + (но не менее 1ап = Холб7), (2.57)
где сосл, Хап — коэффициенты, определяемые по табл. 2.5;
Rs — расчетное сопротивление арматуры; Rb — призменная проч-
ность бетона; d — диаметр стержня.
В [14] изменены описанные ранее требования к анкеровке. Ба-
зовую (основную) длину анкеровки стержня арматуры определя-
ют по формуле
0,ал
-K-s^s/( Rhondas )
(2.58)
где As, us — соответственно площадь поперечного сечения стерж-
ня и периметр его сечения; Rbond — расчетное сопротивление сцеп-
ления арматуры с бетоном.
Расчетное сопротивление сцепления арматуры с бетоном оп-
ределяют по формуле
Rbond ~
Таблица 2.5. Коэффициенты для определения длины анкеровки
Напряженное состояние арматуры и условия анкеровки 1 ^ап Допустимое минимальное значение Ч7И, ММ
Анкеровка растянутой арматуры в растянутом бетоне 0,7 11 20 250
Анкеровка сжатой или растянутой арматуры в сжатом бетоне 0,5 8 12 200
78
где rii — коэффициент, учитывающий влияние вида поверхности
арматуры (для холоднодеформируемой арматуры периодического
профиля класса В500 Ц] = 2,0; для горячекатаной и термомехани-
чески упрочненной арматуры периодического профиля классов
А300, А400 и А500 ц1 = 2,5); т|2 — коэффициент, учитывающий
влияние диаметра стержня d (при d < 32 мм т|2 = 1,0; при d= 36 и
40 мм т|2 = 0,9).
Требуемую расчетную длину анкеровки определяют по форму-
ле
an ® \),an^s,cal/^s,e) > (2.59)
где а = 1,0 для стержней периодического профиля; As cah As ef —
соответственно площади поперечного сечения арматуры по рас-
чету с полным расчетным сопротивлением и фактическая пло-
щадь.
Л ля стержней диаметром меньше 36 мм, работающих с пол-
ным расчетным сопротивлением, в [14] приведены значения от-
носительной длины анкеровки Хап = 1ап/ds. В любом случае факти-
ческая длина анкеровки должна быть не менее O,3Zo 15ds и 200 мм.
Если длину анкеровки выдержать нельзя, то рекомендуется при-
менять дополнительные мероприятия по анкеровке — устройство
анкерующих поперечных стержней и др. [14].
В пролете обрывают не более половины стержней, остальную
половину заводят за опору. Если в нормальном сечении стержни
используются с неполным расчетным сопротивлением, то при
определении 1ап величину Rs умножают на коэффициент, равный
отношению площади арматуры, необходимой при полном исполь-
зовании расчетного сопротивления, к площади сечения имею-
щейся арматуры.
В итоге пространственный каркас фундамента под колонны
включает в себя верхнюю и нижнюю продольную рабочую арма-
туру ребра, рабочую арматуру фундаментной плиты в попереч-
ном направлении и вертикальную поперечную арматуру ребра
(хомуты).
Часть (половина) продольной верхней и нижней рабочей ар-
матуры оборвана в пролете и вблизи опор.
2.5. Пути снижения расхода материалов
Некоторые мероприятия по сокращению расхода бетона и ста-
ли описаны выше (рациональная форма сечения фундаментов,
устройство пустотелых и ребристых фундаментов, применение
прерывистых ленточных фундаментов). Можно также применять
рациональное изменение профиля консоли (рис. 2.15); создание
79
Рис. 2.15. Пути сокращения расхода материалов:
а, б — рациональное изменение профиля консоли; в, г — создание безопорных
участков на контактное поверхности; д, е — обрезка плиты в плане; 1 — фунда-
мент; 2 — бетонная подготовка; 3 — песчаная подготовка; 4 — бетонный выступ;
5 — выпуклая книзу подошва; 6 — безопорные участки; 7 — вырезы
безопорных участков на контактной поверхности; обрезку плиты
в плане; обрыв части рабочей арматуры.
Для фундаментов в виде перекрестных лент можно использо-
вать экономичные решения:
• снижение концентрации напряжений в месте передачи на-
грузки от стен (колонн) на фундамент, создание участков бетона
повышенного класса для повышения прочности фундамента на
действие поперечных сил;
• устройство круглых пустот с помощью оставляемых картон-
ных пустотообразователей (сокращение расхода бетона до 30 %);
• укладка сборных полос из более прочного бетона в направле-
нии действия концентрированных потоков главных напряжений;
• проектирование ломаной верхней поверхности плиты;
• рациональное конструирование капителей (устройство участ-
ков бетона повышенной прочности, криволинейная форма капи-
телей).
80
В фундаментах из перекрестных лент можно применять предва-
рительно напряженную арматуру при технико-экономическом обо-
сновании.
Контрольные вопросы
1. Для опирания каких конструкций применяют ленточные фунда-
менты?
2. Какие классы бетона и арматуры рекомендуют для ленточных фун-
даментов?
3. Какие основные разновидности ленточных фундаментов вы знаете?
4. Каковы конструкции фундаментных плит (подушек)?
5. Как конструируют сборные стены подвала? Какие требования
предъявляются к перевязке швов?
6, Какова роль перераспределения контактных давлений и сил трения
по подошве?
7. По каким предельным состояниям рассчитывают ленточные фун-
даменты?
8. Каковы особенности расчета ленточных фундаментов по попереч-
ной силе?
9. Как связаны раскрытия трещин с перераспределением контактных
давлений?
10. Каковы пути экономии арматуры и бетона в ленточных фундамен-
тах?
11. С какой целью строят эпюру арматуры (материалов)?
ГЛАВА 3
СТОЛБЧАТЫЕ (ОТДЕЛЬНЫЕ) ФУНДАМЕНТЫ
3.1. Основные положения. Виды конструкций
Столбчатые (отдельные) фундаменты применяют для опирания
колонн каркасных зданий в целях передачи всех сосредоточенных
нагрузок от них (нормальных и поперечных сил, изгибающих мо-
ментов) на грунт; при соответствующем обосновании их исполь-
зуют в сочетании с фундаментными балками как фундаменты под
стены при глубоком заложении несущего слоя грунта. По конст-
рукции фундаменты подразделяются на следующие типы (рис. 3.1):
• ступенчатые одноблочные (цельные) фундаменты;
• ступенчатые сборные фундаменты из нескольких отдельных
блоков;
• сборные фундаменты с траверсами;
• пустотелые фундаменты, ребристые фундаменты;
• фундаменты-оболочки;
• пирамидальные фундаменты (в вытрамбованном ложе или в
виде забивных блоков);
• заанкеренные фундаменты.
Столбчатые фундаменты могут быть центрально- или вне цен-
тренно нагруженными с эксцентриситетом в одном или двух на-
правлениях. У центрально-нагруженных фундаментов сила N дей-
ствует по отношению к их центральной оси с эксцентриситетом
е0< еа (менее случайного эксцентриситета). Эти фундаменты вы-
полняют с квадратной формой подошвы в плане шириной b = а
(если на ее форму не влияют другие конструкции, расположен-
ные рядом). Остальные фундаменты относятся к внецентренно
нагруженным. При действии значительных моментов и попереч-
ных сил у внецентренно нагруженных фундаментов увеличивают
длину подошвы в плоскости действия момента, повышая ее мо-
мент сопротивления W(b/а > 0,6).
Для перехода от небольшой площади сечения колонны к боль-
шой площади подошвы устраивают ступени или делают уклон
верха подошвы. Число ступеней назначают минимальным; оно за-
висит от высоты Н фундамента: при Н < 45 см — одна ступень;
при 45 < Н < 90 см — две ступени; при Н > 90 см — три ступени;
82
-П ISO
-0,150
б
-0,150
а
е
Рис. 3.1. Типы фундаментов:
а, б — ступенчатые одноблочные (цельные) фундаменты; в, г — ступенчатые
сборные фундаменты из нескольких блоков; д — сборные фундаменты с травер-
сами; е — пустотелые фундаменты; ж — фундаменты-оболочки; з — пирами-
дальные фундаменты (в вытрамбованном ложе или в виде забивных блоков); и —
заанкеренные фундаменты; 1 — стакан; 2 — подколенник; 3 — ступени; 4 —
траверса; 5 — оболочка; 6 — забивной блок; 7 — анкеры (например, в прочном
грунте)
83
высоту ступени h обычно принимают h > 300 мм; она обосновы-
вается расчетом, чтобы не ставить поперечную арматуру. Если у
фундамента несколько ступеней, то только нижнюю ступень де-
лают гибкой. Фундаментная плита работает на изгиб под действи-
ем отпора грунта, принимаемого за внешнюю нагрузку, и арми-
руется одинарной нижней сеткой (рис. 3.2).
шах 400 max 400 3
Рис. 3.2. Армирование отдельного фундамента:
а — поперечный разрез; б — разрез по стакану; в — сетка армирования стакана;
1 — колонна; 2 — стакан; 3 — вертикальная арматура подколонника; 4 — сетки
армирования стенок стакана; 5 — верхние ступени; 6 — гибкая нижняя ступень;
7— рабочая арматура плиты; 8— подколенник
84
Рис. 3.3. Фундамент мелкого заложения:
1 — колонна; 2 — стакан; 3 — рабочая арматура стенки стакана; 4 — рабочая
арматура подошвы; 5 — ступень; hgl — глубина стакана; dg — толщина стакана
Все верхние ступени выполняют обычно жесткими, при соот-
ношении вылета к высоте 1:1. Для удобства бетонирования сту-
пени чаще всего проектируют постоянной высоты. Для сокраще-
ния расхода бетона выполняют наклонные верхние поверхности
без ступеней, особенно в сборных фундаментах. Фундаменты под
сборные колонны проектируют со стыком стаканного типа с ко-
лонной. Толщину дна стакана принимают не менее 200 мм из ус-
ловия предотвращения продавливания его колонной. Зазор между
стенками стакана и колонной 75 мм поверху и 50 мм понизу слу-
жит для замоноличивания колонны. Глубину заделки колонны в
стакан (hgl - 50 мм) принимают не менее наибольшего размера
поперечного сечения колонны hc и не менее (Za„ + 1 см), где дли-
ну анкеровки арматуры 1ап вычисляют для рабочей арматуры ко-
лонны. Глубину стакана hgi принимают больше на 5 см, чтобы
выравнивать колонну путем подливки при неточности в отметке
дна стакана. Поэтому минимальная высота фундамента, обеспе-
чивающая жесткую заделку колонны в него,
+ 20, Ис < gi 5) - 1ап "И 1. (3.1)
Глубина заложения подошвы принимается не менее 0,5 м от
поверхности планировки и больше толщины почвенного слоя; с
учетом глубины промерзания и типов грунта; с учетом рядом сто-
ящих фундаментов; из условия заделки колонны. Размеры в плане
плитной части фундамента а, b принимают кратными 300 мм, по
высоте — кратными 150 мм. С учетом выполнения нулевого цикла
верх фундамента сборных колонн устраивают ниже уровня чисто-
го пола на 150 мм (см. рис. 3.2, 3.3), а монолитных колонн — на
85
50 мм. Толщину стенок стакана dg принимают не менее О,ЗАС и не
менее 150 мм. Стенки стакана армируют продольной и попереч-
ной арматурой в соответствии с расчетом, диаметр поперечных
стержней — не менее 8 мм и не менее 0,25 диаметра продольных
стержней. В фундаментах мелкого заложения, когда стакан невы-
сокий, если толщина стенок более 200 мм и более 0,75 глубины
стакана, стенки можно армировать конструктивно (см. рис. 3.3).
Подколонник ниже дна стакана рассчитывают и армируют как
продолжение колонны.
Отдельные фундаменты могут выполняться в сборном, моно-
литном или сборно-монолитном вариантах. Как правило, столб-
чатые фундаменты армируют ненапряженной арматурой, но иногда
в целях повышения трещиностойкости применяют конструкции
с напряженным армированием. Снижение веса фундаментов дос-
тигают применением более высоких классов бетона, устройством
ребер, натяжением арматуры, устройством пустотелых фундамен-
тов. В настоящее время наиболее широко применяют ступенчатые
монолитные железобетонные фундаменты; за счет рационального
поперечного сечения подколенника можно снизить расход бето-
на на фундаменты. В связи с ростом грузоподъемности механиз-
мов становится возможным использование сборных одноблочных
фундаментов большой площади в плане.
Фундаменты можно устраивать на бетонной подготовке или
непосредственно на грунте без подготовки. Толщину защитного
слоя бетона в первом случае принимают равной 40 мм, во втором
случае — 70 мм. Фундаменты армируют сварными сетками из стер-
жней периодического профиля классов А300 и А400 диаметром
не менее 12 мм. Размеры ячеек сетки принимают не менее 100 мм
и не более 200 мм. В целях экономии арматуры в фундаментах со
сторонами более 3 м половину стержней (через один) обрывают
и принимают длиной 0,8 размера длинных стержней. Для упроще-
Рис. 3.4. Стык монолитной колон-
ны и столбчатого фундамента:
/ — колонна; 2 — выпуски арматуры из
фундамента; 3 — выпуски арматуры из
колонны; 4 — фундамент; 5 — рабочая
арматура плиты
86
Таблица 3.1. Минимальные размеры опор фундаментных балок
Ширина фундаментной балки понизу, мм Ширина опор, мм Длина опор, мм
200 225 300
300 225 400
400 225 500
ния армирования сварные сетки укладывают в два слоя. Стыкова-
ние колонны с фундаментами в монолитном железобетоне осу-
ществляют посредством соединения внахлестку выпусков арма-
туры из фундаментов с арматурой колонн (рис. 3.4).
Фундаментные балки под стены опирают на столбчатые фун-
даменты через сборные или монолитные столбики, бетонируе-
мые на обрезах фундаментов. Монолитные столбики (консоли)
для монтажа фундаментных банок рекомендуется бетонировать од-
новременно с фундаментом. Размеры опор из бетона класса не
ниже В15 под фундаментные балки должны быть не меньше вели-
чин, приведенных в табл. 3.1.
3.2. Результаты исследований
В целях изучения действительной работы столбчатых фундамен-
тов при действии внешней нагрузки без эксцентриситета и с эк-
сцентриситетом были выполнены экспериментально-теоретиче-
ские исследования. Основное внимание было обращено на недо-
статочно изученные вопросы силового взаимодействия столбча-
того фундамента и основания, в том числе на распределение уси-
лий на контактной поверхности и напряжений в бетоне и армату-
ре, на продавливание и раскалывание фундаментов. Для экспери-
ментов использовали силовой грунтовый лоток размерами в пла-
не 4x4 м, высотой 2 м, заполненный среднезернистым песком
плотностью около 1,85 т/м3 и позволяющий передавать нагрузку
на фундамент через силовую раму до 5 000 кН (рис. 3.5).
Фундаменты изготавливали из тяжелого конструкционного бе-
тона классов В10...В30 с арматурой класса А400, после набора
прочности их монтировали на перекопанном и послойно уплот-
ненном после каждого опыта песке. Измеряли внешнюю нагруз-
ку, прогибы поверхности и осадку фундаментов, деформации
арматуры, напряжения в сжатой зоне бетона, контактные давле-
ния и силы трения, ширину раскрытия трещин, внутреннее тре-
щинообразование. Для этого использовали индикаторы часового
87
a
Рис. 3.5. Общая схема испытаний:
а — общий вид фундаментов; б — разрез; 1 — прибор УЗК для определения
наклонной трещины; 2 — прибор УЗК для трещин в растянутой зоне; 3 — тензо-
резисторы; 4 — зона начального хрупкого разрушения; 5, 6 — места установки
месдоз давления и трения; 7 — магнитоупругие датчики; ах, ау, — соответ-
ственно нормальные и касательные напряжения в бетоне; о2 — главные на-
пряжения в бетоне; М— изгибающий момент в плите; т — касательные напряже-
ния по подошве; х — высота сжатой зоны бетона; р —- контактные давления по
подошве
88
типа и прогибомеры, датчики раскрытия трещин, контактные
месдозы давления и трения, тензорезисторы в комплекте с изме-
рителями деформаций, а также разработанные в СПКБ НИИС
Эстонии датчики напряжения бетона М20 с измерительным при-
бором BPM-L
Большая часть образцов практически соответствовала натур-
ным конструкциям размерами в плане от 1х1мдо2х2ми тол-
щиной 80...400 мм. Стык с колонной был монолитным или ста-
канного типа. К верху фрагмента колонны, передающей усилие
на фундамент, прикладывали ступенями статическую нагрузку по
5... 10% от теоретической разрушающей нагрузки, каждую сту-
пень выдерживали в течение 45 мин. В ходе экспериментов наблю-
дали за образованием и раскрытием трещин, а также за характе-
ром разрушения конструкций. После окончания опытов изучали
расположение трещин и схему деформирования контактной по-
верхности. Часть образцов распиливали в ортогональных направ-
лениях на камнепильном станке пилами диаметром 1,0 м для изу-
чения схем внутреннего трещинообразования и его сопоставле-
ния с предполагаемым в расчетах по нормативным документам и
с результатами других исследований.
Были выявлены следующие особенности силового взаимодей-
ствия. Для фундаментов характерно неравномерное распределе-
ние напряжений в рабочей арматуре в расчетных, ортогональных
в плане сечениях и увеличение относительных прогибов и изгиба-
ющих моментов по мере приближения к подколеннику. В наибо-
лее напряженном состоянии находятся стержни арматуры, рас-
положенные вблизи ортогональных осей симметрии, по мере уда-
ления от этих осей напряжения в арматуре значительно уменьша-
ются. Это обстоятельство, а также схемы прогибов поверхности
(см. рис. 3.5, 3.6) свидетельствуют о неравномерном распределе-
нии изгибающих моментов. Учет фактического распределения из-
гибающих моментов в расчетном сечении может привести к эко-
номии арматуры. При внецентренной нагрузке общая схема на-
пряженно-деформированного состояния для более нагруженной
половины фундамента аналогична схеме, описанной ранее
(рис. 3.7).
Методом акустической эмиссии обнаружено более раннее об-
разование трещин по сравнению с расчетом по нормам в предпо-
ложении равномерного распределения контактных давлений и
изгибающих моментов в расчетном сечении (это вызвано перво-
начальной небольшой концентрацией давлений вблизи краев пли-
ты). В процессе увеличения нагрузки вследствие упругих проги-
бов, раскрытия трещин, а также деформаций грунта контактные
давления перераспределяются, концентрируясь на более жестких
участках фундаментов (см. рис. 3.6). До образования трещин эпюры
89
Рис. 3.6. Результаты исследований продавливания:
а, б — конструкция опытных образцов, армирование и расстановка датчиков: 1 —
тензорезисторы; 2 — индикаторы; 3 — месдозы; в — прогибы поверхности; г —
эпюры напряжений в арматуре; д — эпюры контактных давлений; о, — напряжения
в арматуре; р — контактные давления
90
в
Рис. 3.7. Схемы разрушения отдельно стоящих фундаментов при цент-
ральной (а, б) и внецентренной (в, г) нагрузках — трещинообразование
на нижней (контактной) поверхности и распространение внутренних
трещин при разрезке фундамента:
7 — контур пирамиды продавливания [23]; 2 — контур колонны
91
контактных давлений чаще всего имеют неопределенную форму,
наблюдается незначительный рост давлений у края фундамента.
К моменту расчетного раскрытия трещин (0,2...0,3 мм) и разру-
шения эпюра давлений приобретает явно выраженную выпуклую
форму. Характерным для полученных форм эпюр является их плав-
ный характер, отсутствие резких пиков. Места перелома эпюры
всегда связаны с конкретной формой трещинообразования и раз-
рушения.
Контактные силы трения в стадии до образования трещин мо-
гут быть распределены по подошве плиты не только неравномер-
но, но и с разными знаками. По мере раскрытия трещин силы
трения возрастают, причем наблюдается взаимосвязь между кон-
тактными давлениями и силами трения в пределах консольных
участков. Силы трения, противодействующие разрушению, раз-
виваются в пределах изгибаемых консолей, а их значения к краям
консолей уменьшаются до нуля. Абсолютное значение сил трения
составляет до 0,3...0,4 значения контактных давлений.
Высота сжатой зоны бетона в нормальных сечениях по граням
колонны превышала высоту сжатой зоны, рассчитанную по нор-
мам, в 1,5 — 2 раза, что вызвано дополнительными сжимающими
усилиями от сил трения по подошве фундамента и кольцевого
распора вокруг колонны, образующегося из-за пространственно-
го изгиба плиты фундамента. Процесс деформирования и разру-
шения фундаментов сопровождался постоянным перераспреде-
лением напряжений в бетоне. По высоте сжатой зоны бетона на-
пряжения возрастали неравномерно. На начальных этапах загру-
жения быстрее увеличивались напряжения в верхней части сжа-
той зоны. При нагрузках, близких к разрушающим, напряжения
по высоте сжатой зоны выравнивались как в нормальных, так и в
наклонных сечениях. Дробление бетона сжатой зоны происходило
сначала по коротким сторонам колонны, а при наличии момен-
та — по наиболее нагруженной стороне (рис. 3.8). При этом глав-
ные сжимающие напряжения в бетоне в зоне хрупкого разруше-
ния в 2—2,5 раза превышали прочность на сжатие. Процесс раз-
Рис. 3.8. Последовательность хрупкого разрушения фундаментов различ-
ной формы — трещинообразование на нижней (контактной) поверхно-
сти и распространение внутренних трещин при разрезке фундамента:
а — фундамент без вутов; б — фундамент с вутами; в — фундамент с подрезками
в углах колонны; г — фундамент с колонной прямоугольного сечения; 1 — фак-
тические наклонные трещины; 2 — положение пирамиды продавливания [23];
I— начало разрушения в угловых зонах; II — продолжение разрушения по корот-
ким сторонам; III — контур пирамиды продавливания на контактной поверхно-
сти; IV — разрушение по длинным сторонам колонны
92
рушения протекал от углов более короткой грани к ее центру.
Вслед за разрушением бетона под короткими сторонами колонны
резко возрастали напряжения под длинными сторонами, значе-
ния которых до этого момента были малы.
При разрушении хрупкого характера колонна с характерным
потрескиванием смещалась относительно плиты. Внутренние тре-
щины после испытания некоторых образцов показаны на рис. 3.9.
юоо
б
93
Наклонные трещины в верхней части сжатой зоны изменили на-
правления к углу колонны, что вызвано отсутствием другой воз-
можности отделения тела продавливания от плиты и чему спо-
собствовало наличие микротрещин вдоль наклонных трещин в
сжатой зоне бетона. При больших эксцентриситетах силы N про-
исходило изгибное разрушение образцов по грани колонны.
Наиболее существенной особенностью разрушения прямоуголь-
ных в плане фундаментов является то, что по наклонным сечени-
ям разрушение происходит сначала по коротким сторонам ко-
лонны. Эпюра главных сжимающих напряжений в бетоне сжатой
зоны по наклонному сечению в стадии разрушения близка к рав-
номерной. Поперечную силу воспринимают участки сжатой зоны
бетона над нормальной трещиной в сечениях по граням колонны.
При росте эксцентриситета для одинаковых фундаментов наблю-
дается переход от разрушения по наклонному сечению к изгиб-
ному разрушению. Напряжения в бетоне сжатой зоны и в армату-
ре растянутой зоны в плане распределены неравномерно (они кон-
центрируются у колонны). Тело продавливания, выделяющееся
после действительного разрушения бетона сжатой зоны в наклон-
ном сечении, может иметь криволинейную форму с углом накло-
на магистральной трещины, колеблющимся в широких пределах.
Работа участка бетона над нормальной трещиной по наклонному
направлению аналогична работе бетона на смятие: сжимающие
напряжения действуют на части сечения бетона, ограниченного
с трех сторон; при этом его прочность Rb близка к Rbyioc.
Экспериментально выявленная последовательность хрупкого
разрушения по наклонной поверхности следующая:
1) образование и раскрытие нормальных и наклонных трещин
в растянутой зоне;
2) образование наклонных трещин в угловых участках сжатой
зоны;
3) дробление бетона в углах стыка колонны и плиты, потрес-
кивание и откол плоских пластинок;
4) перетекание этого процесса на стороны квадратного в пла-
не стыка или на короткие стороны прямоугольного стыка, дроб-
ление сжатой зоны в этих участках в направлении главных сжима-
ющих напряжений;
Рис. 3.9. Схемы разрушения натурных фундаментов размером 2x2 м с
различной толщиной и армированием при центральной нагрузке — тре-
щинообразование на нижней (контактной) поверхности и распростра-
нение внутренних трещин при разрезке фундамента:
а...е — разрезы фундаментов с разной толщиной и армированием; 1 — положе-
ние пирамиды продавливания [23]; 2 — положение расчетного сечения по пред-
лагаемой методике расчета; 3 — контур колонны
95
5) перетекание процесса разрушения на длинные стороны пря-
моугольного стыка;
6) отделение тела продавливания с изгибом рабочей арматуры
(при небольших процентах армирования) или отрыв сетки рабо-
чей арматуры вместе с защитным слоем бетона (при больших про-
центах армирования);
7) завершение процесса хрупкого разрушения с выделением
тела продавливания носит мгновенный характер (типа удара) и
зачастую протекает несимметрично, односторонне. Наблюдается
концентрация напряжений в месте стыка колонны и плиты и в
угловых зонах этого стыка.
Можно считать, что причиной трещин отрыва в изгибаемых
конструкциях фундаментов являются главные деформации или
напряжения, а направлением трещин будут изостаты для данного
напряженного состояния. Реальные наклонные трещины хорошо
совпадают с изостатами, что позволяет считать их трещинами
нормального отрыва. Концентрация напряжений в месте стыка
колонны и фундаментной плиты оказывает большое влияние на
напряженно-деформированное состояние (НДС) и прочность
плиты вследствие возникновения зон растягивающих деформа-
ций, начинающихся от контура стыка и распространяющихся в
1 йс. 3.10. Теоретические исследования продавливания:
а — схема, поясняющая невозможность продавливания; б — области трещинооб-
разования; 1 — предполагаемое перемещение тела продавливания; 2 — отрыв
и сдвиг точек теоретического тела продавливания
96
глубь плиты, и отклонения главных напряжений от их направле-
ния при изгибе плиты при сложении местных главных напряже-
ний от действия местной нагрузки и напряжений от действия из-
гиба. Вблизи контура колонны возникают зоны увеличенных рас-
тягивающих деформаций, распространяющиеся по кривой, угол
наклона которой сначала близок к 45°, в глубь массива.
Эти деформации могут вызывать образование наклонных тре-
щин в бетоне. Учитывая, что ц для бетона повышается по мере
роста сжимающих напряжений, можно считать, что развитие тре-
щины начинается от контура внешней нагрузки (рис. 3.10). При
продавливании происходит сдвиг щ и отрыв берегов боковой
поверхности «пирамиды», что показывает необоснованность ме-
тода расчета [23], предполагающего отрыв пирамиды. Наличие
трещин в растянутой зоне до разрушения по наклонным сечени-
ям столбчатых фундаментов свидетельствует о том, что несущая
способность обеспечивается не всем сечением бетона, а только
сжатой зоной.
Эксперименты с образцами размером в плане 2x2 м показа-
ли, что до продавливания наблюдается образование и раскрытие
трещин в растянутой зоне, причем эти трещины можно отнести к
двум видам: трещины, отходящие от контура колонны в плане
(иногда они располагаются по ортогональным расчетным сечени-
ям, но чаще напоминают радиальные трещины в круглых пли-
тах), и перпендикулярные к ним трещины, располагающиеся на
некотором расстоянии от контура колонны.
Трещины второго вида по схеме распространения в плане на-
поминают кольцевые трещины в круглых плитах и являются по
существу обычными трещинами в растянутой зоне. Трещины вто-
рого вида (кольцевые) — последние трещины; далее по направ-
лению к краям плит такие трещины отсутствуют, и именно по
этим трещинам происходит заключительное продавливание пли-
ты колонной. Если при испытаниях такие трещины не образуют-
ся, то разрушение носит изгибный характер и сопровождается
наступлением текучести рабочей арматуры в нормальном сече-
нии. Таким образом, продавливание происходит по наклонному
сечению, проходящему через то место в растянутой зоне, в кото-
ром достигнут момент трещинообразования. Трещина в нормаль-
ном сечении по грани колонны проходит в растянутой зоне при-
близительно по контуру колонны, отклоняясь незначительно на-
ружу или внутрь контура.
Угол наклона боковой поверхности тела продавливания ме-
нялся в больших пределах (см. рис. 3.7... 3.10), наклон боковых по-
верхностей и форма тел продавливания были настолько различ-
ны, что пришлось ввести термин «тело продавливания» вместо
обычного «пирамида». Опыты показали, что тело продавливания
97
4 Тетиор
имеет сложную форму (рис. 3.11). Образование тела продавлива-
ния может быть следствием не только разрушения по наклонному
сечению, но и изгибного разрушения и разрушения вследствие
смятия бетона плиты под колонной. На рис. 3.10 показано образо-
вание сложного тела продавливания при дроблении сжатой зоны
и текучести рабочей арматуры, а также образование тела продав-
ливания после смятия бетона плиты под колонной и среза сжатой
зоны. Разрезка опытных образцов после испытания позволила ус-
тановить распространение внутренних трещин (см. рис. 3.9). На этих
рисунках показаны внутренние трещины в разрезанных образцах
размером в плане 1x1 и 2x2 м. Непосредственно перед разруше-
нием по наклонному сечению нагрузка воспринимается только
участком сжатой зоны бетона, примыкающим к стыку колонны и
плиты.
Для подтверждения этого положения были исследованы опыт-
ные образцы, в которых путем устройства вутов и подрезок умень-
шена концентрация напряжений, а также фундаменты размером
в плане 2 х 2 м, состоящие из двух слоев бетона, причем участок
сжатой зоны, примыкающий к стыку, был выполнен из бетона
повышенной прочности. При устройстве небольших вутов увели-
чивается высота участка сжатой зоны, значительно повышается
несущая способность и даже исключается продавливание. Поло-
жительное влияние оказывает и подрезка углов колонн. Устрой-
ство участка сжатой зоны из бетона повышенной прочности по-
зволило воспринять практически такую же нагрузку при продав-
ливании, как и для фундамента, выполненного полностью из бе-
тона повышенной прочности.
’ис. 3.11. Формы тела продавливания при испытании железобетонных
образцов:
а — выделение тела продавливания при центральной нагрузке после разрушения
сжатой зоны по наклонному сечению (размер образца в плане — 2 х 2 м; h = 400 мм);
б— выделение тела продавливания при внецентренной нагрузке (размер образца в
плане — 1 х 1 м; h = 100 мм); в — выделение тела продавливания после смятия
бетона под торцом колонны (размер образца в плане — 1x1 м; h ~ 100 мм)
98
Таким образом, экспериментальные исследования позволили
выявить последовательность различных форм разрушения, разра-
ботать основные положения новой методики расчета, получить
данные о возможности образования тел продавливания сложной
формы. Предлагается считать, что исчерпание прочности по на-
клонному сечению (в том числе при продавливании) происходит
в результате достижения сопротивления бетона главными сжима-
ющими напряжениями, действующими над нормальной трещи-
ной в этом сечении. При разработке нового метода расчета при-
няты следующие положения и допущения.
1. Разрушение происходит при достижении главными сжимаю-
щими напряжениями в наклонном сечении величины R^joc- При-
нято равномерное распределение главных напряжений в наклон-
ном сечении, что аналогично допущению о распределении на-
пряжений в бетоне сжатой зоны изгибаемых элементов.
2. Разрушение происходит после раскрытия трещин в растяну-
той зоне. Критическая наклонная трещина — трещина нормаль-
ного отрыва, проходящая в сжатой зоне в направлении концент-
рированного потока главных напряжений.
3. Началом критической наклонной трещины в растянутой зоне
является сечение, в котором достигнут момент трещинообразо-
вания. Это положение подтверждается отсутствием трещин в рас-
тянутой зоне за пределами пирамиды продавливания или за пре-
делами наклонной трещины, по которой происходит разрушение.
В расчетной схеме условно принято прямолинейное распростра-
нение наклонной трещины, тогда как в действительности она
немного криволинейна.
4. К моменту разрушения вследствие раскрытия трещин пере-
распределяются контактные давления и развиваются силы трения
по контакту фундамента и грунта.
5. Для прямоугольных фундаментов вводится дополнительное
условие, наблюдаемое в экспериментах: сначала происходит раз-
рушение по наклонному сечению по короткой стороне, затем
вся нагрузка воспринимается сжатой зоной по длинной стороне.
При расчете с учетом перераспределения р наблюдается неко-
торое смещение последней трещины к центру, увеличение 1СГС и
угла наклона а. Таким образом, расчет прочности по наклонным
сечениям (точнее — поверхностям) взамен расчета на продав-
ливание должен заключаться в определении прочности участка
сжатой зоны над нормальной трещиной, расположенной по гра-
ни колонны, по наклонному сечению в предположении дости-
жения сопротивления бетона главными сжимающими напряже-
ниями. В связи с тем что разрушение происходит на узком и ко-
ротком участке по отношению к плите, этот случай исчерпания
прочности можно считать подобным разрушению при местном
99
сжатии, когда в расчет вводится приведенная призменная проч-
ность бетона.
Продавливание с одновременным отрывом по боковой поверх-
ности предполагаемой пирамиды невозможно, так как оно не
соответствует действительному механизму разрушения (см.
рис. 3.11) и не подтверждается экспериментально. Поэтому рас-
чет на продавливание должен быть заменен более адекватным рас-
четом прочности по направлению главных сжимающих напряже-
ний. В истории фундаментостроения неизвестны случаи разруше-
ния реальных фундаментов в форме продавливания, за исключе-
нием абсолютно недопустимых ошибок при производстве работ
(например, снижение класса бетона на три-четыре класса).
Рассмотрим работу фундаментов стаканного типа на раскалы-
вание. Нормативными документами предполагается расчет фун-
дамента по осевым ортогональным сечениям на раскалывание по
всей площади сечений. В действительности такое раскалывание не
наблюдается в экспериментах. Опыты позволили уточнить дей-
ствительный характер работы железобетонных фундаментов ста-
канного типа на раскалывание с учетом их реального взаимодей-
ствия с грунтом. Испытаны квадратные в плане фундаменты раз-
мером 1,5 х 1,5 м (рис. 3.12). Образцы из тяжелого конструкцион-
ного бетона классов В10...В30 армировали одиночной плоской
сеткой диаметром 12 мм из арматуры класса А400 с шагом 150 мм
в обоих направлениях. Для замоноличивания стыка использовали
бетон класса В20. Отношение мощности слоя основания к разме-
ру стороны фундамента составляло 2, а рабочей площади лотка к
подошве фундамента — 8.
В результате испытаний установлено, что при увеличении вер-
тикального усилия стык проходит три стадии. На первой стадии
вертикальное усилие воспринимается в основном благодаря на-
личию сил сцепления между колонной и бетоном замоноличива-
ния, но часть нагрузки передается через торец колонны. В стакан-
ном сопряжении возникает распорное усилие, которое может
вызвать раскалывание стакана. На второй стадии сцепление бето-
на с колонной постепенно исключается в результате микротре-
щинообразования; при этом силы сцепления заменяются силами
трения. Резко возрастает нагрузка, передаваемая через торец ко-
лонны. На третьей стадии вся вертикальная нагрузка передается
через торец колонны. Распор в стаканном сопряжении Н возни-
кает уже на первых этапах загружения, а не с началом микрораз-
рушения бетона замоноличивания (см. рис. 3.12). В плитной части
фундамента появление распора возможно только на второй ста-
дии работы сопряжения.
При этом распор Н может быть результатом двух процессов:
при относительно толстом дне стакана распорное усилие возни-
100
Рис. 3.12. Исследования раскалывания:
а, б — предполагаемые площади раскалывания фундамента; в — раскалывание
стакана; г — дробление бетона под торцом колонны с последующим действием
сил распора; д — изгибное разрушение дна стакана с последующим действием
сил распора; Аа, Аь — площади раскалывания; а, b — размеры подошвы в плане;
Н — сила распора; а — угол наклона силы распора; hc — высота сечения колонны
кает от местного действия нагрузки, передаваемой на плитную
часть фундамента через торец колонны (см. рис. 3.12). При отно-
сительно тонком дне стакана отмечается его изгиб как плиты,
жестко защемленной по контуру, и в этом случае распор являет-
ся следствием криволинейности нейтральной плоскости. При от-
носительно толстом дне стакана нагрузку, передаваемую через
торец колонны, можно рассматривать как местную. В зоне ее при-
ложения бетон находится в условиях трехосного сжатия, что при-
водит к образованию уплотненного ядра типа пирамиды. Работу
101
бетона замоноличивания можно представить как систему наклон-
ных связей, угол наклона которых совпадает с направлением глав-
ных сжимающих напряжений. Распор при этом является гори-
зонтальной составляющей усилий в этих связях. Он может выз-
вать раскалывание плитной части только при ее небольшой тол-
щине.
На основе экспериментальных данных можно сделать вывод о
том, что раскалывание всего фундамента возможно только для
невысоких фундаментов с относительно тонким дном стакана
(200...250 мм) как следствие изгибного разрушения дна стакана
с возникновением сил распора. Если же дно стакана рассчитано
на восприятие усилий от колонны без разрушения, в том числе и
вследствие изгиба (что и наблюдается чаще всего в обычных фун-
даментах), то раскалывание невозможно и его расчет не нужен.
3.3. Проектирование фундаментов
Порядок проектирования фундаментов:
1) определение усилий N, М, Q, действующих на верхнем
обрезе фундамента;
2) определение минимальной высоты фундаментов и глубины
заложения подошвы;
3) определение размеров подошвы, в том числе с учетом оса-
док и кренов. Определение высоты сечения ступеней. Назначение
размеров стакана;
4) расчет сечений бетона и арматуры;
5) рассмотрение мер по возможному снижению расхода бето-
на и стали.
Высота фундамента, размеры его ступеней и сечение армату-
ры подошвы определяются от расчетных нагрузок. Назначают та-
кие размеры фундамента, чтобы напряжения от поперечных сил
воспринимались бетоном, избегая поперечной и сжатой армату-
ры в изгибаемых сечениях подошвы (нижней ступени). Форма фун-
даментов должна быть наиболее проста для облегчения устрой-
ства опалубки и бетонирования. Рекомендуется квадратная форма
ступенчатых и пирамидальных фундаментов в плане, за исключе-
нием случаев, когда фундамент не может быть развит во все сто-
роны из-за стесненных габаритов и когда на фундамент действу-
ют большие изгибающие моменты. Высота фундаментов /^опре-
деляется необходимой глубиной заложения подошвы и расчетом
на продавливание.
Определение размеров подошвы фундаментов. При расчете проч-
ности основания давление от внешних нагрузок на подошву фун-
дамента не должно превышать нормируемого расчетного сопро-
102
тивления грунта R. Давление на грунт р при центральной нагрузке
определяется по формуле
(3.2)
При внецентренной нагрузке давление на грунт определяется
по формулам
Ртах
— 1» 2л, /^ппп
>0;
(3.3)
где 7V7 — нормальная сила от нормативных нагрузок без учета
веса фундамента и грунта на его уступах; ty — вес фундамента и
грунта на его уступах; Af — площадь подошвы фундамента; Мп —
изгибающий момент от нормативных нагрузок на уровне подо-
швы фундамента; W — момент сопротивления подошвы фунда-
мента; (1,27?) — наибольшее допустимое краевое давление для
внецентренно нагруженного фундамента (при центральной на-
грузке равное 7?).
При определении давления на грунт под подошвой фундамен-
та учитывают вес грунта, находящегося на обрезах фундамента.
Размеры подошвы центрально-нагруженных фундаментов при
В расчет фундаментов входят расчеты основания и фундамента.
Из расчета основания (см. гл. 1) находят размеры подошвы фун-
дамента, а из расчета фундамента — размеры сечений и армиро-
вание. При расчете основания можно, используя модель Винкле-
ра, с некоторым приближением принять давление на грунт под
подошвой фундамента равномерно распределенным. При этом
эпюры контактного давления грунта могут быть прямоугольны-
ми, трапецеидальными и треугольными.
Для фундаментов зданий с мостовыми кранами грузоподъем-
ностью 75 т и более, а также для фундаментов открытых крано-
вых эстакад при кранах грузоподъемностью более 15 т при рас-
четном давлении на основание R < 0,15 МПа рекомендуется при-
нимать трапециевидную эпюру давлений на грунт с отношением
Pmax/Pmin 0,25. В остальных случаях для фундаментов зданий с мос-
товыми кранами допускается треугольная эпюра давления на грунт
с prain = 0. Для фундаментов бескрановых зданий и зданий с подвес-
ным транспортным оборудованием допускается треугольная эпю-
103
a
б
Рис. 3.13. Распределение давлений по подошве:
а — эпюры контактных давлений (равномерная, трапецеидальная, треугольная
без отрыва подошвы, треугольная с частичным отрывом подошвы); б — схема
действия моментов; а, b — размеры подошвы в плане; р, ртах — давления грунта
по подошве; N, Мх, Му — внешние усилия
ра давлений с нулевой ординатой на расстоянии 1 /4 размера подо-
швы от наименее нагруженного края подошвы (рис. 3.13). При этом
(3.5)
При действии моментов в двух направлениях
Р min
(3.6)
Ограничения значения pmin приведены ранее.
Разбивка ступеней в плане и по высоте. Высоты ступеней при-
нимают в пределах 300... 600 мм [1, 3, 13]. Обычно вылет и высоту
ступеней, расположенных выше нижней ступени, принимают
равными, хотя возможны и отступления от этого правила при
соответствующем расчете и технико-экономическом обосновании.
Размер консольного выноса гибкой нижней ступени 1сп (рис. 3.14)
определяется из условия продавливания и не должен превышать
значения, приведенного в табл. 3.2.
104
После определения размеров подошвы фундамента, высот сту-
пеней и размера консольного выноса нижней ступени 1сп границы
остальных ступеней определяются пересечениями линии, соеди-
няющей конец выноса консоли нижней ступени с наружной гра-
нью колонны, с горизонтальными линиями, определяющими
высоту ступеней. Значения ах и определяются следующим об-
разом.
Для двухступенчатого фундамента
= а - 2ct; Z>! = тах\ т - b/h\ С] = 1сп.
Для трехступенчатого фундамента
«1 = а - 2сь />2 = т = Ь/сг,
а2 = (а - 2сi - hc)h3/(h2 + Л3) + hc.
В фундаментах стаканного типа размеры (см) в плане вышеле-
жащих ступеней должны быть не менее [13]:
Рис. 3.14. Схема расчетного контура поперечного сечения при продав-
ливании столбчатых фундаментов при центральной нагрузке (взамен
расчета на продавливание [23]):
1 — расчетное поперечное сечение; 2 — продавливающее усилие; а — длина подо-
швы; Н — высота фундамента; h}, h2, й3 — высоты ступеней; Л01 — рабочая высо-
та первой ступени; а}, а2 — длины ступеней; 1сп — вылет нижней ступени;
(4я ~ ^oi) — длина ступени, в пределах которой действует продавливающая сила
105
Таблица 3.2. Рекомендуемый вынос нижней ступени [13]
Давление р, мПа, не более Класс бетона
В15 взо
0,2 2 2,5 hi
0,25 1,6 h} 2,5 hi
0,3 1,3/1! 2,5 h{
0,35 1,1 Л| I 2,0 h 1
0,4 1,0 h 1 1,8 hi
• для двухступенчатых фундаментов hx > hc + 1,5Л2 + 15; bx >
>ЬС + 1,5Л2 + 15;
• для трехступенчатых фундаментов h2> hc + 1,5Л3 + 15; b2 >
> Ьс+ 1,5Л3 +15. Минимальную высоту фундамента определяют из
расчета на поперечную силу, чтобы не требовалась постановка
поперечной арматуры. Высоту фундаментов стаканного типа уточ-
няют с учетом конструктивных требований к размерам стакана. За
оптимальную высоту //монолитного фундамента принимают боль-
шую из двух величин:
Нг = %(а - Лс);
Нг = х(Ь - Ьс)
где х — коэффициент, зависящий от расчетного давления р на
грунт; а, b — длины сторон подошвы фундамента, см; hc, bc —
длины стороны сечения колонны (подколонника) у верхнего об-
реза фундамента, см [4].
Значения коэффициента х [4]
р, МПа........ 0,1 0,15 0,20 0,25 0,30 0,35
X...................0,31 0,36 0,38 0,40 0,42 0,43
Расчет на продавливание. Рабочую высоту сечения Л01 нижней
ступени определяют из условия прочности на продавливание без
поперечного армирования [14]. При расчете на продавливание рас-
сматривают расчетное поперечное сечение, расположенное вок-
руг зоны передачи усилий (т.е. от вышележащей ступени размера-
ми в плане а{хЬ}) на фундамент на расстоянии Ло/2 нормально к
его продольной оси (см. рис. 3.14). Действующие касательные уси-
лия по площади расчетного поперечного сечения должны быть
восприняты бетоном с сопротивлением бетона растяжению Rbt.
Расчет на продавливание элементов без поперечной арматуры
производят из условия
106
< RbtuhQ, (3.8)
где — вертикальное усилие от внешней нагрузки; и — пери-
метр контура расчетного поперечного сечения, расположенного
на расстоянии О,5Ло от границы площадки опирания внешней
нагрузки; Ло — рабочая высота элемента, равная среднеарифме-
тическому значению рабочих высот для продольной арматуры в
направлениях осей х и у.
При размерах прямоугольной площадки опирания и =
= 2(ai + b[ + 2Л0). Усилие — это суммарный реактивный отпор
грунта р. Он принимается за вычетом из силы N нагрузок, прило-
женных к нижней грани фундаментной плиты в пределах площа-
ди с размерами, превышающими размеры площадки опирания
на Ао во всех направлениях (см. рис. 3.14):
^^-Aai + Wi + A0). (3.9)
Расчет на продавливание при совместном действии сосредото-
ченной силы N и изгибающего момента М производят из условия
(ЗЛО)
где отношение M/Wb принимается не более N\/u\ Wb — момент
сопротивления контура расчетного поперечного сечения;
При расчете на продавливание всего фундамента высотой Н
продавливающее усилие также определяется как суммарный реак-
тивный отпор грунта р, принимаемый за вычетом нагрузок, при-
ложенных к противоположной грани плиты в пределах площади с
размерами, превышающими размеры площадки опирания на HQ
во всех направлениях (рис. 3.15). При действии нормальной силы и
момента прочность на продавливание можно определить (с неболь-
шим приближением) только для наиболее нагруженной отпором
грунта ртахчасти фундаментной плиты (см. рис. 3.15):
Рта)Р?сп,тах
< RbibhQ\,
(3.11)
где b — ширина (меньший размер в плане) подошвы; /с„ тах —
длина участка наиболее нагруженной консоли высотой Ло за пре-
делами площади с размерами, превышающими размеры площад-
ки опирания (колонны) на Ло, на которой действует максималь-
ное давление грунта ртах.
Расчет на продавливание с учетом описанных ранее экспери-
ментальных данных производят исходя из двух условий, позволя-
ющих определить прочность по наклонным сечениям: уравнение
равновесия проекций всех сил на расчетное наклонное сечение и
уравнение равновесия моментов относительно центра тяжести
растянутой арматуры в нормальном сечении:
107
Xp/sinoc = bxcosaRb /oc;
M = cos2aRb locbx(hQ - x/2),
(3.12)
где p — контактные давления грунта; a — угол наклона сечения к
горизонтали; b — ширина сечения; х — высота сжатой зоны бето-
на по грани колонны.
Обоснованность введения сопротивления Rbjoc в расчетные
формулы подтверждена сопоставлением результатов испытаний
(в том числе испытаний, выполненных различными авторами) с
данными расчетов, а также расчетом величины а для опытных
фундаментов; при этом распределение нормальных и касательных
напряжений в сжатой зоне принималось равномерным. В соответ-
ствии с этими положениями разработаны расчетные схемы от-
дельно стоящих квадратных и прямоугольных в плане фундамен-
тов (рис. 3.16). Для столбчатых фундаментов
р = 4Z>cxsinacosa7?6toc/(Z>2 - &с),
(3.13)
где Ь, Ьс — стороны фундамента и колонны; a — угол наклона
расчетного сечения, приближенно принимаемый из выражения
tga = (Ло- х/2)/0,5(я - Ас).
Рис. 3.15. Схема расчетного контура поперечного сечения при продавли-
вании столбчатых фундаментов при внецентренной нагрузке (взамен рас-
чета на продавливание [23]):
1 — расчетное поперечное сечение; 2 — продавливающее усилие; Н — высота
фундамента; А(, h2, h3 — высоты ступеней; — рабочая высота фундамента;
1С„ — вылет нижней ступени; 1сп тах — длина ступени, в пределах которой дей-
ствует продавливающая сила
108
a
Рис. 3.16. Схема расчетного контура поперечного сечения при предлага-
емом расчете столбчатых фундаментов по наклонному сечению:
а — внутренние усилия и изостаты; б — расчетная схема прочности наклонного
сечения; Nb — главное усилие в бетоне сжатой зоны; оЛ. — напряжения в арматуре;
А. — площадь арматуры; х — высота сжатой зоны бетона; а2 — главные напряже-
ния в бетоне; а — угол наклона расчетного сечения; AOi — рабочая высота фундамен-
та; а — длина подошвы; hc — длина сечения колонны; с — отклонение нормального
сечения; рт — среднее давление грунта по подошве; рь р2 — соответственно мини-
мальное и максимальное давления грунта; Др — разность между р и р}
Расчет арматуры подошвы. Площадь арматуры подошвы фунда-
мента определяют путем расчета прочности на изгиб по нормаль-
ным сечениям 1— 1, 2—2 и т.д. консолей, заделанных в этих сече-
ниях, под действием реактивного отпора грунта р (рис. 3.17). Рас-
четные изгибающие моменты для центрально-нагруженного фун-
дамента в направлении большей стороны подошвы а равны:
=0,125рш(я- щ)2Ь;
М2.2 = 0Д25рт(а - hc)2b,
(3.14)
109
Рис. 3.17. Расчетная схема
прочности на изгиб по нор-
мальным сечениям
а в направлении меньшей стороны b они равны:
= 0,125/>w(Z? - b^a;
М2_2 = 0,П5рт(Ь - Ьс)2а.
(3.15)
Площадь сечения рабочей арматуры на всю ширину фунда-
мента в каждом направлении можно вычислить приближенно по
формуле
Л = М/(О,9ЛоЛ). (3.16)
Процент армирования рабочей арматурой в расчетном сече-
нии в каждом направлении должен быть не менее минимально
допустимого процента армирования в изгибаемых элементах. При
квадратной подошве площадь арматуры в обоих направлениях бу-
дет одинакова.
Расчет арматуры подколенника и стакана. В фундаментах с под-
коленником и стаканом рассчитывают продольную и попереч-
ную арматуру подколенника и стакана (рис. 3.18). Площадь сече-
ния вертикальной арматуры определяют на уровне дна стакана
(сечение 1—1). Нормальные силы и изгибающие моменты опре-
деляют от комбинации усилий, действующих в колонне на уров-
не верха стакана (Мс, Nc, Qc) и веса стакана, а также от части
колонны в нем:
М = Мс + Qhsi + Gwew;
N=NC+ GWi
(3.17)
где hgi — глубина стакана; Gw — вес части стены, передающейся
на фундамент; ew — эксцентриситет нагрузки от стены до оси
фундамента.
ПО
Коробчатое поперечное сечение стакана приводится к тавро-
вому. Поперечную арматуру при е0 = — < ~ ставят конструктив-
TV 6
но, а при е0 > -у- определяют расчетом на момент в наклонных
6
расчетных сечениях II — II и III—III относительно оси, проходя-
щей через точки А или В поворота колонны (см. рис. 3.18).
Стаканная часть в нормальном сечении 1—1 рассчитывается
как коробчатое внецентренно сжатое сечение. В сечении 2—2 рас-
считывается внецентренное сжатие прямоугольного сечения под-
коленника. Минимальный процент армирования А и А' во вне-
центренно сжатых подколенниках, несущая способность которых
при расчетном эксцентриситете используется менее чем на 50%,
независимо от гибкости равен 0,05%. Если сжатая арматура не
требуется по расчету, а количество растянутой арматуры не пре-
вышает 0,3 %, то допускается не устанавливать арматуру по гра-
Рис. 3.18. Расчетная схема стакана:
Qc — внешние усилия в нижнем сечении колонны; Gw — нормальная
сила от фундаментной балки (стены); ew — эксцентриситет силы Gw; hs, — глуби-
на стакана; hc — длина сечения колонны; bw — толщина стенки стакана; zi, Zi —
расстояния от низа колонны до горизонтальных сеток стакана; 5 — шаг сеток;
А, В — условные точки
ням, параллельным плоскостям изгиба. Глубину заделки колонны
в стакан и толщину стенок стакана назначают в зависимости от
величины эксцентриситета нормальной силы:
а) при е0 < для одиночной колонны, или е0 < 2Нн для
двухветвевой колонны (где hc — больший размер поперечного се-
чения одиночной колонны; Нн — расстояние между наружными
гранями двухветвевой колонны), минимальная глубина заделки
колонны в стакан принимается в соответствии с указаниями, из-
ложенными ранее; толщина стенок стакана принимается для оди-
ночной колонны не менее 0,2Лс; для двухветвевой колонны — не
менее 0,2//#, но не менее 20 см;
б) при е0 > 2hc или е0 > 2Нн глубина заделки колонны прини-
мается для одиночной колонны не менее 1,4/гс, а для двухветве-
вой — не менее (0,70...0,45) Нн‘, толщина стенок стакана должна
быть не менее 1/Зйс для одиночной колонны и не менее 1/3//#
для двухветвевой колонны, но не менее 20 см.
Глубина стакана должна назначаться также с таким расчетом,
чтобы была обеспечена анкеровка стержней рабочей арматуры
колонны. Стаканы с повышенным подколонником армируют по-
перечной и продольной арматурой. Продольная рабочая арматура
определяется по расчету в сечениях /—/ и 2—2 на изгиб или
внецентренное сжатие и принимается не менее 0,05 % от всего
сечения бетона. Продольная рабочая арматура стакана располага-
ется равномерно по периметру стакана и должна проходить внут-
ри ячеек сеток. Поперечная арматура определяется по расчету на
момент при <?0 > hc/2 по косому сечению //— //, проходящему
через точку А поворота колонны, без учета продольной арматуры;
при hJ2 > е0 > /гс/6 по косому сечению III— III, проходящему
через точку В без учета продольной арматуры (см. рис. 3.18).
Сечение поперечной рабочей арматуры каждой сварной сетки
определяется по следующим формулам:
а) при е0 > hc/2 —
_М+ Qhgl-Nhc/2
б) при hc/2 > е0 > Лс/6 -
о
VVV / ч VSW
где — сумма расстояний от каждого ряда поперечной арма-
туры до нижней грани колонны.
При этом бетон поперечного сечения стенок стакана должен
обеспечивать передачу всей нормальной силы в стыке исходя из
предположения, что бетон работает равномерно по площади, в
центре тяжести которой эта сила приложена. Поперечное армиро-
112
вание стенок стакана назначают в виде сварных сеток, образую-
щих сетчатый замкнутый контур с расположением стержней у
наружной и внутренней поверхности стенок. Диаметр арматуры
сеток определяют расчетным путем, но не менее 8 мм и не менее
0,25 диаметра продольной арматуры стакана. Расстояние между
сетками в верхней трети стенок стакана следует принимать рав-
ным 10 см, в нижней части это расстояние принимают равным
20 см, но не более 0,25 глубины заделки колонны.
Сетки поперечного армирования рекомендуется ставить ниже дна
стакана на глубину, равную Лс/2. При проектировании стаканного
сопряжения в чертежах следует давать указания о необходимости
повышенного контроля качества заливки стакана при монтаже. Если
класс бетона колонны сильно отличается от класса бетона фунда-
мента, то требуется проверка на смятие под торцом колонны.
Расчет на раскалывание фундамента колонной. Расчет на раска-
лывание по нормативным документам производят по формуле
(3-19)
где ц = 0,75; AibJot — наибольшая площадь вертикального сечения
бетона фундамента по одной из осей в плане.
Экспериментально обоснованную проверку на раскалывание
производят только для невысоких фундаментов со стаканным сты-
ком с колонной при толщине дна стакана не более 250 мм. При
этом предполагается раскалывание фундамента при действии го-
ризонтальных сил распора вследствие изгибного разрушения дна
стакана как опертой по контуру плиты. Поэтому расчет тонкого
дна стакана на изгиб под давлением торца колонны обеспечивает
необходимую прочность на раскалывание.
Учет перераспределения давлений и сил трения по подошве. Та-
кой учет аналогичен расчету ленточных фундаментов (см. гл. 2).
Если допустимо длительное раскрытие трещин асгс = 0,3 мм, ве-
дущее к расширению площади контакта с грунтом и реализации
сил трения по подошве, а также отсутствуют вибрационные на-
грузки, которые могут снизить силы трения, то можно учесть раз-
гружающий момент сил трения т = pf по подошве на 1 пог. м
длины фундамента:
(3.20)
где f — коэффициент трения бетона по грунту (меняется в широ-
ком диапазоне в зависимости от вида и состояния грунта, может
быть принят не более 0,1 ...0,2).
Учет перераспределения контактных давлений р по подошве
возможен при использовании коэффициента постели грунта К в
113
случае длительного раскрытия трещин асгс = 0,3 мм и при отсут-
ствии вибрационных нагрузок. Небольшое снижение давления на
краю консоли Др = Касгс1с/$,9Нц. Тогда
Р\ = Р + Ар; Pi = Р - Ар; М^р = 0,167(2р2 + pi)42. (3.21)
Сниженный изгибающий момент
Мш = М - м^- м,_.
(3.22)
Перераспределение контактных давлений может быть опреде-
лено по формуле С.А. Ривкина
Др = 0,0006/>Лу04/й,
где b — ширина подошвы; К — коэффициент постели; у04 — сни-
женный вылет консольной части с учетом отклонения нормаль-
ной трещины в расчетном сечении на величину с вследствие дей-
ствия сил трения по подошве (см. рис. 3.16); h — высота ступени
или фундамента в рассматриваемом нормальном сечении.
Величину с определяют по формулам
c=f{z+ a); z~ 0,95/zo,
где f— коэффициент трения бетона по грунту; а — расстояние от
низа подошвы до оси рабочей арматуры.
В итоге снижение величины изгибающего момента может со-
ставить около 15 %.
Особенности расчета сборных фундаментов. Определение раз-
меров подошвы сборных фундаментов производится так же, как
для монолитных фундаментов. Сборные фундаменты, выполняе-
мые из одного элемента или из элементов, соединяемых между
собой таким образом, что в результате бетонирования стыков по-
лучается монолитный фундамент, рассчитываются как обычные
монолитные фундаменты. Сборные фундаменты, составленные из
трех и более элементов, рассматриваются как балка, опирающая-
ся на плиту или ряд плит. Нижние плиты рассчитывают на нагруз-
ку от реактивного давления грунта, как консольные плиты. Под-
коленники рассчитывают, как консольные балки от реактивного
давления грунта, передающегося на них от фундаментной плиты.
При этом плиты являются основанием по отношению к подко-
леннику, упрочняющим основание фундамента, причем фунда-
ментом в этом случае является подколенник.
Реактивное давление грунта определяется от расчетных нагру-
зок без учета собственного веса фундамента и грунта на его усту-
пах. Сборные фундаменты, составленные из двух блоков (нижней
плиты и подколенника), рассчитывают следующим образом:
1) определяют высоту фундамента, как для монолитного фун-
дамента;
114
2) подбирают арматуру нижней плиты, как для монолитного
фундамента;
3) подбирают сечение арматуры подколонника с учетом тре-
ния по поверхности между нижней плитой и плитой подколон-
ника.
Учет сил трения может быть допущен, если будет гарантиро-
вана надежная связь между элементами. Поверхности должны быть
очищены, насечены и промыты, плиты должны быть уложены на
слое раствора. В зимнее время требуется обеспечить предваритель-
ный прогрев плит и прогрев раствора.
Фундаменты с применением оболочек. Облегченные столбча-
тые фундаменты с применением оболочек (рис. 3.19) состоят из
двух сборных элементов:
Рис. 3.19. Фундамент в фор-
ме конической оболочки
с круглой плитой:
1 — стакан; 2 — коническая
оболочка; 3 — круглая плита
круглой или квадратной плит и опирающихся на них кониче-
ской или пирамидальной оболочек. В верхней части оболочек вы-
полняется стакан для стыка с колонной. Стакан рассчитывают
аналогично приведенному ранее расчету стакана под колонну.
Коническую или пирамидальную оболочки рассчитывают на цен-
тральное или внецентренное сжатие. При этом нельзя допускать
отрыв в стыке оболочки и плиты, стык должен работать только
на сжатие, поэтому такие фундаменты нельзя применять при
больших изгибающих моментах в уровне низа колонны, вызыва-
ющих отрыв в стыке элементов. При центральном сжатии
TVq < 'k ~ AYsina,
где As — площадь меридиональной арматуры, определяемая как
для элемента, работающего на сжатие.
Для конической оболочки
(3.23)
для пирамидальной оболочки
^b,tot ~
где Dj — средний диаметр оболочки в рассматриваемом сечении
по высоте; — толщина сечения оболочки; Л, — длина одной
стороны в срединной плоскости в рассматриваемом сечении по
высоте пирамидальной оболочки.
При внецентренной нагрузке
NJAb>tot + M/W<Rb +
Квадратную плиту под пирамидальной оболочкой рассчитыва-
ют на изгиб как консольную плиту столбчатого фундамента (на-
ружную консоль) и как плиту, опертую по контуру (внутреннюю
часть). Круглую плиту рассчитывают на изгиб (см. гл. 5). Наилуч-
шим с точки зрения экономии материалов является расчет мето-
дом предельного равновесия (см. гл. 5).
3.4. Конструирование фундаментов
3.4.1. Конструирование фундаментов
под железобетонные колонны
Для монолитных столбчатых фундаментов применяется бетон
класса не ниже В15; для сборных фундаментов — класса В20, ВЗО.
Для рабочей арматуры рекомендуется класс А300, А400. Отметка
верха фундамента составляет -0,15 м для фундаментов сборных
колонн и -0,05 м в уровне верха фундаментной балки — для фун-
даментов монолитных колонн. Для стальных колонн отметка верха
принимается на 100 мм ниже опорной плиты башмака колонны.
При армировании плиты диаметр рабочей арматуры при ук-
ладке ее вдоль стороны длиной до 3 м составляет не менее 10 мм;
при укладке вдоль стороны длиной более 3 м — не менее 12 мм.
Для армирования рекомендуются типовые унифицированные сет-
ки, укладываемые в два слоя с рабочей арматурой во взаимно-
перпендикулярных направлениях. Допускается (при обосновании)
армирование подошвы отдельными стержнями, параллельными
сторонам подошвы, с шагом 200 мм. Для арматуры периодиче-
ского профиля необходима сварка двух крайних рядов пересече-
ний по периметру. Внутренние пересечения должны быть перевя-
заны через узел в шахматном порядке. Минимальный процент ар-
мирования не регламентируется.
Форму поперечного сечения подколонника принимают квад-
ратной или прямоугольной, причем для сокращения расхода бе-
тона в высоких подколенниках можно использовать двутавровое
поперечное сечение или установку вертикальных (например, кар-
тонных) пустотообразователей; для стальных двухветвевых колонн
при соответствующем обосновании можно принять х-образные
или двухветвевые подколенники. Армируют подколонники по рас-
чету аналогично армированию колонн продольной и поперечной
арматурой. Минимальный процент армирования — 0,1 % (площадь
сечения продольной арматуры с каждой стороны подколонни-
ка — не менее 0,05 % площади сечения бетона). Диаметр продоль-
ных стержней в подколеннике составляет не менее 12 мм для мо-
нолитных конструкций; для сборных конструкций — он не нор-
мируется.
Если сжатая арматура по расчету не требуется, а сечение рас-
четной растянутой арматуры составляет не более 0,3 % площади
поперечного сечения бетона, то допускается не устанавливать
продольную и поперечную арматуру по длинным сторонам сече-
ния подколонника. В этом случае подколенник армируется свар-
ными унифицированными сетками. Допустимо армирование свар-
ными сетками с их расположением по четырем сторонам попе-
речного сечения подколонника (по расчету). Аналогично армиру-
ют конструктивной арматурой подколенники, в которых рабочая
арматура не требуется по расчету.
Для фиксации сеток подколонника можно крепить их к опа-
лубке. Если такое крепление невозможно, то при Hf< 7,2 м мож-
но выполнять самонесущие каркасы, собираемые из сеток с по-
мощью развязывающих шпилек (при Hf < 4,5 м) и горизонталь-
ных диафрагм жесткости (при 4,5 < Hf< 7,2 м), выполненных из
стержней диаметром 12... 16 мм через 1800 мм по высоте. При
117
Hf > 7,2 м допустимо при технико-экономическом обосновании
для навески сеток применять сварной каркас из уголков, пло-
щадь которых должна быть учтена как рабочая арматура подко-
ленника. Стыкование сеток внахлестку при обрыве всех стержней
в одном сечении следует выполнять на величину 1ап, Длину нахлест-
ки принимают не менее 250 мм для растянутой и 200 мм для
сжатой арматуры [23] и определяют по формуле
1ап = МЛ + ^an)d > Knd. (3.24)
Согласно [14, 30] длина нахлестки lt - ul^anAs,cai/As,ef- Согласно
[14] фактическая длина перепуска должна быть не менее О,4ос/0 ал;
не менее 20 ds‘, не менее 250 мм. При обрыве в одном сечении 50 %
всех стержней стык сеток можно осуществлять вразбежку путем
выпуска из плитной части двух сеток: одной на длину 2/йЛ, дру-
гой — на 1ап. Суммарная площадь сечения арматуры этих сеток рав-
на площади сечения рабочей арматуры подколенника. Продольные
стержни рабочей арматуры подколенника устанавливают непос-
редственно на бетонную подготовку при отсутствии грунтовых вод
(без крюков и отгибов). Если стержни гладкие, то их концы отгиба-
ют и устанавливают на сетку рабочей арматуры плиты.
Глубина заделки типовых колонн hcen принимается по типо-
вым сериям. Глубина заделки нетиповых колонн зависит от типа
колонны и должна удовлетворять условиям анкеровки арматуры.
Глубина заделки также должна удовлетворять требованиям анке-
ровки растянутой ветви двухветвевой колонны в стакане (прове-
ряется расчетом на сцепление бетона по плоскостям контакта бе-
тона замоноличивания с бетоном стакана и с бетоном ветви ко-
лонны). Заделка колонн должна удовлетворять данным, приведен-
ным в табл. 3.3. Глубину заделки стержней согласно табл. 3.3 мож-
но немного уменьшить, если стержни поставлены с запасом по
Таблица 3.3. Глубина заделки арматуры колонн
Класс арма- туры Поперечное сечение колонн Минимальная глубина заделки рабочей арматуры колонны в фундаменте при классе бетона колонн
В20 ВЗО и выше
растянутой сжатой растя нугой сжатой
АЗОО Прямоугольное 25d 15<У 20J 10J
Двухветвевое 3(М 15J 25d 10J
А400 Прямоугол ьное 3(М 18J 25d 15б7
Двухветвевое 35<7 18«У 30 J \5d
118
Таблица 3.4. Минимальная толщина стенки стакана
Тип колонны Минимальная толщина стенки стакана, расположенной перпендикулярно плоскости действия момента при эксцентриситете продольной силы е
До 2йс Более 2hc
Прямоугольная 0,2Лс О,3йс
Двухветвевая 0,2Ас 0,2йс
сравнению с расчетом по прочности. В этом случае значения, при-
веденные в табл. 3.3, умножают на коэффициент NS/RSAS (где Ns —
усилие, которое должно быть воспринято анкеруемыми растяну-
тыми стержнями по расчету; As — площадь сечения фактически
установленных растянутых стержней), но принимают их не мень-
ше значения заделки для сжатой арматуры.
Можно также устроить на концах анкеруемых стержней усиле-
ния; при этом длина заделки растянутых стержней должна состав-
лять не менее 15 d. Анкеровка выполняется в виде приваренных к
концам стержней пластин, высаженных головок, а также в виде
не менее двух поперечных анкерующих стержней диаметром не
менее 0,5d (в этом случае длина анкеровки 1ап может быть умень-
шена на 5d).
Площадь контакта приваренной пластины назначается из рас-
чета на смятие и должна составлять не менее Ns/2,5Rb, а толщина
пластины — не менее 1,5 ее диаметра; площадь контакта также
должна удовлетворять условиям прочности, жесткости и техно-
логии сварки. Толщина дна стакана принимается по расчету, но
не меньше 200 мм. Толщина стенок стакана, расположенных пер-
пендикулярно плоскости действия изгибающего момента, долж-
на быть не меньше величин, указанных в табл. 3.4, но не меньше
150 мм.
Класс бетона для замоноличивания колонны в стакане прини-
мают не ниже В20 и не ниже класса бетона фундамента, умень-
шенного на одну ступень (5 МПа). Стенки стакана армируют (см.
рис. 3.18) поперечной и продольной арматурой в соответствии с
расчетом. Поперечное армирование назначается из сварных сеток
с унифицированным шагом, стержни которых располагаются у
наружных и внутренних плоскостей стенок стакана. Возможно
выполнение двух верхних сеток со стержнями увеличенного диа-
метра, если это требуется по расчету. Стержни продольной арма-
туры подколонника проходят внутри ячеек сварных сеток.
Монолитные фундаменты под сборные железобетонные колон-
ны выполняют также ступенчатыми с устройством стакана для
установки колонны. Для двухветвевых колонн, где нижняя рас-
порка расположена выше стакана, возможно устройство в одном
фундаменте двух отдельных стаканов. В этом случае растянутая ветвь
должна быть прикреплена к фундаменту специальными анкерами
или в растянутой ветви на участках, входящих в стакан, устраива-
ют шпонки. При заделке таких колонн внутренняя поверхность
стакана должна быть насечена или на внутренней поверхности
стакана должны быть предусмотрены шпонки. Размеры бетонных
шпонок определяют по формулам:
ш Сед/ Ш ' *Ш ' , JJ — (^Сд/( ‘ LU )
(3.25)
где 5Ш — глубина шпонки (рекомендуется принимать 5Щ = 20...
25 мм (не более толщины защитного слоя бетона); (?сд — сдвига-
ющая сила, передающаяся через шпонки; Rb, Rbt — прочность
бетона соответственно на сжатие и на растяжение (принимают по
наиболее низкому классу бетона в соединении); /ш — длина шпон-
ки; пт — число шпонок, вводимое в расчет (при расчете на пе-
ререзывающее усилие пш > 3); Лш — высота шпонки.
Размеры подошвы фундамента следует принимать кратными
нечетному числу стержней арматуры. В этом случае (при назна-
чении расстояния от грани фундамента до оси крайнего стержня
равным 50 мм) шаг стержней сеток может быть принят одина-
ковым — 200 мм. Минимальную толщину стенок стакана реко-
мендуется принимать 200...250 мм, но не менее 0,25 высоты вер-
хней ступени фундамента. Для фундаментов одиночных колонн
глубину стакана принимают не менее большего размера попе-
речного сечения колонны; для двухветвевых колонн глубину за-
делки колонны hs следует назначать так, чтобы удовлетворялись
условия:
hs > 0,5 + 0,ЗЗЯс; hs > \,5ЬС, (3.26)
где Нс — расстояние между наружными гранями двухветвевой ко-
лонны, м; Ьс — больший размер поперечного сечения ветви ко-
лонны.
Для заделки монолитных железобетонных колонн в фундамен-
ты устраивают выпуски арматуры из фундаментов сечением, рав-
ным расчетному сечению арматуры в колонне у обреза фунда-
мента. Выпуски арматуры должны быть соединены хомутами (при-
вязанными или приваренными). Первый хомут ставится у нижних
концов арматуры, второй — на расстояния 100 мм от верхней
грани фундамента. При армировании колонн стержнями перио-
дического профиля в нижней части стержни при наличии бетон-
ной подготовки ставят непосредственно на подготовку, а при от-
сутствии подготовки — на бетонные подкладки. Рекомендуется
выпуски арматуры из фундаментов объединять в пространствен-
но
(до заделки)
(после замоноличивания)
Рис. 3.20. Сварной стык колонны с верхней частью фундамента:
1 — центрирующая прокладка; 2— монтажные швы; 3— стержни рабочей армату-
ры; 4 — стыковые стержни; 5 — монтажная сетка диаметром 4 мм с шагом 50 х 50 мм
ный каркас. Выпуски арматуры должны быть заделаны в фунда-
мент не менее чем на 30d, где d — наибольший диаметр продоль-
ной рабочей арматуры колонны.
Стыки аркатуры монолитных колонн с выпусками из фунда-
ментов рекомендуется устраивать выше верха фундаментных ба-
лок, а при отсутствии фундаментных балок — выше уровня пола.
При возможности размещения арматуры стык следует выполнять
по типу стыка колонн, изображенному на рис. 3.20. При этом по
верху монолитного фундамента устраивают короткий выпуск ко-
лонны.
Стыки арматуры монолитных колонн с выпусками из фунда-
ментов при армировании колонн вязаными каркасами рекомен-
дуется выполнять внахлестку без сварки. Расстояние между осями
стыков по длине стыкуемых стержней а должно быть не менее
длины стыка. Длина перепуска I концов растянутых стержней в
местах стыков внахлестку без сварки принимается по табл. 3.5.
121
Таблица 3.5. Минимальная длина перепуска (нахлестки)
Класс рабочей арматуры Минимальная длина нахлестки при классе бетона
BIO, В15 В20 и выше
АЗ 00 35tZ 30г/
А400 45^ 40d
При расположении стыков в сжатой зоне длина нахлестки
уменьшается на 10d по сравнению со значениями, приведенны-
ми в табл. 3.5. Стыки арматуры колонн с выпусками из фундамен-
тов должны располагаться вразбежку. Площадь сечения стержней,
стыкуемых в одном месте, должна составлять при стержнях пери-
одического профиля не более 50 % от общей площади растянутой
арматуры в сечении элемента. При стыковании с выпусками из
фундаментов арматуры монолитных колонн, имеющих у растяну-
той грани всего три продольных стержня, допускается (как ис-
ключение) стыковать в одном сечении два стержня из трех, рас-
полагая при этом стык одного (среднего) стержня ближе к фун-
даменту.
Сечение подколенника монолитных колонн принимается уве-
личенным на 50 мм в каждую сторону по сравнению с размерами
колонны. Подколенник соединяется с колонной при помощи сты-
кования продольной арматуры. Количество, диаметр и располо-
жение в плане арматурных выпусков из колонны должны быть
такими же, как и в колонне в месте ее заделки. Заделка выпусков
в фундаменте должна выполняться на величину не менее 1ап и в
соответствии с данными, приведенными в табл. 3.6. Как правило,
выпуски доводят до подошвы фундамента и они служат продоль-
ной арматурой подколенника, объединенной хомутами.
При большой высоте подколенника может быть выполнен до-
полнительный стык продольной арматуры путем устройства вы-
пусков из верхней ступени плитной части фундамента. Располага-
ют выпуски стержней таким образом, чтобы стержни большего
Таблица 3.6. Величина заделки выпусков арматуры
Рабочая арматура Длина выпусков при бетоне классов
В15 В20 и выше
Периодического профиля класса АЗ 00 35t/ 30</
Периодического профиля класса А400 45J 40</
122
диаметра и длины находились по углам сечения. В пределах стыка
устанавливают хомуты с шагом не более 10 меньших диаметров
стержней продольной арматуры. При устройстве стыков с помо-
щью ванной сварки все стыки выполняют в одном уровне; длина
выпуска — не менее 4<7 стыкуемого стержня и не менее 160 мм;
расстояние в свету между стержнями — не менее 50 мм.
3.4.2. Конструирование фундаментов
под стальные колонны
При проектировании фундаментов под стальные колонны тре-
буется установка анкерных болтов в фундаментах, а также (при
необходимости) под стальной плитой базы колонны. По верху
железобетонных фундаментов укладывают арматурные сетки. Рас-
чет фундамента на местное сжатие при наличии косвенной арма-
туры в виде сеток можно выполнить по [14]. Можно также опреде-
лить диаметр арматуры сеток и число сеток по формуле
— ^s^b^loc + \^cir^s^ef>
(3.27)
где — коэффициент, учитывавший влияние бетонной обоймы
на повышение несущей способности бетона при смятии; Rb —
призменная прочность бетона; А1ос — площадь бетона, заключен-
ного внутри контура сеток, считая по их крайним стержням; —
объемный коэффициент косвенного армирования; Rs — расчет-
ное сопротивление стержней сеток.
Коэффициент принимается не более 3,5 и определяется по
формуле, которой следует пользоваться при > 2:
$ = 4-^/4
(3.28)
где (Aioc/A) — отношение площади смятия к общей расчетной
площади, на которую передается нагрузка (при этом за расчет-
ную площадь А принимают площадь, у которой центр тяжести
совпадает с центром тяжести площади смятия).
Объемный коэффициент косвенного армирования определя-
ют по формуле
Нс/г (ll\As{l\ + W2^524)/(A4^),
(3.29)
где Asl, 6 — соответственно число стержней, площадь сече-
ния одного стержня и длина стержней сетки в одном направле-
нии; пъ As2, /2 ~ соответственно число стержней, площадь сече-
ния одного стержня и длина стержней сетки в другом направле-
нии; S — расстояние между сетками.
123
Диаметры анкерных болтов принимаются по метрическому
исчислению и указываются в миллиметрах. Расстояние от грани
стальной плиты башмака колонны до обреза верхнего уступа фун-
дамента принимается равным не менее 50 мм. Расстояние t от оси
анкерного болта до грани верхней ступени фундамента должно
составлять не менее 150 мм при диаметре анкерных болтов до
50 мм и не менее 200 мм при диаметре анкерных болтов более
50 мм. Заделка анкерных болтов в фундаментах под металлические
колонны может быть нормальная и минимальная. Длина заделки
анкеров в фундамент принимается равной 1а при высоте фунда-
мента Н > 1а + 100 мм (где 1а — длина нормальной заделки анке-
ров, приведенная в табл. 18 [13] и равной 1а[ при Н < 1а+ 100 мм
(где /о1 — длина минимальной заделки анкера).
При превышении высоты фундаментов против требуемой дли-
ны нормальной заделки до 1 000 мм — болты доводятся до арма-
турной сетки фундамента. При большой высоте фундаментов дли-
на анкерных болтов принимается равной длине, требуемой при
нормальной заделке, а подколонник армируется по расчету. В этом
случае подколонник может выполняться бетонным с минималь-
ным процентом армирования или железобетонным. В сечении под-
коленника ниже нормальной заделки анкерных болтов должна быть
произведена проверка на полное усилие, передающееся от сталь-
ной колонны.
Конструирование верха фундамента под стальные колонны за-
висит от принятого в проекте металлических конструкций колонн
способа опирания стального башмака и метода монтажа колонны.
Тип анкерного болта (I, II или III) принимается по табл. II.9 [12]
в зависимости от диаметра, который определяется расчетом. Для
изготовления болтов применяют различные марки стали: при рас-
четной температуре выше -40 °C — ВСтЗкп2 или при соответству-
ющем обосновании 09Г2С и 10Г2С1; при расчетной температуре
от -40 до -65 °C — 09Г2С и 10Г2С1. В проекте следует указывать
категорию низколегированной стали. Высокопрочные болты из-
готавливают из стали 35 или легированных термически обрабо-
танных в болте сталей 40х, 40хФА, 38хс.
Необходимость косвенного армирования под опорами устанав-
ливается расчетом. Косвенную арматуру размещают при наличии
учитываемой в расчете продольной сжатой арматуры подколен-
ника. Косвенное армирование выполняется в виде пакета сварных
сеток в количестве не менее 4 шт. с шагом 50... 150 мм. Первую
сетку устанавливают на расстоянии не более требуемой толщины
защитного слоя бетона, а весь пакет сеток должен располагаться
по длине (считая от обреза фундамента) не менее 20d продоль-
ной арматуры (для гладких стержней) и 10б/ (для стержней пери-
одического профиля). Если сжатая продольная арматура по расче-
124
ту не требуется и не устанавливается, то пакет сеток располагает-
ся на длине не менее расстояния от обреза фундамента до сече-
ния подколенника, где косвенное армирование по расчету не тре-
буется. При этом условно считают, что усилия от местного сжа-
тия распространяются под углом 45°.
Для изготовления сеток используют арматуру классов А240,
АЗОО, А400, В500 (ГОСТ 52544 — 2006) при диаметре не более
14 мм. При диаметрах арматуры 5... 10 мм применяют более проч-
ную сталь. Изготавливают сетки с размером ячеек 50... 100 мм. Пло-
щади сечения стержней на единицу длины в обоих направлениях
не должны отличаться более чем в 1,5 раза. Стержни продольной
рабочей арматуры подколонника устанавливают внутри контура
сеток. Толщину пакета сеток для одноветвевой колонны рассчи-
тывают по формуле
(3.30)
где W — продольная сила; Rb,ioc — прочность бетона на местное
сжатие.
Для двухветвевой колонны
h^-bl—h- (3-31)
Dcnb,loc
Подошвы отдельных фундаментов всех типов рекомендуется
армировать сварными сетками. Расстояние между осями стержней
принимают, как правило, равным 200 мм. Диаметр рабочих стер-
жней рекомендуется принимать не менее 10 мм. При возможности
изготовления и транспортирования сеток больших размеров ре-
комендуется армировать фундаменты цельными сетками без уст-
ройства стыков.
При отсутствии такой возможности следует принимать узкие
сетки с продольной рабочей арматурой. Сетки в этом случае укла-
дывают в двух плоскостях таким образом, чтобы рабочая арматура
в верхних и нижних сетках проходила в двух взаимно-перпендику-
лярных направлениях. Сетки в каждой плоскости укладываются
рядом друг с другом без нахлестки.
Для сеток из стержней периодического профиля число и рас-
положение сварных узлов в сетке определяются условиями транс-
портирования и монтажа сеток. Сварка средних узлов сетки
необязательна.
Часть средних узлов (через два-три узла в каждом направле-
нии) может быть связана вязальной проволокой либо — при ди-
аметре стержней 9 мм и более — соединена дуговой сваркой.
125
3.4.3. Пути снижения расхода материалов
Возможны следующие направления сокращения расхода бето-
на и стали на столбчатые (отдельные) фундаменты.
1. Учет благоприятного перераспределения давлений на кон-
такте с грунтом и реализации сил трения при нормируемом рас-
крытии трещин 0,3 мм. Это позволяет немного сократить расход
арматуры на подошву.
2. Обрыв части рабочей арматуры в подошве в соответствии с
эпюрой материалов.
3. «Управление» эпюрой реактивного отпора грунта путем со-
здания на подошве со стороны грунта безопорных участков с по-
мощью легко деформируемых пенопластовых вкладышей или уст-
ройства неравнопрочной подготовки под подошвой (в середине
подошвы — более жесткая бетонная подготовка, по краям — бо-
лее деформируемая песчаная подготовка). Эти мероприятия по-
зволяют повысить контактные давления в центральной части и
снизить их ближе к краям консолей, что снижает изгибающий
момент (рис. 3.21).
4. Выполнение фундамента из бетона различных классов с по-
вышенным классом в пределах высоты сжатой зоны (рис. 3.22),
что позволяет существенно сократить расход цемента.
Рис. 3.21. Пути снижения
величины изгибающего мо-
мента в плите:
а — при центральной нагруз-
ке; б — при внецентренной на-
грузке; 7 — мягкие вкладыши
для создания безопорных участ-
ков; 2 — более прочная подго-
товка; 3 — благоприятно пере-
распределенная эпюра кон-
тактных давлений
126
Б—Б
A—A
200... 300
в
Рис. 3.22. Пути снижения расхода материалов:
а, б ~ устройство зоны из бетона более высокого класса, устройство вутов и
подрезок, снижающих концентрацию напряжений в местах начала хрупкого раз-
рушения; в — устройство пустот в фундаментной плите для снижения расхода
бетона и создания безопорных зон; 1 — бетон более высокого класса; 2 — вуты;
3— подрезки; 4 — пустоты различной формы; D — диаметр пустоты
127
5. Устройство вутов, подрезок, снижающих концентрацию на-
пряжений, введение пустотообразователей в плиты, в том числе
для снижения площади контакта фундаментной плиты с грунтом
(см. рис. 3.22).
6. Благоприятное изменение формы фундамента — использо-
вание пустотелых подколонников вместо обычных подколонни-
ков, что ведет к сокращению размера вылета плиты, уменьше-
нию числа ступеней, снижению расхода бетона и стали; исполь-
зование переменной высоты ступеней.
7. Применение оболочек (конических, пирамидальных). Фун-
даменты с применением оболочек позволяют сократить затраты
бетона и стали, но они имеют повышенную трудоемкость, требу-
ют более тщательного изготовления.
3.4.4. Проектирование
с учетом нулевого цикла работ
Соединение железобетонных фундаментов со стойками, осу-
ществляемое ниже уровня пола здания на 1,5 м и более, обладает
следующими существенными недостатками:
• невозможность обратной засыпки фундаментов до установки
стоек, окончательной их выверки и заливки стыков;
• незасыпанные котлованы, достигая иногда больших разме-
ров, затрудняют монтаж тяжелых стоек с бровки котлована;
• разрытая площадь на участке застройки цеха затрудняет по-
дачу конструкций под монтаж.
Для устранения данных недостатков при выборе типов сбор-
ных фундаментов и их сопряжений с колоннами и фундаментны-
ми балками, а также при назначении типов монолитных фунда-
ментов, рабочих швов бетонирования в колоннах и мест арматур-
ных выпусков нужно исходить из условия применения при произ-
водстве нулевого цикла работ.
Фундаменты для сборных железобетонных колонн с учетом
выполнения нулевого цикла работ проектируются с отметкой верха
фундамента -0,15 м. Это дает возможность после возведения всех
подземных конструкций произвести обратную засылку, устроить
основание под полы, после чего монтаж колонн следует произ-
водить с нулевой отметки. В случаях когда верх фундамента при
заданной отметке его подошвы и его расчетной высоте оказыва-
ется ниже отметки -0,15 м, необходимую отметку верха фунда-
мента для соблюдения нулевого цикла работ можно достичь уве-
личением высоты стаканной части или устройством стыка колон-
ны выше уровня пола (см. рис. 3.20). В случаях когда высота фунда-
мента должна быть принята больше расчетной и увеличение вы-
128
соты производят за счет верхней ступени, верхнюю степень рас-
сматривают как уширенную часть колонны (подколенник). Об-
щую высоту Н нижних ступеней определяют по формулам, при
этом значения hc или Ьс принимают равными размерам подко-
лонника.
3.4.5. Сборные железобетонные фундаменты
Расход железобетона на фундаменты производственных зданий
достигает 1/3 расхода бетона на здание, поэтому для ускорения
строительства рекомендуется выполнять сборные железобетонные
фундаменты (рис. 3.23) из одного или нескольких элементов. При-
менение сборных фундаментов позволяет изготавливать их на за-
воде или полигоне, сводя работу на площадке в основном к мон-
тажным работам.
Устройство сборных фундаментов рационально при высоком
уровне грунтовых вод, когда требуется устройство водоотлива из
котлованов на время возведения фундаментов, и при производ-
стве работ в зимнее время. Стоимость сборных фундаментов мало
отличается от стоимости монолитных фундаментов, но трудоем-
кость возведения монолитных фундаментов на площадке выше.
При проектировании сборных железобетонных фундаментов сле-
дует иметь в виду, что их применение целесообразно только при
большой повторяемости сборных элементов, что требует их типи-
зации. Вес отдельных элементов, из которых собирают фундамент,
определяется грузоподъемностью монтажных механизмов, поэто-
му вес отдельной монтажной единицы рекомендуется принимать
не более 10... 15 т.
При больших размерах фундаментов, когда вес одного элемен-
та превышает 15 т, рекомендуется выполнять фундаменты моно-
литными. Наиболее экономичным типом сборного фундамента
является фундамент из одного элемента или фундамент, собира-
емый из нескольких элементов, соединяемых на месте, чтобы в
дальнейшем фундамент работал как один элемент. Менее эконо-
мичны по расходу материалов фундаменты из отдельных элемен-
тов, устанавливаемых один на другой на растворе, без обеспече-
ния совместной их работы как цельного элемента.
Сборные железобетонные фундаменты рекомендуется разра-
батывать с учетом окончания работ нулевого цикла до установки
колонн. Изготовление фундаментов должно производиться в со-
ответствии с СП 52-101-2003, СП 52-103-2007, ГОСТ 13015-2003
«Изделия железобетонные и бетонные для строительства», ГОСТ
14098 — 91 «Соединения сварные арматуры и закладных деталей
железобетонных конструкций», рекомендациями, приведенными
5 Тетиор
129
0,50
б
Рис. 3.23. Некоторые типы сборных фундаментов:
а — с увеличенной глубиной; б, в — одноблочные; г — трехблочный с траверса-
ми; д — двухблочный
в
д
в учебниках и справочниках [1, 3, 10]. Бетонирование фундамен-
тов должно осуществляться непрерывно с уплотнением вибрато-
рами. В процессе монтажа должно быть обеспечено опирание по-
дошвы фундамента на песчаную подготовку толщиной 100... 50 мм,
чтобы подошва фундамента была расположена строго горизон-
тально. Стыкуемые поверхности бетона граней составных фунда-
ментов для лучшего сцепления должны быть шероховатыми.
редельные габаритные размеры и масса сборных фундамен-
тов или их элементов должны соответствовать габаритным разме-
рам и грузоподъемности транспортных средств. На транспортные
средства элементы фундамента укладывают на деревянные под-
кладки. Перевозка элементов сборных фундаментов от места их
130
изготовления к месту монтажа должна производиться только пос-
ле приобретения бетоном фундамента прочности не менее 70 %
от проектной.
При замоноличивании стыков поверхности фундаментов дол-
жны быть очищены от снега, грязи и наледи, а в зимнее время
они должны быть подогреты. В зимнее время рекомендуется до-
бавлять ускорители схватывания в раствор, укладываемый в мес-
тах сопряжения элементов. Бетонная смесь в местах укладки ее в
стыках, обеспечивающих монолитную работу фундамента, долж-
на в зимнее время прогреваться до получения проектной прочно-
сти бетона. Все работы по заделке стыков в зимнее время должны
производиться в соответствии с нормативными документами по
производству бетонных и железобетонных работ в зимних услови-
ях и по заделке стыков и швов. Класс бетона, укладываемого в
стыки, должен быть не ниже класса бетона элементов фундамен-
тов.
Проектными и строительными организациями разработаны
различные типы сборных железобетонных фундаментов. Наиболее
просты сборные железобетонные фундаменты под сборные желе-
зобетонные колонны, состоящие из одного блока, представляю-
щего собой стакан с плитой по типу монолитных фундаментов
(см. рис. 3.23). При больших размерах применение фундамента из
одного блока из-за большой массы, сложности транспортирова-
ния и установки его на песчаную подготовку становятся нецеле-
сообразным, поэтому фундаменты выполняют составными из не-
скольких элементов (см. рис. 3.23). Известен фундамент, состав-
ленный из двух элементов: нижней плиты и подколонника. Разме-
ры подошвы подколонника выбирают таким образом, чтобы в
плоскости его опирания на нижнюю плиту при всех комбинациях
нагрузок возникали только сжимающие напряжения. Поэтому та-
кие фундаменты могут применяться только под центрально-на-
груженные колонны либо под колонны с небольшим эксцентри-
ситетом продольной силы. При больших эксцентриситетах необ-
ходимо прикреплять подколонник к нижней плите болтовыми
анкерами либо при помощи сварки закладных частей, предусмат-
риваемых в плите и подколоннике.
На рис. 3.23, а показаны примеры фундаментов, заглубленных
на значительную высоту, со стыком колонн на отметке +0,50,
осуществляемым ванной сваркой выпусков из колонны, распо-
ложенной ниже отметки +0,50, с ее верхней частью, как это по-
казано на рис. 3.23, или с помощью накладок. Фундамент, изоб-
раженный на рис. 3.23, а, составляется из трех элементов: нижней
плиты, стакана и подколонника, представляющего собой отрезок
двухветвевой колонны с выпусками арматуры или закладными
деталями для стыка вышележащей части колонны. На рис. 3.23, г
131
показан фундамент, собираемый из трех элементов: нижней пли-
ты, состоящей из двух половин, и подколонника, состоящего из
стакана под колонну и двух продольных ребер. Этот тип фунда-
мента может быть применен для передачи нагрузки со значитель-
ным эксцентриситетом продольной силы. Подколенник может
иметь одно широкое ребро вместо двух узких. Это упрощает его
форму, но увеличивает вынос консолей нижних плит.
Контрольные вопросы
1. Какова область применения столбчатых фундаментов?
2. Как протекает процесс разрушения столбчатых фундаментов по
наклонным сечениям, с выделением тела продавливания?
3. Насколько целесообразно в расчетах прочности учитывать благо-
приятное перераспределение контактных давлений и сил трения по по-
дошве?
4. Назовите все случаи расчета прочности столбчатого фундамента,
покажите все расчетные сечения.
5. Как рассчитывается и армируется стакан фундамента?
6. Как рассчитывается подколонник?
7. Как определить сечение рабочей арматуры?
8. Каковы особенности конструирования фундаментов с повышен-
ным подколенником?
9. Каковы особенности конструирования фундаментов под стальные
колонны?
10. Как проектируют сборные фундаменты под колонны?
11. Каковы пути снижения расхода бетона и стали на столбчатые фун-
даменты?
ГЛАВА 4
ПЛИТНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
4.1. Конструктивные решения
Фундаменты в форме сплошных плит (плитные) применяют,
как правило, при строительстве высоких зданий и сооружений,
когда нагрузки от здания таковы, что не могут быть восприняты
основанием под отдельно стоящими или ленточными фундамен-
тами с учетом обеспечения нормируемых осадок и кренов. Также
их используют при строительстве зданий на слабых грунтах. По
а
Рис. 4.1. Типы
сплошных фунда-
ментов:
а — сплошная ребри-
стая плита с ребрами
вверх или вниз; б —
безбалочная плита с
капителями; в — ко-
робчатый фундамент;
1 — ребро; 2 — стена;
3 — плита; 4 — ко-
лонна; 5 — капитель
133
До 6000
Рис. 4.2. Армирование фундаментов и эффективные типы сплошных фун-
даментов:
а, б — ребристые и коробчатые фундаменты с параллельными и перекрестными
ребрами; в — безбалочные фундаменты; г — напряженно-армированная плита;
д — складчатая и цилиндрическая оболочка; 1 — плита; 2 — стена; 3 — капитель;
4 — складка; 5 — напрягаемая арматура; 6 — обычная арматура; 7 — цилин-
дрическая оболочка
134
способу изготовления различают сборные, монолитные и сбор-
но-монолитные фундаменты.
Чаще всего применяют следующие конструкции фундаментов
(рис. 4.1):
• сплошная ребристая плита с параллельными или перекрест-
ными ребрами выше или ниже плиты (вместо ребер можно ис-
пользовать сборные блоки стен подвала, каменную кладку или
сборные панели стен подвала);
• безбалочная плита с капителями под колоннами (капители
могут иметь пирамидальную или криволинейную форму);
• коробчатый фундамент в виде ребристой плиты с ребрами на
высоту этажа и перекрытием над ними.
Коробчатый фундамент применяют, если нужна повышенная
жесткость фундамента для выравнивания неравномерных осадок
(если на фундамент опирается здание с разной этажностью от-
дельных частей или если физико-механические характеристики
грунтов в пределах фундамента существенно меняются). В услови-
ях слабых водонасыщенных грунтов применяют герметичные ко-
робчатые «плавающие» фундаменты (обычно с использованием
напрягаемой арматуры для повышения трещиностойкости), при
расчете несущей способности которых используется подъемная
сила грунтовых вод при их постоянном уровне (например, при
расположении здания вблизи водоема).
При слабых грунзах в основании в целях повышения устойчи-
вости слабого грунта прибегают к применению ломаного нижне-
го профиля плиты (ребристая плита с ребрами вниз, складка).
Для снижения расхода материалов используют ребристые, короб-
чатые плиты и оболочки вместо сплошных плит. Все эти конст-
рукции могут быть коробчатыми, если они конструктивно объе-
динены с перекрытием над подвалом (рис. 4.2). Жесткость фунда-
ментов увеличивают путем применения коробчатых плит и обо-
лочек, что вместе с предварительным напряжением арматуры
повышает также и трещиностойкость.
При технико-экономическом обосновании в плитных фунда-
ментах для повышения жесткости и трещиностойкости использу-
ют напрягаемую арматуру, которая до бетонирования вводится в
гибкие каналообразователи и укладывается на специальные под-
держивающие стойки, что позволяет расположить ее в соответ-
ствии с эпюрами изгибающих моментов (в направлении главных
растягивающих усилий).
После бетонирования и набора бетоном передаточной проч-
ности арматуру напрягают и заанкеривают на концах, а каналы
инъецируют.
редварительно-напряженные плитные фундаменты можно
выполнять с использованием бетона на напрягающем цементе.
135
4.2. Исследования
В целях изучения действительной работы плитных фундамен-
тов при действии внешней нагрузки были выполнены экспери-
ментально-теоретические исследования. Основное внимание было
обращено на недостаточно изученные вопросы силового взаимо-
действия плитных фундаментов и основания, в том числе на рас-
пределение усилий на контактной поверхности, напряжений в
бетоне и арматуре, на действие сил распора. Для экспериментов
использовали силовой грунтовый лоток размерами в плане 4х4 м,
высотой 2 м, заполненный среднезернистым песком плотностью
около 1,85 т/м3.
Фундаменты изготавливали из тяжелого конструкционного бе-
тона классов В10...В30 с арматурой класса А400, после набора
прочности их монтировали на перекопанном и послойно уплот-
ненном после каждого опыта песке. Измеряли внешнюю нагруз-
ку, прогибы поверхности и осадку фундаментов, деформации
арматуры, напряжения в сжатой зоне бетона, контактные давле-
ния и силы трения, горизонтальные перемещения при реализа-
ции сил распора, влияние преднапряжения арматуры на работу
фундаментов.
Образцы представляли собой крупномасштабные конструкции
размерами в плане до 2,5 м, толщиной 60... 100 мм. Стык с колон-
ной в безбалочных плитах был монолитным. К верху фундамента
через ребра или фрагменты монолитных колонн прикладывали
ступенчато с помощью гидродомкратов статическую нагрузку по
5... 10% от теоретической разрушающей нагрузки, которую вы-
держивали в течение 45 мин. В ходе экспериментов наблюдали за
образованием и раскрытием трещин, а также за характером раз-
рушения конструкций. После окончания опытов изучали распо-
ложение трещин и схему деформирования плиты.
В опытах меняли прочность бетона, армирование, схему пере-
дачи внешней нагрузки (через шарнирные опоры или жесткие
соединения, исключающие возможность их горизонтальных пере-
мещений). Пониженную по сравнению с расчетной прочность бе-
тона использовали для проверки возможности снижения класса
бетона при действии арочного эффекта. Армирование серий плит
было различным в соответствии с гипотезами о работе плит на
изгиб, на внецентренное сжатие (с учетом распора). Так как рас-
пор в соседних пролетах взаимно погашается, а в крайних проле-
тах сопротивление распору оказывает только трение плиты по грун-
ту, отдельные плиты испытывались в стальной обойме, которая
воспринимала распор в крайних пролетах.
В результате испытаний выявлены следующие закономерности
поведения плит: напряженно-деформированное состояние харак-
136
теризуется изгибом в стадии I и постепенным переходом к вне-
центренному сжатию в стадиях la, II, Па. Разными приборами
отмечено, что в стадии I плиты испытывают действие изгибаю-
щего момента одного знака, как это и следует из упругого расчета
(плита прогибается вниз к грунту). Затем, после образования тре-
щин у опор, кривизна изменяется в противоположном направле-
нии (рис. 4.3). Деформации бетона сжатой зоны в балочных и опер-
тых по контуру плитах не достигли предельных значений, дефор-
мации арматуры приблизились к предельным.
На графиках зависимости кривизны и раскрытия трещин от
нагрузки имеются точки перегиба, свидетельствующие о том,
что после некоторого раскрытия трещин нарастание кривизны и
ширины раскрытия трещин замедляется. Начальное замедление
можно объяснить перераспределением контактных давлений и
сил трения. Затем наблюдается значительное увеличение нагруз-
ки при небольшом усилении кривизны. Практически до разру-
шения конструкции это явление имеет место для балочных плит,
в которых влияние арочного эффекта проявляется наиболее полно.
Для безбалочных плит замедление роста прогибов, кривизны и
ширины раскрытия трещин наблюдается в меньшей степени,
так как площадь опор второй несущей системы (пространствен-
ной) мала, что приводит к хрупкому разрушению по наклонно-
му сечению вблизи опор до более полного проявления эффекта
распора.
Эпюры контактных давлений в начальной стадии загружения,
до образования трещин, имеют неопределенную форму, которую
с некоторым приближением можно считать вогнутой (рис. 4.4).
Затем, по мере роста раскрытия трещин, эпюра контактных
давлений приобретает более четко выраженную вогнутую форму
в пределах каждого пролета. Давления концентрируются на более
жестких опорных участках. Степень перераспределения контакт-
ных давлений зависит от жесткости плит. Были произведены за-
меры контактных давлений для балочной плиты, которая снача-
ла работала в условиях ограничения горизонтальных перемеще-
ний путем устройства специальной стальной рамы — обоймы, а
затем — при максимальном развитии горизонтальных перемеще-
ний, что обусловливалось установкой цилиндрических шарни-
ров между домкратами и ребрами плиты и исключением влия-
ния обоймы.
Первоначальная эпюра контактных давлений трансформиро-
валась в эпюру, более благоприятную для конструкции, посколь-
ку наблюдается большее перераспределение давлений. Учитывая,
что контактные давления являются внешней нагрузкой на фунда-
ментные плиты, можно сделать следующий вывод: явление рас-
пора для фундаментных плит имеет более сложный характер, чем
137
Рис. 4.3. Результаты испытаний:
а, б — балочные и безбалочные плиты; в...д — замеры прогибов / и кривизн 1/р;
1 — индикаторы; 2— кривизномер
для надфундаментных конструкций, так как приводит к измене-
нию внешней нагрузки.
Кривизна плит увеличивается в меньшей степени, чем это сле-
дует из расчета на изгиб. Относительное повышение кривизны по
мере раскрытия трещин должно при изгибе расти, в действитель-
ности же рост кривизны постепенно замедляется (см. рис. 4.3). Это
объясняется все большим включением в работу сжатой простран-
ственной системы, жесткость которой растет, а также меньшим
увеличением изгибающего момента за счет роста усилия распора
при раскрытии трещин и перехода к состоянию внецентренного
сжатия.
Состояние внецентренного сжатия поддерживается увеличива-
ющимся распором, который реализуется за счет ограничения го-
ризонтальных перемещений опорных частей плит трением их о грунт,
а также жесткими надфундаментными конструкциями. В зависимо-
сти от толщины плит возможен постепенный переход от изгиба к
а
Рис. 4.4. Схемы трешинообразования (а, б) и эпюры контактных
давлений (в, г); 1,2— соответственно верхние и нижние трещины
139
внецентренному сжатию с большим эксцентриситетом, а затем —
с малым эксцентриситетом. Меньшее снижение жесткости прово-
дит к меньшему перераспределению контактных давлений.
Максимальное значение распора достигается в неармирован-
ных плитах. Следует отметить, что в этих плитах после образова-
ния трешин кривизна не становится очень большой, а жесткость
не равняется нулю. После образования трещин плита восприни-
мает увеличивающуюся нагрузку. Неармированные плиты работа-
ют только за счет эффекта распора. В большей степени распор
влияет на прочность плит, опертых по контуру, поскольку в этих
плитах пространственная система, работающая на сжатие, подобна
пологой оболочке на квадратном плане. Менее полно распор реа-
лизуется в балочных плитах, внутренняя пространственная систе-
ма которой подобна цилиндрической оболочке. Наименьшая не-
сущая способность получена у безбалочной неармированной пли-
ты, поскольку у таких плит мала площадь опоры пространствен-
ной системы, что ведет к концентрации в этом месте напряже-
ний и хрупкому разрушению по наклонному сечению.
Были исследованы горизонтальные перемещения, при кото-
рых явление распора не будет проявляться. Для этого были изме-
рены горизонтальные перемещения при передаче нагрузки через
цилиндрические шарниры, что обеспечивало возможность сво-
бодных горизонтальных перемещений. Они составили в стадии
разрушения около 3,75 мм на 1 м пролета. Таким образом, для
реальных плит фундаментов при пролетах 6 м максимальные пе-
ремещения составят около 1... 2 см на один пролет, а на здание —
до 5... 10 см. Столь существенное перемещение позволяет сделать
вывод о большом влиянии сил распора в процессе деформирова-
ния фундамента и примыкающих к нему конструкций здания.
Прочность испытанных плит была значительно выше, чем по-
лученная расчетом, даже при сниженном классе бетона. Схемы
разрушения армированных и неармированных плит практически
одинаковы. Разрушение во всех случаях, кроме случая безбалоч-
ных плит, носило пластический характер и происходило в резуль-
тате достижения текучести арматуры при значительном раскры-
тии трещин (до 0,4...0,7 мм). Достижение предельных деформа-
ций арматуры произошло во всех случаях при более высокой на-
грузке, чем предусматривалось расчетом. Это свидетельствует о
разгружающем влиянии распора. Опыты показали, что наиболее
близкие результаты к действительным показателям прочности дают
расчеты, учитывающие действие сил распора. Разрушение плит,
армированных разнообразными способами, учитывающими су-
ществование распора, показало, что схемы разрушения во всех
случаях одинаковы. Переносом арматуры можно ее экономить —
можно удалить часть растянутой арматуры как неиспользуемой.
140
Испытания фундаментных плит размером в плане 2x2 м (ба-
лочных, безбалочных, с обычным армированием и преднапря-
хенных) в основном подтвердили предыдущие выводы о суще-
ственном значении сил распора. Так, разрушение при продавли-
вании наблюдалось только в крайних пролетах, где силы распора
были минимальными. Предварительное напряжение рабочей ар-
матуры позволило повысить жесткость и прочность плит по на-
клонным сечениям. В случае применения натяжения арматуры важ-
но ее размещение. Лучшим решением может быть расположение
напрягаемой арматуры только в растянутой зоне, с переходом
стержней из верхней зоны плиты в нижнюю и т.д.
Для балочных плит размером в плане 1,0 х 2,5 м были получены
данные о влиянии сил распора на прочность плит. Испытания
железобетонных образцов балочных плит проводились по двум
схемам: оснастка для передачи нагрузки допускает свободные го-
ризонтальные перемещения ребер плит; в конструкции оснастки
предусмотрены устройства, не допускающие горизонтальных пе-
ремещений ребер. Таким образом, при испытаниях по первой схе-
ме усилия распора были минимальными, они создавались только
за счет развития сил трения на контакте с грунтом при горизон-
тальных перемещениях участков плиты. При испытаниях по вто-
рой схеме силы распора были максимальными. Установлены сле-
дующие особенности разрушения плит по наклонным сечениям
(рис. 4.5):
1) разрушение с прохождением наклонной трещины в сжатую
зону у опоры возможно в результате двух видов исчерпания проч-
ности: разрушения по наклонному сечению (в этом случае напря-
жения в рабочей арматуре не достигают предела текучести) и раз-
рушения в результате дробления сжатой зоны бетона в нормаль-
ном сечении (в этом случае наступает текучесть арматуры);
2) при подходе к грани опоры наклонная трещина обычно раз-
деляется на несколько трещин, что свидетельствует о дроблении
бетона по наклонному сечению;
3) действие распора оказывает существенное влияние на схе-
му разрушения. Были испытаны сериями плиты-близнецы, одна
из которых нагружалась по первой схеме, а другая — по второй.
В первой плите разрушились крайние пролеты, в которых дей-
ствие распора было минимальным, а средний пролет не был
доведен до разрушения (см. рис. 4.5). Разрушение второй плиты
произошло вследствие дробления сжатой зоны, причем напря-
жения в растянутой арматуре не достигли предельных. Крити-
ческая наклонная трещина во второй плите проходила значи-
тельно дальше от края (верхней и нижней поверхностей) пли-
ты, что свидетельствует о большей высоте сжатой зоны вслед-
ствие действия сил распора;
141
в
Рис. 4.5. Схемы трещинообразования и разрушения:
а, б — балочные плиты разной толщины при шарнирном опирании домкратов на
ребра; в — балочные плиты разной толщины при исключении горизонтальных
перемещений (максимальная реализация распора)
4) при разрушении по наклонному сечению критическая на-
клонная трещина является последней трещиной в растянутой зоне.
Следовательно, подтверждается описанное ранее условие расчета
по наклонным сечениям;
5) для балочных плит установлено стремление к разрушению
по схеме конверта, которое для надфундаментных конструкций
подобного типа не наблюдалось. Здесь имеет большое значение
неравномерность эпюры контактных давлений;
6) выявлено достаточно устойчивое отклонение трещины в
растянутой зоне по грани опоры от нормального сечения по гра-
ни опоры;
7) обрыв части стержней рабочей арматуры в пролете может
привести к разрушению по наклонному сечению, которое начи-
нается в месте обрыва, а не у стыка плиты с балкой.
При проведении опытов было установлено, что разрушающая
нагрузка может отклоняться от расчетного значения, вычислен-
ного по нормам. Все перечисленное ранее свидетельствует о том,
что расчеты по нормам позволяют получить данные не только в
запас прочности, поэтому требуется совершенствование с точки
зрения как снижения материалоемкости, так и повышения на-
дежности расчета. Продавливание безбалочных плит в целом под-
142
I
Рис. 4.6. Результаты испытаний (вид трещинообразования и разрушения
снизу и в разрезе) при продавливании:
а--г — различные типы плит; 1 — контур колонны; 2 — контур теоретической
пирамиды продавливания
143
твердило выводы о продавливании столбчатых фундаментов, из-
ложенные в гл. 3.
Траектории трещин не соответствовали форме принимаемой
пирамиды продавливания (рис. 4.6). Продавливание наблюдается,
в первую очередь, в крайних пролетах, где силы распора мини-
мальны и высота сжатой зоны мала. Наиболее важные закономер-
ности необходимо учитывать в расчете и при конструировании
плитных фундаментов:
1) переход от работы с однозначной эпюрой изгибающих мо-
ментов в начальной условно-упругой стадии к двузначной эпюре
после образования и раскрытия трещин. Этот результат свидетель-
ствует о возможности применения упругих моделей в расчетах балок
и плит, дающих в результате однозначную эпюру изгибающих
моментов: эти расчеты позволяют определить распределение на-
пряжений в условно-упругой начальной стадии работы фунда-
ментов; после этого напряженно-деформированное состояние фун-
дамента принципиально изменяется;
2) непрерывное перераспределение нормальных напряжений
на контакте фундамента и грунта при росте внешней нагрузки,
ведущее к некоторому росту прочности фундамента;
3) реализация растущих усилий распора вследствие ограниче-
ния расширения площади контакта, жесткости надфундаментных
конструкций, действия сил трения на контакте.
Так как эти силы являются продольными, то можно считать,
что нормальные сечения всех типов фундаментов с плоской по-
дошвой работают на внецентренное сжатие; изгибаемые элемен-
ты в фундаментах отсутствуют, так как всегда действуют продоль-
ные силы.
Наиболее обоснованы экспериментальными исследованиями
методы расчета, которые приводят к получению двузначных эпюр
изгибающих моментов в плитных фундаментах (аналогично эпю-
рам в многопролетных плитах перекрытий), поэтому плитные фун-
даменты необходимо армировать двойной арматурой в растяну-
тых зонах: пролетной и надопорной.
Для плитных фундаментов характерна относительно большая
толщина плит по сравнению с плитами перекрытий — более
400...600 мм, иногда — до 2...3 м (фундаменты высотных зданий,
многоэтажных складов с большими нагрузками на перекрытиях).
Поэтому в плитных фундаментах существенна роль сил распора
(мембранных), действующих в плоскости плиты и оказывающих
очень большое влияние на работу плит (снижающих изгибающие
моменты, повышающих жесткость и даже влияющих на прочность
по поперечной силе). Силы распора изменяют вид напряженно-
деформированного состояния плит — от изгиба к внецентренно-
му-сжатию.
144
4.3. Расчет и конструирование фундаментов
Расчетные схемы плит приведены на рис. 4.7, 4.8. Конструкции
плитных фундаментов рассчитывают по I группе предельных со-
стояний (по прочности по нормальным и наклонным сечениям)
и по II группе (по трещиностойкости). Расчет прочности стати-
чески неопределимых фундаментных плит по нормальным сече-
ниям рекомендуется вести методом предельного равновесия. В ме-
стах наибольших изгибающих моментов (в пролетах и над опора-
ми) в плитах образуются пластические шарниры, разделяющие
каждую плиту на жесткие звенья. В пролетных пластических шар-
нирах трещины раскрываются вверху, а в опорных — внизу плит.
При действии регулярных внешних нагрузок, при сравнительно
однородных напластованиях грунтов и при отсутствии деформа-
ционных воздействий фундаменты можно рассчитывать как пере-
вернутые плиты перекрытий на действие давления грунта р [1,
12]. В остальных случаях рекомендуется использовать компьютер-
ные программы (например, ПК «Лира»).
Расчет прочности балочных плит по нормальным сечениям. При
одинаковых пролетах моменты в средних пролетах и на средних
опорах равны (рис. 4.7, б, в, 4.8, а):
„ -к
М = ±- -
16
(4.1)
где М — изгибающий момент от действия равномерного отпора
грунта р при расчетном пролете /с.
Пролетные моменты в крайних пролетах с учетом возможного
неполного защемления плит равны
Pie
11
М = ±
(4.2)
Моменты под вторыми от края опорами равны
(4.3)
При неравных пролетах балочной плиты расчет начинается с
большего пролета. Пролетный момент для крайнего большого про-
лета
PJL> м >2^-.
11 14
Пролетный момент для среднего большего пролета
pH > М >
16 " ~ 24 ’
(4.4)
(4.5)
145
a
P\
Pi
Рис. 4.7. Расчетные схемы плит:
а — балочных; б — безбалочных; в — опертых по контуру; /ь /2 — расчетные
пролеты в двух направлениях безбалочной плиты; /с1, /с2 — расчетные пролеты в
двух направлениях плиты, опертой по контуру; 1С — расчетный пролет балочной
плиты; z' — отклонение нормального сечения; bc, b — соответственно размер
сечения колонны или стены; а — угол наклона расчетного сечения; Rb,ioC — мест-
ная прочность бетона; р\, р2 — перераспределенные давления грунта; Др — раз-
ность давлений грунта; Н — распор (штриховкой показаны схемы нагружения
при расчете плит)
146
Опорные моменты для большого пролета определяются из ус-
ловия, что полусумма опорных моментов в сумме с пролетным
моментом составляет ‘ —. Полученные значения опорных момен-
тов, откорректированные в соответствии с фактическим армиро-
ванием, принимаются как заданные при определении расчетных
моментов в соседних пролетах. Расчет площади сечения рабочей
арматуры по изгибающему моменту приведен в гл. 2. Учет благо-
приятного влияния распора рассмотрен далее.
Расчет прочности плит, опертых по контуру. Применяют более
простой кинематический способ расчета в виде решения уравне-
ния равенства работ внешних и внутренних сил на возможных
перемещениях (рис. 4.7, б, 4.8, б). Разрушающая интенсивность
контактных давлений р определяется из равенства работ внешней
нагрузки Vи внутренних сил (в арматуре) Т на бесконечно малых
перемещениях:
V=T- V=jpydF; Т = ХМр1Ъь (4-6)
Рис. 4.8. Расчетные схемы плит с использованием метода предельного
равновесия:
а — балочных; б, в — опертых по контуру; 1 — пластический шарнир; 1С — расчет-
ный пролет балочной плиты; 7с1, /с2 — расчетные пролеты в двух направлениях
плиты, опертой по контуру; А„ А' — соответственно нижняя и верхняя рабочая
арматура балочной плиты; Asl, As2 — соответственно нижняя и верхняя рабочая
арматура балочной плиты, опертой по контуру; М2, Мц, М{, Л/ц — соот-
ветственно пролетные и надопорные моменты в плите; <pp/ — скорость взаимного
поворота звеньев в шарнире
147
где у — скорость возможных перемещений точек плиты; Мр1 —
предельный изгибающий момент на длине каждого пластическо-
го шарнира; <рр/ — скорость взаимного поворота звеньев в каждом
линейном пластическом шарнире.
Принимают экспериментально установленную форму разруше-
ния в виде конверта с наклоном трещин (линейных пластических
шарниров) 45° в углах плит к ортогональным осям. Для обеспече-
ния образования пластических шарниров и применения метода
предельного равновесия нужно применять арматуру, допускаю-
щую пластические деформации в пластических шарнирах; исклю-
чать разрушение бетона; не допускать превышения относитель-
ной высоты сжатой зоны над ее граничной величиной.
Если соотношение сторон плит 12/1\ < 3, то плиты работают в
двух направлениях (оперты по контуру). При равномерно распре-
деленной нагрузке принимается схема излома в виде системы плос-
ких дисков, соединенных между собой линейными пластически-
ми шарнирами. Для вычисления работы внешней нагрузки (кон-
тактного давления грунта р) плите задают возможное единичное
перемещение. Тогда углы поворота звеньев плиты по линиям из-
лома
а = 2/4 = р = 2/4; у = 2а = 4/Z,. (4.7)
Работа изгибающих моментов в линейных пластических шар-
нирах
Им = £ Мк<рк = 2Af2a + MjY + Мпа + М'иа + + М[р, (4.8)
где Мк — изгибающий момент по длине линейного пластического
шарнира.
Подставив (4.7) в (4.8), получим
= (4Л/1 + 4М2 + 2МХ + 2М{ + 2МП + 2М{Х) 4. (4.9)
Работа равномерно распределенного давления грунта р\
= pjydF.
Интеграл представляет собой объем фигуры перемещений:
Из равенства работ WM = Wp следует
(4.Ю)
>/,2 (3/2 - /, )]/12 = 2Мг + 2М2 + Мх + м; + М„ + М’„. (4.11)
148
При расчете прямоугольных плит рекомендуется задать соот-
ношения описанных моментов. Например, для плиты с равными
пролетами в двух направлениях
Мх = М2 = Afj = М{ = Мп = = М.
Тогда получим
М =
р/3
48~ ‘
(4.12)
Как отмечено в экспериментах, раскрытие трещин в опорных
и пролетных сечениях ведет к увеличению длины срединной по-
верхности плиты, что при наличии жесткого контура и трения по
грунту, препятствующих горизонтальному перемещению плиты,
ведет к реализации усилия распора, повышающего несущую спо-
собность плиты.
Для учета пластических деформаций рекомендуется произво-
дить перераспределение усилий для уменьшения расхода армату-
ры. Границы перераспределения усилий и армирования могут оп-
ределяться эксплуатационными требованиями (деформативнос-
тью и трещиностойкостью), т.е. предельными состояниями вто-
рой группы.
Расчет прочности безбалочных плит. Предельное состояние без-
балочных плит характеризуется образованием линейных пласти-
ческих шарниров 7 и 2, показанных на рис. 4.9. Расчет выполняют
исходя из условия равновесия моментов всех сил, приложенных к
жестким дискам относительно оси, проходящей через центр тя-
жести сечения в месте опорного линейного пластического шар-
нира и расположенной в его плоскости. При равномерно распре-
деленном контактном давлении грунта р предельная нагрузка на
четверть панели составляет -^Р^2- Центр тяжести нагрузки уда-
лен от опорного пластического шарнира, повернутого под углом
45° к осям панели, на расстояние
(4.13)
Момент внешней нагрузки — контактного давления грунта р
относительно опорного пластического шарнира — равен
М =
(4.14)
где с2 — катеты отсеченного треугольника соответственно в
поперечном и продольном направлениях (в фундаментных плитах
с квадратными панелями с} = с2 = с).
149
Рис. 4.9. Расчетная схема
прочности безбалочной пли-
ты методом предельного
равновесия:
1 — нижние линейные пласти-
ческие шарниры (показаны
штриховой линией); 2 — верх-
ние линейные пластические
шарниры в середине пролетов
(показаны сплошной линией);
штриховкой обозначен рас-
считываемый участок плиты
Опорный пластический шарнир отделяет от четверти панели
треугольник, остающийся неподвижным вместе с колонной, по-
этому к полученному моменту необходимо прибавить дополни-
тельный момент от нагрузки, действующей на угловой треуголь-
ник:
Md
Р(с1+са)2 (С1+81) Р(с1+с2)3
2 Зл/2 бЛ
(4.15)
Тогда суммарный момент внешних сил
M = Mi+Md
(4.16)
Момент внутренних сил в пластических шарнирах по контуру
жесткого пятиугольного звена относительно опорного пластиче-
ского шарнира равен:
(4.17)
150
где Asupl, Asup2 — площади нижней (опорной) арматуры на шири-
не плиты соответственно в поперечном и продольном направле-
ниях; Aspl, Asp2 — площади сечения верхней (пролетной) армату-
ры на ширине плиты соответственно в поперечном и продольном
направлениях.
Расчетную формулу прочности промежуточных панелей на
сплошную нагрузку записывают исходя из условия равновесия
(сумма моментов внутренних и внешних сил равна нулю). При q =
= с2
Pkh ( h + 4 _ 2с + ——
8 t 4 31^
(4.18)
Для фундаментной плиты с квадратными панелями, одинако-
во армированными в обоих направлениях, условие прочности
(4.18) примет вид
(4.19)
где Zsup-> zsp — плечи внутренних пар сил соответственно в опор-
ном и пролетном пластических шарнирах.
Соотношение между площадями арматуры определяют по фор-
мулам:
^sup ~ А$ир/fAsi, Qsp — Asp/As[f
где Asj Asup + Asp. (4.20)
Можно принимать Gsup ~ 0,50...0,67; Qsp = 0,50...0,33. Арматуру
по ширине панели располагают равномерно.
Влияние сил распора. Силы распора Н, действующие в плоско-
сти плиты, возникают вследствие ограничения или недопущения
горизонтальных перемещений опорных участков плит, криволи-
нейности нейтральной оси, резко различающейся прочности и
деформативности бетона на сжатие и растяжение (рис. 4.10). При
небольших напряжениях в растянутых зонах бетона возникают и
начинают раскрываться трещины в направлениях главных напря-
жений, вследствие чего бетон растянутой зоны выключается из
работы. В процессе раскрытия трещин внутри плит постепенно
формируются внутренние сжатые конструкции. Они образуются в
151
Ill 11111 II llllllfllfllllllllllllllllllllllllit! p
a
d
Рис. 4.10. Схема действия сил распора в балочной плите:
а...б — переход от стадии условно упругой работы к стадии раскрытия трещин;
в — формирование внутренней сжатой конструкции; г, д — схемы усилий при
действии распора; 1 — изостаты; 2 — растянутая зона при условно-упругой рабо-
те; 3 — внутренняя сжатая конструкция; 4, 5 — соответственно верхние и нижние
трещины; Н — распор; о>(, tvv — соответственно нормальные и касательные на-
пряжения в бетоне; х — высота сжатой зоны
направлениях действия главных сжимающих усилий — от сжатой
зоны в приопорной части плиты (вверху опорного сечения) к
сжатой зоне в пролете (внизу пролетного сечения) — и напоми-
нают оболочки, направленные выпуклостью вниз, в сторону грунта.
Они ограничиваются сверху и снизу бетоном с трещинами, рабо-
тающим на растяжение под действием главных растягивающих
напряжений.
Величина сил распора может достигать тысяч килоньютонов
на 1 пог. м плиты. Силы распора начинают оказывать существен-
152
ное влияние на работу плит при раскрытии трещин (см. рис. 4.10).
Форма внутренних сжатых конструкций зависит от формы плит:
для балочных плит они напоминают цилиндрические оболочки;
для плит с перекрестными балками (опертых по контуру) и без-
балочных плит — пологие оболочки положительной кривизны на
квадратном или прямоугольном плане. В средних пролетах силы
распора взаимно уравновешиваются при равенстве пролетов, по-
этому опорные участки не перемещаются в горизонтальном на-
правлении.
В крайних пролетах силы распора могут привести к горизон-
тальным перемещениям плиты, если этим перемещениям не бу-
дут препятствовать силы трения по грунту, жесткость надфунда-
ментных конструкций, специальные конструктивные мероприя-
тия (упоры, и пр.). Наиболее оптимальный расчет плитных фун-
даментов, в которых допустимо длительное раскрытие трещин, —
это расчет с учетом работы внутренней оболочки. Даже в моно-
литных безбалочных плитах прочность рекомендуется определять
с учетом сравнительно небольшого распора, создаваемого колон-
нами. Можно без расчета распора снизить сечение арматуры на
10% по сравнению с расчетом методом предельного равновесия,
если между рассчитываемой плитой и краем фундамента имеется
два и более ряда колонн, и на 5 % — если имеется один ряд ко-
лонн. Для безбалочных плит распор Нот данной колонны опреде-
ляют по формуле
(4.21)
где Мтах — наибольший расчетный момент в сечении колонны
при наличии продольной силы; hc — высота колонны, или рас-
стояние от потолка до низа капители.
При расчете фундаментных плит с учетом распора колонн пос-
ледний учитывают путем добавления к правой части неравенства
(4.18) или равенства (4.19) величины Hzf <где Н — расчетный
распор для данной панели; Zf — плечо сил распора):
(4.22)
где hcap — высота капители в месте расположения опорного пла-
стического шарнира; xjUp — высота сжатой зоны в опорном ли-
нейном пластическом шарнире без учета распора; xsp — высота
сжатой зоны в пролетных линейных пластических шарнирах без
учета распора; xsupf, xspf — увеличение высоты сжатой зоны со-
ответственно в опорном и пролетном пластических шарнирах под
влиянием распора.
153
В балочных и опертых по контуру плитах рекомендуется учиты-
вать распор следующим образом [22]: для средних полей неразрез-
ных плит и для плит, окаймленных балками, значение относи-
тельного коэффициента X устанавливается расчетным путем (см.
гл. 2). Предельные прогибы плиты fu находят по [22]. Для монолит-
ных плит без учета окаймляющих балок может быть принято
X = 0,6, с учетом балок — X = 0,5. При этом несущая способность
плит с распором определяется из условия сохранения постоянно-
го значения арочного момента ДМ = xHbRb(hb - хн - fu) вдоль
защемленных сторон. Тогда для защемленной по всем сторонам
прямоугольной плиты при равномерно распределенном контакт-
ном давлении грунта [22]
24 (Л/,
+ Л4 । + М^2 + Л/ц + ДМ2 )
А2 (34 ~ 4)
(4.23)
Благоприятное влияние распора можно упрощенно учитывать
путем уменьшения расчетного момента на 20 % [22]. Для квадрат-
ной плиты при т| = 0,8
(4.24)
Такое же уменьшение момента на 20 % возможно для средних
пролетов балочных плит с /2/Л > 3, окаймленных со всех сторон
балками, если величина пролета 1Х не превышает ЗОЛ (где h —
толщина фундаментной плиты). Для балочной плиты
Msp - -Msup = 0,8^- =
sp sup , 16 2Q
(4.25)
Так как в крайних пролетах балочных плит распор может не
реализоваться ввиду горизонтальных перемещений, влияние рас-
пора не учитывают. Для крайних пролетов балочных плит с ребра-
ми в двух направлениях влияние распора учитывают уменьшени-
ем изгибающего момента на 20 % при отношении l2/lx < 1,5 и на
10% — при 1,5 < /2//1 < 2. При 12/1х > 2 изгибающий момент не
снижают. При отсутствии данных о возможности горизонтальных
перемещений контура плит и при условии
Л> 1
4 ” 30
расход армату-
ры можно также снизить на 20 % (в крайних и вторых от края
пролетах расход арматуры не снижать).
Расчет распора Н:
154
хн = 0,5(й6 -О,5/о')(1-Х); hb = O,85/io - х, - х2;
0,125(^-0,57^)^
/о (hb - 0,5/0') ЕСАС ’
(4.26)
где /q — предельный прогиб при отсутствии распора; X — относи-
тельный коэффициент податливости контура; хх, х2 — высота
сжатой зоны соответственно на опоре и в пролете; — предель-
ный прогиб при максимальном действии распора (X = 0; = 1;
уА= 0,9; v = 0,2).
Для расчета f'Q кривизна
гО.
о>
Н =XnbR^
AM = xHbRb(hb-xH -То); Р
S(Ml+M2+AM)
(4.27)
I2
lc
где Xff — увеличенная высота сжатой зоны бетона за счет распора.
Расчет капителей безбалочных плит. Капители в месте опира-
ния колонн на плоскую фундаментную плиту устраивают для по-
вышения прочности плиты на продавливание, для некоторого
уменьшения расчетного пролета плиты и более равномерного рас-
пределения моментов по плите. Для экономии материалов приме-
няют квадратную или прямоугольную сетку колонн при отноше-
нии большего пролета 1Х к меньшему /2не более 1,5 (обычно про-
леты равны 6 м). Нижний размер капителей принимают исходя из
распределения давления в бетоне под углом 45°. Толщину фунда-
ментной плиты h принимают по расчету, учитывая ее прочность
на изгиб и на продавливание колоннами. Для монолитных плит
применяют квадратные или прямоугольные в плане капители пи-
рамидальной формы (рис. 4.11).
За расчетную ширину капители с принимают диаметр основа-
ния вписанного в капитель конуса на верхней поверхности фун-
даментной плиты с прямым углом при вершине. Рекомендуемая
расчетная ширина капители с = 0,3/, но нельзя принимать с < 0,2/.
При этом принимается, что — - — = 0,08 - 0,12. Высота капите-
ли (при условии соблюдения угла наклона боковых поверхностей
капители не более 45°) hcap = 0,5(с - hc).
Рабочую высоту сечения Ло фундаментной плиты в случае от-
сутствия поперечной арматуры определяют из условия прочности
155
Рис. 4.11. Расчетные схемы капителей:
а, г — капители при тяжелых нагрузках на колонну; б — внешняя нагрузка при
продавливании (за пределами с + 2Л0); в — капители простой формы при неболь-
ших нагрузках на колонну; 1 — расчетное поперечное сечение; 2 — контур рас-
четного поперечного сечения
на продавливание без поперечного армирования [30]. При расчете
на продавливание рассматривают расчетное поперечное сечение,
расположенное вокруг зоны передачи усилий на фундамент на
расстоянии Л0/2 нормально к его продольной оси (см. рис. 4.11).
Действующие касательные усилия по площади расчетного попе-
речного сечения должны быть восприняты бетоном с сопротив-
лением бетона растяжению Rbt. Расчет на продавливание плит без
поперечной арматуры производят из условия
156
Ni < Rbtuh^
(4.28)
где Nx — вертикальное усилие от внешней нагрузки; и — пери-
метр контура расчетного поперечного сечения, расположенного
на расстоянии О,5Ло от границы площадки опирания внешней
нагрузки (основания капители); h$ — рабочая высота элемента,
равная среднеарифметическому значению рабочих высот для про-
дольной арматуры в направлениях осей х и у. При размерах прямо-
угольной площадки опирания (основания капители в месте ее кон-
такта с фундаментной плитой) а х b и - 2(а + b + 2h0). При квад-
ратной в плане капители и - 4(а + h0).
Усилие Ni — это суммарный реактивный отпор грунта р. Он
принимается за вычетом нагрузок, приложенных к противопо-
ложной (контактирующей с грунтом) грани плиты в пределах
площади с размерами, превышающими размеры площадки опи-
рания на Ло во всех направлениях (см. рис. 4.11):
М = Plih ~ +h0)(b + Ло). (4.29)
Для квадратной в плане капители с размером основания с
JVj = Х/2 - р(с +Л0)2.
Расчет плит без поперечной арматуры на продавливание при
совместном действии сосредоточенных сил и изгибающего мо-
мента производят из условия
Nx М
и *Wb
(4.30)
-
где отношение M/Wb принимается не более Nx/u\ Wb — момент
сопротивления контура расчетного поперечного сечения.
Для капителей ломаного очертания расчетными сечениями яв-
ляются (рис. 4.11, г) сечение у грани колонны; сечение в месте
излома капители; сечение у грани верхнего основания капители.
Произведем расчет на продавливание с учетом описанных ра-
нее экспериментальных данных. Принимаются два условия, по-
зволяющие определить прочность по наклонным сечениям: урав-
нение равновесия проекций всех сил на расчетное наклонное се-
чение и уравнение равновесия моментов относительно центра тя-
жести растянутой арматуры в нормальном сечении (см. гл. 3):
Xp/sinoc = bxcQsaRb i0C\ М= cos2a7^ locbx(hG — х/2), (4.31)
где р — контактные давления грунта; ДР — суммарные давления
грунта, действующие в пределах грузовых площадей; a — угол на-
157
клона сечения к горизонтали; b — ширина сечения; х — высота
сжатой зоны бетона по грани колонны.
В соответствии с этими положениями разработаны расчетные
схемы плитных фундаментов (см. рис. 4.7). Для балочных плит
р = l,lxsinacosa7?6/(0,5/- z'), (4.32)
где a — угол наклона расчетного сечения, приближенно прини-
маемый из выражения tga = (Ло - х/2)/0,5(£ - Лс).
Для безбалочных плит
р = Z^xsinacosal^/O,25 l(bc + /). (4.33)
Расчет прочности по наклонным сечениям и трещиностойкости.
Прочность по наклонным сечениям и трещиностойкость рассчи-
тывают аналогично расчету этих показателей для неразрезного
ленточного фундамента под ряд колонн (см. гл. 2).
Расчет фундаментов-оболочек. Длина волны цилиндрической и
складчатой оболочек (рис. 4.12) /< 6...9 м, толщина t= 15...25 см,
стрела подъема f- (1/4... 1/5)/. Многоволновые фундаменты-обо-
лочки обычно рассчитывают только в направлении волны, так
как в противоположном направлении на их бортовые элементы
опираются жесткие стены зданий и в направлении пролета они
практически не работают. Поэтому цилиндрические оболочки рас-
считывают упрощенно как арки с учетом краевых изгибающих
моментов вблизи жесткого узла опирания оболочек на бортовые
элементы.
Сжимающее усилие Nx распределяется вдоль волны неравно-
мерно, что зависит от соотношения длины волны I и подъемис-
тости /:
Nx =sS~.
Sf
Тогда требуемая по расчету толщина оболочки
/ ... N* = р1‘-
К-1
(4.34)
Поле оболочки армируют конструктивно (рекомендуется двой-
ная арматура с минимальным процентом армирования); у опор
ставят двойную рабочую арматуру по расчету, на длину действия
максимального изгибающего момента X] с учетом необходимой
анкеровки:
Мх, = -0,289/?/?,./; х, = 0,597,Д7- (4.35)
Складчатые оболочки рассчитывают, как многопролетные пли-
ты, вырезая условную полосу шириной 1 м, пролетами 1\ и /2 (см.
158
в
Рис. 4.12. Расчетные схемы многоволновых фундаментов-оболочек:
а, в — цилиндрическая; б, г — складчатая;/"— стрела подъема; 1С — расчетный
пролет; t — толщина оболочки; Nx, Мх — соответственно эпюры сжимающих
усилий и моментов в оболочке; р — контактное давление грунта
рис. 4.12). Изгибающие моменты определяют так же, как для не-
разрезных плит, причем углы перелома плоских участков плит счи-
таются опорами:
(4.36)
Плиты армируют двойной рабочей арматурой в соответствии с
эпюрой моментов с учетом обрыва части арматуры в пролетах
при ее необходимой анкеровке.
159
4.4. Особенности конструирования
фундаментных плит и капителей
Плиты монолитных фундаментов армируют плоскими сварны-
ми или вязаными сетками в соответствии с эпюрами изгибающих
моментов. В безбалочных плитах пролетные моменты воспринима-
ют сетки, уложенные вверху плиты, а опорные моменты — сет-
ки, уложенные внизу плиты. На опорах подколонных полос арма-
туру устанавливают в обоих направлениях внизу плиты. В пролетах
подколонной полосы (между капителями) арматуру в обоих на-
правлениях устанавливают вверху плиты. Стержни верхних и ниж-
них сеток заводят от середины пролета в каждую сторону: 50 % на
0,30/ и 50 % на 0,35/.
В пролетах пролетных полос в обоих направлениях сетки распо-
лагают вверху плиты. На опорах пролетных полос (над надколон-
ными полосами) действуют положительные моменты, поэтому
рабочую арматуру укладывают вверху полосы. Чтобы верхние стер-
жни лежали на расчетной высоте и не прогибались, их укладыва-
ют на подкладки («скамейки») или специальные бетонные фик-
саторы. «Скамейки» в пределах капители не устанавливают, так
как они затрудняют бетонирование, поэтому над капителями при-
меняют стержни диаметром не менее 10 мм.
В капителях, выполненных с указанными ранее рекомендация-
ми, растягивающие напряжения не возникают, поэтому их арми-
руют конструктивно для восприятия усадочных и температурных
усилий, а также в целях получения более надежной и прочной
связи колонн с плитой. Прямые стержни диаметром 8... 10 мм из
арматуры класса А400 устанавливают в углах капители и посере-
дине сторон и связывают их по высоте тремя-четырьмя хомутами
диаметром 8 мм.
В балочных плитах рекомендуется часть стержней арматуры об-
рывать в соответствии с эпюрой моментов. Места обрыва распо-
лагают на расстоянии а = — 1 от опор; стержни, оборванные до
4
пересечения с линейным пластическим шарниром, в общие пло-
щади не включаются. Если стержни обрываются только у одной
из опор и пересекают пролетный пластический шарнир одним
концом, то эти стержни включаются в площади арматуры только
на половину сечения.
Для фундаментных плит, опертых по контуру, при отношении
сторон /2Д <1,5 можно применять сетки с квадратными ячейка-
ми и одинаковыми диаметрами стержней в обоих направлениях
(если площадь арматуры достаточна по расчету). Для отношения
160
' а б л и ц а 4.1. Соотношения между площадями арматуры
4/А Дг/Ai 4/А Аг/А1 4//1 А2/А1
1,0 1,00... 0,80 1,4 0,60... 0,40 1,8 0,40... 0,20
1,1 0,90... 0,70 1,5 0,65 ...0,35 1,9 0,35 ...0,30
1,2 0,80...0,60 1,6 0,50... 0,30 2,0...3,0 0,20...0,15
1,3 0,70... 0,50 1,7 0,45 ...0,20
h/1\ > 1,5 соотношение между площадями сечения арматуры на
1 м ширины плиты AS1JASi принимают по табл. 4.1.
При конструировании фундаментных плит должны соблюдаться
нормы конструирования железобетонных конструкций [16]. Отли-
чие фундаментных плит заключается в их большей толщине, не-
обходимости установки значительного количества арматуры. В та-
ких условиях иногда арматурные сетки укладывают в два слоя и
более, чтобы обеспечить нужное количество арматуры в одном
или двух направлениях.
При определении отметки верха фундамента выполняют об-
щие требования с учетом нулевого цикла. Класс бетона принима-
ют не ниже В15 (обычно В20, ВЗО, при соответствующем обосно-
вании можно использовать и В40). Класс арматуры принимают
для рабочей арматуры А400 (допускается А300), для монтажной —
А240. Диаметр рабочей арматуры должен быть не менее 12 мм и не
более 30 мм. При армировании используют, как правило, плос-
кие сварные сетки; вязаную арматуру применяют в тех случаях,
когда использование сварных сеток не допускается. Толщина за-
щитного слоя бетона приведена в гл. 2.
Армокаркасы могут быть образованы различными способами
(рис. 4.13). Можно ряд сеток типа «лесенка» объединить в простран-
ственный каркас приваркой поперечных стержней (рис. 4.13, а); во
взаимно-перпендикулярных направлениях устанавливаются сетки
типа «лесенка», причем в одном направлении сетки имеют мень-
шую высоту. Можно установить сетки типа «лесенка» с монтажом
и приваркой дополнительных горизонтально расположенных плос-
ких сеток. Можно предварительно объединить вертикальные сет-
ки типа «лесенка» и горизонтальные сетки в арматурный каркас
(блок) или уложить горизонтальные сетки с установкой поддер-
живающих каркасов. Допустимо предварительное объединение
плоских горизонтальных сеток и поддерживающих каркасов в про-
странственный самонесущий каркас (армоблок).
Армоблоки устанавливают с зазорами, которые перекрывают
одним или двумя рядами плоских горизонтальных сеток, опираю-
6 Тетиор
161
Рис. 4.13. Конструирование плит:
а, б — каркасы; в...д — плиты, опертые по контуру; е, ж — безбалочные плиты;
з...л — конструирование капителей (в кружках даны условные обозначения сеток:
в числителе — номер сетки; в знаменателе — число сеток); на схемах в, г, е пока-
заны пролетные (верхние) сетки, на схемах д, ж — надопорные (нижние) сетки
162
щихся на армоблоки. Расстояния между осями стержней рабочей
арматуры должны быть не более 400 мм — между стержнями,
доводимыми до опор плиты, и не более 1,5/г (где h — толщина
плиты). Площадь сечения распределительной арматуры должна
составлять не менее 10 % от площади сечения рабочей арматуры в
зоне максимального изгибающего момента.
Балочные плиты армируют в пролете цельными или узкими
сварными сетками; надопорную арматуру конструируют в виде
сварных цельных или узких сеток (рис. 4.14). При армировании
безбалочных плит в пролетах устанавливают во взаимно-перпен-
дикулярных направлениях узкие сварные сетки в два (или более)
в
Рис. 4.14. Армирование фундаментных плит, опертых по контуру:
а — армирование сплошными (квадратными в плане) сетками; б, в — армирова-
ние рядами прямоугольных сеток в пролете и на опорах (на схемах а, б показаны
верхние сетки; на схеме в — нижние сетки)
163
слоя. Надопорная арматура также выполняется в виде полос узких
сеток, устанавливаемых по рядам колонн.
Капители конструируют, как показано на рис. 4.13, армируя
конструктивной арматурой с шагом 200 мм, за исключением стыка
стаканного типа колонны и плиты, когда стаканная часть, игра-
ющая роль капители, армируется по расчету как часть столбчато-
го фундамента (см. гл. 2). При армировании плит, опертых по кон-
туру (см. рис. 4.13), в пролете можно устанавливать одну большую
или несколько узких сварных сеток, обеспечивая размещение ра-
бочей арматуры в обоих направлениях. Узкие сетки укладывают в
двух взаимно-перпендикулярных направлениях. Надопорная арма-
тура в виде плоских сеток конструируется, как в балочных плитах.
Рассмотрим обрыв арматуры в безбалочных плитах. В средних
панелях нижняя расчетная арматура проходит полностью не ме-
нее чем на длину от линии колонн в каждую сторону:
= 0,5/-(0,5/-с)
(4.37)
Не менее 50 % этой арматуры проходит на расстоянии е2 от
линии колонн:
0,5/-(0,5/-
(4.38)
Верхняя арматура проходит полностью в каждую сторону от
середины пролета на величину е3:
(4.39)
где с — расстояние от оси колонны до места перелома очертания
капители; zsup, Zsp — плечи внутренней пары сил на опоре и в
пролете; А — длина, требуемая для заделки растянутой арматуры.
Соотношение между площадями арматуры определяют по фор-
мулам:
sup
где Asup, А1р — сечения рабочей арматуры на опоре и в пролете.
164
В крайних панелях и консольных выступах арматура, параллель-
ная краю, располагается так же, как и в средних панелях. Армату-
ра, перпендикулярная краю, в случае жестких колонн располага-
ется так же, как и в средних панелях. В остальных случаях нижняя
расчетная арматура проходит над первым промежуточным рядом
колонн в крайний пролет не менее чем на е}:
(4.40)
Не менее 50 % этой арматуры проходит в крайний пролет от
оси первого промежуточного ряда колонн на е2:
+ Д. (4.41)
Вся нижняя арматура проходит в крайний пролет под крайни-
ми колоннами не менее чем на длин}' е{1
+ Д. (4.42)
Не менее 50 % этой арматуры проходит на длину е'2:
+ Д. (4.43)
Верхняя арматура полностью сохраняется в средней части про-
лета; 50 % этой арматуры может быть оборвано на расстоянии от
оси первого промежуточного ряда колонн, не большем чем е3:
и на расстоянии, не большем чем е3:
4 =<?' + (/-
+ д. (4.44)
Половина верхней арматуры должна быть заведена за линию
края капители не менее, чем на длину, требующуюся для заделки
стержней. При наличии окаймляющей стены эту арматуру дово-
дят до края плиты.
165
Рис. 4.15. Пути снижения расхода материалов:
а — выполнение участков сжатой зоны из бетона повышенного класса; б — уст-
ройство круглых пустот с помощью оставляемых картонных пустотообразовате-
лей; в — устройство полос из более прочного бетона; г — проектирование лома-
ной поверхности плиты; д — рациональное устройство капителей; 1 — снижение
концентрации напряжений; 2 — участки бетона повышенной прочности; 3 — пу-
стоты; 4 — стержни из бетона повышенной прочности; 5 — ломаный профиль
поверхности
Среди различных типов плитных фундаментов разработаны фун-
даменты в виде безбалочных плит для силосов. Толщина плиты
зависит от нагрузки на колонны. Рекомендуемые толщины при
нагрузках на колонну от 450 до 1 200 кН колеблются от 60...80 см
до 120... 140 см. Форма плит в плане может быть различной: для
одиночного круглого силоса — круглая плита (возможно, вось-
миугольная), если колонны расположены по окружности; для си-
лосных корпусов и отдельно стоящих силосов — квадратные или
прямоугольные плиты со срезанными углами. Консоли применя-
ют небольших размеров, вылет определяется расчетом.
166
На основе исследований могут быть предложены способы со-
кращения расхода материалов на плитные фундаменты (рис. 4.15).
Среди них — исключение концентрации напряжений в зоне пере-
дачи нагрузки от вышележащей конструкции на плиту, выполне-
ние наиболее напряженных участков плит из более высокого класса
бетона, устройство оставляемых (например, картонных) пусто-
тообразователей, использование высокопрочных бетонных вкла-
дышей, устройство плит с ломаной верхней поверхностью.
Плитные фундаменты в отдельных случаях делают из сборного
железобетона. Институтом «Моспроект-1» разработаны сборные
железобетонные балочные плиты. Плоские блоки марки БФП ук-
ладывают под поперечные стены с перевязкой торцевых швов.
В продольном направлении блоки не соединяются. Раскладывают
блоки таким образом, чтобы обеспечить опирание стен здания не
менее чем в двух местах на блок фундамента. По линиям опирания
стен устраивают монолитный или сборный железобетонный пояс.
Сборные железобетонные фундаменты силосов, разработан-
ные ГОСНИИсредазпроектом и ЦНИИпромзернопроектом, со-
стоят из отдельных ребристых или пирамидальных блоков. Систе-
мы перекрестных балок образуют стаканы для колонн. В блоках с
вертикальными ребрами предусматривается сварка выпусков ар-
матуры и замоноличивание стыков плиты и ребер. Разработаны
также преднапряженные плиты из сборных элементов.
4.5. Особенности проектирования
предн ап ряженных фундаментов
В плитных фундаментах применяют предварительно напряжен-
ную арматуру при необходимости повышения жесткости фунда-
ментов, например в условиях неоднородных грунтов, для повы-
шения трещиностойкости и исключения образования трещин (вы-
сокий уровень грунтовых вод, «плавающие» фундаменты с учетом
подъемной силы грунтовых вод и др.). Применение предваритель-
но напряженной арматуры повышает трудоемкость работ, поэто-
му нужно обосновывать ее применение технико-экономическим
сравнением вариантов.
Необходим учет особенностей предварительного напряжения
арматуры в плитных фундаментах: во-первых, арматура напряга-
ется только на бетон (это учитывается при расчете потерь, а так-
же при выборе способа натяжения и анкеровки напрягаемой ар-
матуры); во-вторых, напрягаемая арматура располагается внутри
бетона в каналах, которые создаются путем установки гибких ка-
налообразователей до бетонирования плит на специальные под-
ставки на бетонной подготовке, в соответствии с проектируемым
167
размещением арматуры в растянутой зоне (в соответствии с эпюрой
изгибающих моментов и расположением растянутых зон в плите).
В связи с тем что арматура в фундаментах может быть подвер-
жена коррозии под воздействием грунтовых вод, в качестве на-
прягаемой арматуры лучше использовать стержневую арматуру и
канаты; арматура в виде пучков может быть применена после ана-
лиза ее коррозионной стойкости. Арматуру напрягают, как прави-
ло, домкратами после набора передаточной прочности бетона с
последующей инъекцией под давлением цементно-песчаного ра-
створа в каналы. Заполнение каналов раствором должно тщатель-
но контролироваться через специальные отверстия. Для анкеров-
ки используют любые анкерные устройства, например анкеры
стаканного типа, анкеры с колодкой и пробкой, цанговые анке-
ры (рис. 4.16) [1].
При проектировании необходимо обосновать уровень преднап-
ряжения арматуры, так как опасны и слишком малые, и слиш-
ком большие напряжения. При малых предварительных напряже-
ниях вследствие релаксации напряжений в арматуре, усадки, пол-
зучести бетона и некоторых других факторов эффект преднапря-
жения с течением времени может исчезнуть. При высоких напря-
жениях в арматуре, близких к ее нормативному сопротивлению,
возможен разрыв проволочной арматуры канатов или развитие
больших остаточных деформаций в стержневой арматуре.
Предварительное напряжение арматуры asp принимают не бо-
лее 0,9/?Л „для горячекатаной и термомеханически упрочненной
арматуры и не более 0,8/?5/гдля арматурных канатов. Возможные
отклонения от заданного преднапряжения в арматуре растя-
нутой зоны учитывают путем умножения <5spjдля рассматриваемо-
го j-го стержня или группы стержней на коэффициент точности
натяжения арматуры ysp = 0,9 при благоприятном влиянии пред-
напряжения; ysp = 1,1 при не благоприятном влиянии преднапря-
жения.
Передаточную прочность бетона к моменту обжатия Rbp нор-
мируют, чтобы при обжатии не создавался очень высокий уро-
вень напряжения <sbp/Rbp, ведущий к значительным деформациям
ползучести и потерям преднапряжения арматуры. Рекомендуется
принимать Rbp по расчету, но не менее 15 МПа, а также не менее
50 % принятого класса бетона по прочности на сжатие. Для пред-
варительно напряженных конструкций плитных фундаментов ми-
нимальный класс бетона устанавливают в зависимости от вида
и класса напрягаемой арматуры, ее диаметра и наличия анкеров.
Рекомендуется принимать класс бетона по прочности на сжатие в
зависимости от класса напрягаемой арматуры, но не менее В20.
Обычно с увеличением диаметра и класса арматуры увеличивают
и принимаемые классы бетона.
168
б
г
Рис. 4.16. Преднапряженные фундаменты:
а, б — продольный разрез балочной и коробчатой плит; в — расчетная схема
прочности нормального сечения; г — узел анкеровки напрягаемой арматуры; 1 —
колонны; 2 — ребра; 3 — стены подвала; 4 — плита; 5 — напрягаемая арматура;
6— стальные стойки для монтажа гибких пустотообразователей; 7— анкер; 8 —
арматурные сетки
Рекомендуемые классы бетона
Характеристика напрягаемой арматуры Класс бетона, не ниже
Арматура классов А540...А800, А1000 ..................В20, ВЗО
Арматура классов К1400, К1500...........................ВЗО
Нужно учитывать потери предварительных напряжений в ар-
матуре: первые потери, происходящие до передачи усилия натя-
жения на бетон, и вторые потери после передачи усилия натяже-
ния на бетон. В соответствии с СП 52-102-2004 при натяжении на
бетон к первым потерям относят потери от релаксации напряже-
ний в арматуре До5р1 и потери от деформации анкеров, располо-
женных у натяжных устройств, вследствие обжатия шайб, смеще-
ния анкеров До^. Ко вторым потерям относятся потери от усадки
бетона До^5 и потери от ползучести бетона До^.
Потери от релаксации напряжений в арматуре До^ принима-
ют следующими:
169
• для арматуры классов А600... А1000:
при механическом способе натяжения —
O,10jp 2,0,
при электротермическом способе натяжения —
= 0,03олр;
(4.45)
• для арматуры классов К1400, К1500:
при механическом способе натяжения
До
5,Л
spl
при электротермическом способе натяжения —
Лоу/Я = 0,05ov/r (4.46)
Потери от деформации анкеров, расположенных у натяжных
устройств, вследствие обжатия шайб, смещения анкеров До5р4 вы-
числяют по формуле
(4.47)
где А/ — обжатие анкеров или смещение стержня в зажимах анке-
ров (при отсутствии данных допускается принимать Л/ = 2 мм);
/ — длина натягиваемого стержня.
При электротермическом способе эти потери не учитывают.
Потери До5р5 от усадки бетона и соответствующего укорочения
элемента зависят от класса бетона и вычисляются по формуле
^^sp5 ~ ^b,sh^s>
(4.48)
где еА sh — деформации усадки бетона (для классов бетона до В35
= 0,0002; для класса бетона В40 ^bsh = 0,00025; для класса
бетона В45 ей5Л = 0,0003).
Потери от ползучести бетона До^б определяют по формуле
0,8cx<p^fro^py
sp6
(4.49)
sif^red^
red
где (рйсг — коэффициент ползучести, определяемый в соответ-
ствии с [32]; оЬр/- — напряжения в бетоне на уровне центра тяже-
сти рассматриваемой группы стержней напрягаемой арматуры;
— коэффициент армирования; ysi — расстояние между цент-
рами тяжести сечения рассматриваемой группы стержней напря-
гаемой арматуры и приведенного поперечного сечения элемента;
170
Ared, I red— соответственно площадь приведенного сечения эле-
мента и ее момент инерции относительно центра тяжести приве-
денного сечения.
Коэффициент армирования определяют по формуле
U spj A.Spl А,
где Asp, А — площади соответственно напрягаемой арматуры и
поперечного сечения элемента.
Усилие предварительного обжатия бетона с учетом первых по-
терь
^(1) Zu(ZW ГЗД(1).' )
(4-50)
где Asp/, соответственно площадь сечения j-й группы стер-
жней напрягаемой арматуры в сечении плиты и предварительное
напряжение в группе с учетом первых потерь.
Предварительное напряжение в группе с учетом первых потерь
определяется по формуле
’ spj A&sp(l)>
где aspj — начальное предварительное напряжение рассматривае-
мой группы стержней арматуры.
Усилие в напрягаемой арматуре с учетом полных потерь
^(2) “ Zu ()’ GspWj ~ GsPJ ^sp(2)‘
(4.51)
Полные суммарные потери До^) для арматуры в растянутой
зоне при эксплуатации не должны быть менее 100 МПа.
В ненапрягаемой арматуре преднапряженных элементов под
влиянием совместных с бетоном деформаций возникают началь-
ные сжимающие напряжения при обжатии бетона, равные поте-
рям от усадки и ползучести бетона.
Предварительные напряжения в бетоне аЬр при передаче уси-
лия предварительного обжатия Р^, определенные с учетом пер-
вых потерь, не должны превышать 0,7 Rhp, если напряжения уве-
личиваются при действии внешних нагрузок (это полностью при-
менимо для фундаментов с армированием преднапряженной ар-
матурой только растянутой зоны). Усилие предварительного об-
жатия бетона равно равнодействующей усилий в напрягаемой и
ненапрягаемой арматуре с учетом того, что в плитных фундамен-
тах напрягаемую арматуру ставят только в растянутой зоне:
®sp ^sp
(4.52)
где os, о' — сжимающие напряжения в ненапрягаемой арматуре.
171
(4.53)
Эксцентриситет усилия Р(1) относительно центра тяжести при-
веденного сечения определяют из условия
^Ор (S3SpAspySp ~ Ху + ^s^sys)/E(i)
где asp определяется на уровне центра тяжести напрягаемой арма-
туры.
Усилие предварительного обжатия бетона Р с учетом полных
потерь равно:
(4.54)
где о5, о' — сжимающие напряжения в ненапрягаемой арматуре,
вызванные усадкой и ползучестью бетона и численно равные сумме
потерь напряжений от усадки и ползучести бетона; Gsp2 — предва-
рительные напряжения арматуры с учетом всех потерь; ysp, у^ —
расстояния от оси арматуры до центра тяжести приведенного се-
чения элемента.
Чтобы определить напряжения в сечениях предварительно на-
пряженных железобетонных плит в стадии I (до образования тре-
щин), рассматривают приведенное бетонное сечение, в котором
площадь сечения арматуры заменяют эквивалентной площадью
сечения бетона. Исходя из равенства деформаций арматуры и бе-
тона, приведение выполняют по отношению модулей упругости
двух материалов: а = Es/Eb. Площадь приведенного сечения эле-
мента составит
Ared — ^4 "Ь + аЛ5, (4.55)
где А — площадь сечения бетона за вычетом площади сечения
каналов и пазов.
Статический момент приведенного сечения относительно оси
7—7, проходящей по нижней грани сечения, равен:
= (4.56)
где Af — площадь части сечения; у, — расстояние от центра тяже-
сти z-й части сечения до оси 7— 7.
Расстояние от центра тяжести приведенного сечения до оси
7— 7 равно:
Уо Ered/Ared. (4.57)
Момент инерции приведенного сечения относительно оси,
проходящей через центр тяжести приведенного сечения, равен:
red
(4.58)
где lj — момент инерции z-и части сечения относительно оси
проходящей через центр тяжести этой части сечения.
172
Расстояния до верхней и нижней границы ядра сечения от цен-
тра тяжести приведенного сечения составляют:
J red/C^redJ'O * ’ ^int red!Are- Уо)' (4*59)
Напряжения в бетоне аЬр при обжатии
®bp ~ -^(l)/^red ± Р{\}е^рУ/^red — Myl^red' (4.60)
В плитных фундаментах отсутствует напрягаемая арматура в
сжатой зоне:
(4.61)
При
М < Rbbx(ho - 0,5х) + RsA'(ho - a's);
_ + ^4 4С4
—V '
(4.62)
Порядок вычисления площади напрягаемой арматуры Asp с
учетом ненапрягаемой арматуры в растянутой зоне As следующий.
Сначала вычисляют
М
Rbbl^ '
(4.63)
Если ат < aR = - 5т?/2), то сжатая ненапрягаемая арматура
по расчету не требуется. Тогда вычисляют
- RSAS
(4.64)
* - ЪзА
где у,3 — коэффициент условий работы арматуры [32]. При £ < ^R
у53= 1,25 -0,25^ <1,1, (4.65)
где определяют по табл. 3.1 в зависимости от класса арматуры и
отношения asp/Rs. Если 0,6, принимают у,3 = 1,1; у,3не учи-
тывают при напрягаемой арматуре класса А540 и в зоне передачи
напряжений.
Длина зоны передачи усилия преднапряжения на бетон для
арматуры без дополнительных анкерующих устройств
?р GspAs/(RbondUs)> R-bond (4.66)
где As, us — соответственно площадь и периметр стержня армату-
ры (длина зоны анкеровки не должна быть менее 200 мм и 10J,);
Rbond — сопротивление сцепления напрягаемой арматуры с бето-
ном, отвечающее передаточной прочности бетона; ц — коэффи-
циент, учитывающий влияние вида поверхности арматуры /при-
173
нимается 2,5 для горячекатаной и термомеханически обработан-
ной арматуры и 2,2 — для арматурных канатов).
Требуемая расчетная длина анкеровки
но не менее 200 мм и 15J5, а для канатов — не менее 300 мм;
1§,ап ~
RSAS/ t^bond^s)
где /о,ап — базовая длина анкеровки; Ascab Asej- — соответствен-
но расчетная и фактическая площади поперечного сечения ар-
матуры.
Передачу усилия натяжения арматуры на бетон нужно осуще-
ствлять плавно. Соотношение площадей ненапрягаемой и напря-
гаемой арматуры нужно подбирать с учетом технико-экономи-
ческого анализа; при этом площадь напрягаемой арматуры дол-
жна быть достаточной для обеспечения трещиностойкости фун-
дамента.
Контрольные вопросы
1. Какова область применения плитных фундаментов?
2. Как подразделяются конструкции плитных фундаментов?
3. Какова роль сил распора в напряженно-деформированном состоя-
нии плитных фундаментов?
4. Каковы результаты экспериментов по определению схемы дефор-
мирования плитных фундаментов: однозначна или двузначна эпюра из-
гибающих моментов?
5. Как перераспределяются контактные давления в процессе дефор-
мирования фундаментов?
6. Какова роль сил распора по результатам экспериментов?
7. При каких условиях действие сил распора сохраняется в течение
всего срока эксплуатации фундамента? В результате чего эти силы могут
быть снижены и их положительное влияние не нужно учитывать в расче-
те?
8. Как рассчитывают прочность плитных фундаментов по нормальным
и наклонным сечениям?
9. Как рассчитывают безбалочные плитные фундаменты на продавли-
вание?
10. Что такое метод предельного равновесия? Как он применяется
при расчете прочности плитных фундаментов?
11. Как рекомендуется армировать плитные фундаменты и капители?
12. Каковы типы сборных плитных фундаментов? Как экономить ма-
териалы?
ГЛАВА 5
КРУГЛЫЕ И КОЛЬЦЕВЫЕ
ФУНДАМЕНТНЫЕ ПЛИТЫ
5.1. Конструктивные решения
Круглые и кольцевые (иногда — многоугольные) симметрич-
ные в плане фундаментные плиты обычно применяются для опи-
рания сооружений башенного типа (высоких сооружений малой
площади в плане — радио- и телебашен, водонапорных башен,
башенных градирен, дымовых труб, зданий и др.). По конструк-
ции фундаменты сооружений башенного типа подразделяются на
следующие виды (рис. 5.1):
• круглая, многоугольная, кольцевая плита, или свайный ро-
стверк;
• ребристая плита;
• оболочка, опирающаяся на круглую или кольцевую плиту;
• коническая оболочка, опирающаяся на грунт;
• цилиндрическая оболочка — продолжение ствола башни.
• напряженно-заанкеренный фундамент.
Фундаменты сооружений башенного типа (дымовых труб и др.)
чаще всего имеют в плане круглую форму, которая является для
них наиболее рациональной. При действии на фундамент значи-
тельной внецентренно приложенной нагрузки может оказаться це-
лесообразным кольцевой фундамент, который по сравнению с
круглым имеет относительно больший момент сопротивления
площади подошвы и меньшие отличия максимальных и мини-
мальных напряжений под подошвой.
Фундамент обычно состоит из круглой фундаментной плиты с
плоской подошвой и расположенного выше ее цилиндрического
стакана, на который опирается ствол трубы или башни. При боль-
шом консольном вылете плиты ее толщина растет и более эконо-
мичным становится ребристый фундамент. Глубина заложения фун-
дамента зависит от грунтовых условий, а также от высоты соору-
жения. К глубине заложения подошвы фундаментов и к выбору
слоя грунта для опирания подошвы предъявляют такие же требова-
ния, как и для других типов фундаментов с плоской подошвой (см.
гл. 2, 3). Минимальную глубину заложения фундаментов дымовых
труб принимают не менее 3 м, за исключением скальных грунтов.
175
Рис. 5.1. Виды фундаментов сооружений башенного типа:
а, б — круглая и кольцевая плиты; в — ребристая плита; г — кольцевая плита с
конической оболочкой; д — коническая оболочка; е — цилиндрическая оболоч-
ка — продолжение ствола; ж — кольцевая заанкеренная плита; 1 — стакан; 2 —
круглая плита; 3 — кольцевая плита; 4 — ребристая плита; 5 — коническая обо-
лочка; 6 — анкеры; 7 — оболочка — продолжение ствола
Ввиду относительно большого внешнего изгибающего момен-
та от действия ветра фундаменты сооружений башенного типа
могут иметь большие размеры в плане, чтобы обеспечить допус-
тимые осадки и крены (отдельные конструкции фундаментных
плит достигают в диаметре 100 м и более). Толщина плоских плит
в зоне действия максимального изгибающего момента от давле-
ния грунта получается очень большой — до 3...4 м, поэтому акту-
альной становится проблема уменьшения расхода материалов. Эко-
номия достигается применением кольцевых плит в сочетании с
оболочками или оболочек, опертых всей нижней поверхностью
на грунт. Разница между максимальными и минимальными давле-
176
ниями на грунт снижается в результате замены сплошной плиты
на кольцевую.
Трещиностойкость фундаментов повышают путем натяжения
кольцевой арматуры кольцевой плиты или радиальной арматуры
круглой плиты, а также натяжением арматуры оболочки. Для сни-
жения концентрации напряжений в зоне стыка ствола башни и
фундамента проводят следующие конструктивные мероприятия:
• выполнение конической части оболочки переменной толщи-
ны, с уменьшением ее в нижней части;
• устройство второго внутреннего конуса вершиной вниз;
• устройство внутренней цилиндрической оболочки, являю-
щейся продолжением ствола башни;
• замена конической оболочки на параболическую или на не-
сколько сопряженных усеченных конических оболочек, позволя-
ющих получить плавный переход от ствола башни к фундаменту.
Фундаменты в форме круглых сплошных плит могут быть при-
менены для сооружений высотой до 100... 150 м; при большей
высоте эффективнее применять кольцевые плиты. В этом случае
используют плиты переменного поперечного сечения; целесооб-
разно при заложении плиты на глубине более 4...5 м устраивать
переход от плиты к башне (трубе) в форме усеченной кониче-
ской оболочки. Такое решение улучшает напряженное состояние
плиты и снижает расход материалов.
Для сооружений небольшой высоты (до 100...200 м) в усло-
виях непрочных грунтов экономичны круглые свайные роствер-
ки, а в условиях более прочных грунтов — круглые сплошные
плиты. Для сооружений большой высоты на непрочных грунтах
экономичны кольцевые свайные ростверки, на прочных грун-
тах — кольцевые плиты с оболочками. Для всех сооружений, стро-
ящихся на скальных грунтах, наиболее экономичны узкие коль-
цевые плиты, прикрепленные к скале напряженными анкерами.
Цилиндрические оболочки — продолжение ствола — являются
эффективными конструкциями, возводимыми методом «стена в
грунте».
5.2. Экспериментальные исследования
Были проведены статические испытания в грунтовом лотке
железобетонных моделей круглых и кольцевых плит диаметром
1,0... 1,5 м и плит в сочетании с коническими оболочками диа-
метром 0,7 м при меняющейся толщине плит, их армировании,
эксцентриситете внешней силы. Опыты, проыведенные с плита-
ми диаметром 1 м, показали, что для армированных плит работа
внутренней части плиты с распором приводит к меньшему раск-
177
рытию трещин. После образования трещин действие распора вы-
зывает замедление прироста кривизны в центре плиты при воз-
растании нагрузки и раскрытии трещин. Разрушение плит про-
изошло вследствие текучести арматуры консольной части; при
этом для внутренней части плиты не была достигнута разрушаю-
щая нагрузка.
Опыты с образцами круглых и кольцевых плит диаметром 1,5 м
подтвердили вывод, полученный в результате опытов, проведен-
ных с плитами диаметром 1 м, о меньшем раскрытии трещин для
внутренней части плиты. Плиты были доведены до разрушения не
только по наружной консольной части, но и по внутренней ее
части (рис. 5.2). Было установлено, что в связи с дополнительным
действием распора не только трещиностойкость, но и прочность
наружной и внутренней частей плит различны. Так, для неарми-
рованных плит наружная консоль разрушилась при нагрузках 43 кН
(круглая плита) и 41 кН (кольцевая плита), тогда как внутренняя
часть — при нагрузках соответственно 242,8 и 172 кН. Для армиро-
ванных плит разрушение наружной консольной части наступило
при нагрузке 60,2 кН (круглая плита) и 58,5 кН (кольцевая пли-
та), а для внутренней части плит разрушающая нагрузка состави-
ла соответственно 335,4 и 292,4 кН, т.е. была в 5,57 и 4,99 раза
больше.
Расчетное разрушающее давление грунта для наружной консо-
ли круглой плиты, определенное методом предельного равнове-
сия, составляло 0,037 МПа, а для внутренней части плиты —-
0,149 МПа. Разрушение произошло при давлениях соответственно
0,035 и 0,50 МПа. Для наружной консольной части разрушающее
давление уменьшилось вследствие действия дополнительного коль-
цевого растягивающего усилия, а для внутренней части — воз-
росло вследствие перехода от состояния изгиба к внецентренно-
му сжатию.
Таким образом, действие сил распора приводит и повышению
прочности и трещиностойкости внутренней части плит и некото-
рому снижению прочности для наружной консольной части. При
полном восприятии усилий распора арматурой внутренней части
плиты, силами трения подошвы по грунту и опирающейся конст-
рукцией сооружения эти усилия не будут оказывать влияния на
ухудшение напряженно-деформированного состояния консольной
части плит, снижение их прочности и трещиностойкости.
На графиках зависимости прогибов от нагрузки для бетонных
плит (для центральной части круглой плиты) были заметны ха-
рактерные перегибы, первый из которых свидетельствует о появ-
лении трещин и резком росте прогибов, второй — о включении в
работу второй несущей системы, являющейся следствием распо-
ра. После этого прогибы растут медленно при значительном по-
178
Рис. 5.2. Результаты испытании:
а, б — опытные образцы и схемы разрушения круглых и кольцевых плит (показа-
на ширина раскрытия трещин в конце разрушения); в, г —- трансформация эпюр
контактных давлений
вышении нагрузки. Все плиты разрушались при действии двузнач-
ной эпюры изгибающих моментов аналогично плитам перекры-
тий, испытывающим действие распределенной нагрузки. Суще-
ственное влияние усилий распора свидетельствует о необходимо-
сти его учета при расчете прочности.
Опытным путем установлено, что положение кольцевого пла-
стического шарнира по высоте конической оболочки может ме-
няться в зависимости от армирования оболочки (рис. 5.3). Вместе
179
Рис. 5.3. Схемы разрушения плит с коническими оболочками:
а, б — вид сверху; в — схема разрушения тонкой кольцевой плиты; г, д — схемы
разрушения с различным положением кольцевого пластического шарнира 1
с тем в опытах не было получено разрушение по наклонным сече-
ниям, что свидетельствует о высокой прочности таких конструк-
ций по наклонным сечениям. Действие нагрузки с эксцентриси-
тетом внешней силы приводило к реализации одной из описан-
ных ранее схем разрушения на части конструкции, расположен-
ной по направлению смещения внешней силы.
180
Контактные давления грунта по подошве плит в процессе рос-
та нагрузки, прогибов, трещинообразования существенно пере-
распределяются (см. рис. 5.2, 5.4). Схема перераспределения обыч-
но связана со схемой деформирования и разрушения плит и опи-
рающихся на них конструкций. Установлены следующие схемы
разрушения круглых и кольцевых плит, в том числе в сочетании с
коническими оболочками:
1) радиально-кольцевая схема разрушения круглых плит с пер-
воочередным разрушением наружной консольной части и дей-
ствием во внутренней части распора, формирующего сжатую бе-
тонную систему в форме пологого купола (рис. 5.5). Первым коль-
цевым пластическим шарниром при такой схеме разрушения бу-
дет шарнир в месте крепления наружной консоли к плите;
2) радиально-кольцевая схема разрушения кольцевых плит с
разрушением наружной консольной части, с формированием сжа-
в
Рис. 5.4. Трансформация эпюр контактных давлений под кольцевыми плитами:
а — плита с плоской подошвой при разрушении оболочки; б, в — плита с наклонной
подошвой при разрушении оболочки; г — тонкая плита с разрушением наружной и
внутренней консоли: 1 — при ТУ = 30 кН; 2 — при ТУ = 90 кН; 3 — при ТУ = 150 кН
181
в г
Рис. 5.5. Изменение напряженно-деформированного состояния и схемы разрушения круглых (а, в) и кольцевых (б, г) плит:
1 — кольцевые трещины; 2 — внутренняя конструкция сжатия; 3 — радиальные трещины; mpi~ момент в кольцевом пластичес-
ком шарнире; Нъ Н2 — усилия распора; ръ р2, р^ — перераспределенные давления грунта; Asp — преднапряженная арматура по
периметру; Тс — усилие в кольцевой арматуре; tc — плечо усилия Тс
той бетонной системы в форме усеченной конической оболочки
во внутренней части плит.
Внутренняя часть плит обычно не разрушается, так как для
достижения ее разрушения должны быть достигнуты предельные
кольцевые сжимающие напряжения на большой площади ради-
ального сечения плит;
3) меридионально-кольцевая схема разрушения кольцевых плит
в сочетании с коническими оболочками без образования кольце-
вых пластических шарниров в плите. При таком разрушении узкая
кольцевая плита разделяется меридиональными трещинами, свя-
занными с трещинами в конической оболочке, и поворачивается
вместе с звеньями конической оболочки в кольцевом пластиче-
ском шарнире.
Вследствие ее поворота эпюра контактных давлений перерасп-
ределяется, концентрируясь на внутренних участках площади плиты
(см. рис. 5.4);
4) меридионально-кольцевая схема разрушения кольцевых плит
в сочетании с коническими оболочками с образованием кольце-
вых пластических шарниров в оболочке и в месте стыка оболочки
и плиты. При такой схеме разрушения плита испытывает направ-
ленные наружу горизонтальные перемещения подошвы, приво-
дящие к реализации сил трения по контакту;
5) одновременное разрушение кольцевой плиты по радиаль-
но-кольцевой схеме с разрушением конической оболочки.
В процессе деформирования круглых и кольцевых плит под на-
грузкой в различной степени проявлялось действие распора. Для
внутренней части плит действие усилий распора повышало проч-
ность плит, вплоть до невозможности достижения разрушения
внутренней части плит.
Вместе с тем, если усилия распора частично передавались на
наружную консольную часть плит, они приводили к состоянию
внецентренного кольцевого растяжения с изгибом консольной
части, что вызывало более раннее трещинообразование, неко-
торое снижение прочности. Это свидетельствует о необходимос-
ти восприятия усилий распора, например с помощью предвари-
тельного натяжения наружной кольцевой арматуры по перимет-
ру плит.
Для оценки этого мероприятия часть образцов кольцевых плит
с коническими оболочками была подвергнута кольцевому напря-
жению арматуры по периметру кольцевых плит. При таком натя-
жении арматуры усилия распора воспринимаются кольцевой ар-
матурой и эффект распора для обеих частей плит становится по-
ложителен: внутренняя часть плит вообще не разрушается, на-
ружная консольная часть имеет высокие трещиностойкость и проч-
ность.
183
5.3. Расчет фундаментов
Основные положения расчета:
1) прочность по нормальным сечениям с подбором сечения
рабочей арматуры рассчитывают методом предельного равнове-
сия [22];
2) прочность по наклонным сечениям можно рассчитывать,
как для обычных изгибаемых элементов, или в предположении
разрушения сжатой зоны по наклонным сечениям;
3) возможен расчет прочности наружной консоли в результате
продавливания в соответствии с нормами [30];
4) трещинообразование рассчитывают так же, как для изгиба-
емых плит, в соответствии с нормами;
5) осадки и крены рассчитываются, как для обычных фунда-
ментов;
6) при расчете прочности можно учитывать распор внутрен-
ней части круглых и кольцевых фундаментных плит, приводящий
к улучшению напряженно-деформированного состояния внутрен-
нее части плиты и действию дополнительного радиального уси-
лия на наружную консольную часть плиты;
7) возможен учет перераспределения контактных давлений (в
предположении работы основания по модели Винклера), а также
сил трения по подошве (при отсутствии динамических нагрузок).
В проектной практике расчет фундаментов дымовых труб про-
изводят исходя из линейного закона распределения давления на
грунт, без учета упругих свойств грунта. Такой расчет идет в запас
прочности и при значительных размерах фундаментов не дает су-
щественных отклонений от результатов, получаемых более точ-
ным методом. Диаметр фундаментной плиты без учета упругих
свойств грунта подбирают исходя из следующих условий:
где (N* + NJ) — нормативная вертикальная нагрузка на подошву
фундамента от веса сооружения башенного типа, фундамента и
грунта на всей площади фундамента; Af— площадь подошвы фун-
дамента; Мп — нормативный момент от ветровой нагрузки отно-
сительно центра тяжести подошвы с учетом дополнительного
момента, вызванного прогибом трубы; W — момент сопротивле-
ния площади подошвы; R — расчетное сопротивление грунта ос-
нования на глубине заложения фундамента, принимаемое в соот-
ветствии с указаниями [33].
184
Для найденного диаметра фундаментной плиты должен быть
проверен угол поворота фундамента 0 (крен сооружения), кото-
рый согласно нормам ограничивается величиной tgO < 0,004. Ве-
личина крена определяется по формуле [33]
где v — коэффициент Пуассона для грунта, принимаеый равным:
для песков и супесей — 0,3, для суглинков — 0,35, для глин —
0,42; к — коэффициент, зависящий от формы фундамента в пла-
не и от отношения размеров его сторон (для круглого фундамента
к = 0,75); Е — модуль деформации грунта; М — нормативный
момент от внешней нагрузки относительно центра тяжести подо-
швы; D — диаметр фундаментной плиты. Минимальный диаметр
фундаментной плиты из условия pmin > 0 должен быть не менее
%M/(Nn+ Nf).
Для расчета прочности и трещиностойкости нормальных сече-
ний плиты нужно найти изгибающие моменты в сечении по ли-
нии примыкания консольной части к наружной поверхности ста-
кана фундамента и в средней части плиты, а также значения по-
перечных сил по линиям примыкания плиты к стакану (с обеих
сторон), вводя в расчет давление на грунт, полученное с учетом
коэффициентов надежности по нагрузке. При равномерно рас-
пределенном давлении на грунт р момент на единицу длины ок-
ружности радиуса г\ в месте прикрепления консольной части к
стакану фундамента (см. рис. 5.5) равен:
M^^iR + r^R-r,)2,
6z|
(5.3)
где р — расчетное давление на грунт с учетом коэффициентов
надежности по нагрузке, без учета собственного веса плиты и
засыпки; — наружный радиус стакана; R — радиус фундамент-
ной плиты.
При определении момента в консольной части плиты с под-
ветренной стороны можно пользоваться формулой (5.3), подста-
вив в нее среднюю величину давления на грунт рт на расстоянии
гт = 0,5 (Л + rj от центра плиты:
(5.4)
Сравнение полученных по этой формуле моментов с момента-
ми, полученными при точном учете неравномерного давления на
185
грунт в пределах консольной части, показывает, что разница в их
значениях составляет всего 2,5 % при R/rx = 1,38 и 5 % при R/rx -
= 2. Кроме момента с подветренной стороны, вызывающего рас-
тяжение в нижних волокнах консольной части плиты, должен быть
определен момент с наветренной стороны, где при малом давле-
нии на грунт нагрузка от веса плиты и засыпки может вызвать
момент обратного знака. Момент в средней части плиты, заделан-
ной в фундаментном стакане, на которую действуют давление
грунта снизу и моменты от консольной части, неравномерно рас-
пределенные по периметру стакана, может быть найден по при-
ближенной формуле, принятой проектным институтом «Тепло-
проект» :
М2=^-(Зг3-2Л),
(5.5)
где р' — расчетное давление на грунт в центре плиты.
Радиус проема в плите определяют по формуле
гз = r2 + bs,
где bs — толщина стенки стакана.
При проектировании нужно обращать внимание на то, что
момент, получаемый по формуле (5.5) со знаком «+», вызывает
растяжение верхних волокон плиты.
В этом методе расчета прочности и трещиностойкости не пре-
дусматривается учет работы кольцевой арматуры; момент воспри-
нимается только радиальной арматурой.
При расчете прочности плиты на изгиб подбор радиальной
арматуры производят, как для обычных изгибаемых элементов [30].
Вычисляют значение
(5.6)
Если ат< «я(см. табл. 2.3), то сжатая арматура по расчету не
требуется (необходимо стремиться к такому армированию). При
отсутствии сжатой арматуры площадь сечения растянутой арма-
туры определяется по формуле
4 = 1 -/^.
(5.7)
Если ат> aR, то нужно увеличить сечение фундаментной пли-
ты или повысить класс бетона. При использовании этого метода
расчета кольцевая арматура назначается из конструктивных сооб-
ражений.
Расчет с учетом всех видов арматуры можно выполнить мето-
дом предельного равновесия.
186
5. 3.1. Расчет прочности методом предельного
равновесия
Для более обоснованного учета работы всей арматуры рас-
чет прочности фундаментов в форме круглых и кольцевых плит,
в том числе в сочетании с оболочками, целесообразно произ-
водить по методу предельного равновесия. Далее приведен ки-
нематический способ метода предельного равновесия, в осно-
ве которого лежат фактические схемы разрушения круглых и
кольцевых фундаментных плит, в том числе с коническими обо-
лочками.
В кинематическом способе метода предельного равновесия при-
равниваются работа внешней нагрузки ' в нее входят контакт-
ные давления грунта, силы трения по подошве, усилия пассив-
ного отпора грунта вокруг фундамента) и работа внутренних сил
работа усилий в радиальной растянутой арматуре в кольцевых
пластических шарнирах, работа кольцевой арматуры в радиаль-
ных трещинах и работа напряженной кольцевой арматуры по пе-
риметру плиты): V = Т.
Произведем расчет прочности при осесимметричной нагрузке.
Разрушающее равномерно распределенное давление грунта для
наружной консольной части плиты (рис. 5.5, д)
6mplrte+6Tctcice
2R2 - Rrt - г?
e = i/(« - n),
(5.8)
где mpi — предельный момент нижней растянутой арматуры в коль-
цевом пластическом шарнире на единицу его длины; Тс — пре-
дельное усилие в нижней кольцевой арматуре плиты на участке
от места защемления консольной части до наружного края плиты
на единицу длины меридионального сечения; tc — расстояние от
точки приложения Тс rq верхней грани кольцевого пластическо-
го шарнира; 1С — расстояние по радиусу консольной части, на
котором установлена кольцевая арматура.
При установке кольцевой напряженной арматуры по перимет-
ру плиты Asp и создании по периметру радиального усилия на-
пряжения Н
6mp!rfi + 6Tctcz& + 6HtHQ
_____
е = 1/(7? - П),
(5.9)
где Н — радиальное усилие, передаваемое кольцевой напряжен-
ной арматурой на наружную грань плиты; tH — расстояние от точ-
ки приложения Н до верхней грани кольцевого пластического
шарнира.
187
Разрушающее равномерно распределенное давление грунта для
внутренней части круглых плоских плит
(г2 +'з)0
о = 1/(^2 - >з),
(5.10)
.2 , -2 . „ г
2 +r3 +'2'3
где тР1 — предельный момент нижней растянутой арматуры в коль-
цевом пластическом шарнире на единицу его длины.
Разрушающее равномерно распределенное давление грунта для
внутренней части кольцевых плит
Р = ~2—2~----’ 0 = !/(Г2 - гз), (5.11)
'2 “'3 + '2'3
где тр1 — предельный момент нижней растянутой арматуры в коль-
цевом пластическом шарнире на единицу его длины.
Усилия в верхней и нижней кольцевой арматуре внутренней
части круглых и кольцевых плит не участвуют в работе внутренних
сил, так как в кольцевых плитах переменного сечения при изгибе
внутренней консольной части радиус нижней и верхней кольце-
вой арматуры уменьшается, что свидетельствует о ее сжатии и
отсутствии вклада в работу внутренних сил. В круглых плитах могла
бы работать верхняя кольцевая арматура, но расстояние по вер-
тикали от усилий в ней до верхней грани кольцевого пластиче-
ского шарнира равно нулю.
Расчет арматуры при несимметричной нагрузке предусматри-
вается по приведенным ранее формулам с введением в расчет
максимального давления по подошве ртах, учитывая, что оно мо-
жет быть приложено на любом участке плиты.
Расчет трещиностойкости производят, как для обычных изги-
баемых элементов (см. гл. 2). В случае использования напрягаемой
арматуры образование и раскрытие трещин не допускается.
При расчете и конструировании плит необходимо учитывать
следующее:
1) в восприятии внешней нагрузки участвует и радиальная, и
кольцевая арматура плит. Их вклад может быть различен, радиаль-
ная арматура может вносить больший вклад в работу внутренних
сил. Кроме того, радиальное армирование технологичнее кольце-
вого. Поэтому при проектировании с учетом технико-экономи-
ческого анализа рекомендуется подбирать соотношение между
площадями кольцевой и радиальной арматуры, добиваясь мини-
мума расхода арматуры;
2) подбор места стыка стакана (надфундаментной конструк-
ции) и кольцевой плиты должен производиться из условия ра-
188
венства изгибающих моментов в нормальных сечениях в местах
прикрепления внутренней и наружной консолей, чтобы избежать
кручения плиты.
5. 3.2. Расчет прочности по наклонным сечениям
Внешнюю поперечную силу должен воспринимать только бе-
тон сжатой зоны, поперечная арматура не рекомендуется. Расчет-
ная поперечная сила со стороны наружной консоли на единицу
длины окружности радиуса гх (рис. 5.6) равна:
01 =Т"(Л2-Г12),
2/j
(5.12)
где р — расчетное давление на грунт на расстоянии гт = 0,5(А +
+ rj от центра плиты.
Расчетная поперечная сила со стороны средней части плиты
на единицу длины окружности радиуса г2 может быть приближен-
но определена по формуле
01=^, (5.13)
где Р2 — давление на грунт в центре тяжести эпюры давления в
пределах средней части плиты.
Толщина фундаментной плиты должна быть подобрана таким
образом, чтобы главные растягивающие напряжения были вос-
приняты бетоном. Назначение меньшей толщины плиты и уста-
новка необходимой в этом случае поперечной арматуры в виде
хомутов или отогнутых стержней (отгибов) не рекомендуются,
так как это усложняет работы по армированию плиты. При опре-
делении поперечной силы, которая может быть воспринята бето-
ном консольной части плиты, можно учитывать (в случае необхо-
димости) благоприятное влияние на величину главных растяги-
вающих напряжений переменной толщины консоли, увеличива-
ющейся одновременно с увеличением момента. В этом случае
G1 2 Qb, Qb = у^ЬИо +—tga,
(5.14)
где М — расчетный момент на единицу длины окружности ради-
уса гх; а — угол наклона верхней грани консольной части плиты к
горизонтали.
Расчет на продавливание. Рабочую высоту сечения можно
определять из условия прочности на продавливание без попереч-
189
ного армирования [14, 30]. При расчете на продавливание рас-
сматривают расчетное поперечное сечение, расположенное вок-
руг зоны передачи усилий на фундамент от стакана, на расстоя-
нии Д /2 нормально к его продольной оси (рис. 5.6). Действующие
касательные усилия по площади расчетного поперечного сечения
должны быть восприняты бетоном с сопротивлением бетона рас-
R-r0
Pi
Рис. 5.6. Расчетные схемы прочности по наклонным сечениям круглых
(а) и кольцевых (б) плит:
аь а2 — углы наклона расчетных наклонных сечений снаружи и внутри плиты; Мх,
М2 — изгибающие моменты соответственно снаружи и внутри плиты; Q}, Q2 —
поперечные силы соответственно снаружи и внутри плиты; Н — усилие распора;
р2, р3 — перераспределенные давления грунта; z’ — отклонение нормального
сечения; 1СГС — расстояние до первой трещины; Н{) — рабочая высота сечения
190
a
Рис. 5.7. Расчетные схемы кинематическим способом метода предельно-
го равновесия круглых (а) и кольцевых (б) плит в сочетании с оболоч-
ками:
1 — кольцевой пластический шарнир; Н — усилие обжатия кольца; р\...р^ — пе-
рераспределенные контактные давления; pnt — равномерное контактное давле-
ние грунта
тяжению Rbt. Расчет на продавливание элементов без поперечной
арматуры производят из условия
м < RbtuH., (5.15)
где JVi — вертикальное усилие от внешней нагрузки; и — пери-
метр контура расчетного поперечного сечения, расположенного
на расстоянии 0,5от границы наружного контура стакана; Но —
рабочая высота плиты.
Усилие 7V] — это суммарный реактивный отпор грунта р. Он
принимается за вычетом нагрузок, приложенных к подошве пли-
ты в пределах площади с размерами, превышающими размеры
площадки опирания на Но во всех направлениях (рис. 5.7).
= pnR2 - рп(г[ + Hq)2. (5.16)
При действии нормальной силы и момента прочность на про-
давливание можно определить (с небольшим приближением) толь-
ко для наиболее нагруженной отпором грунта ртах части фунда-
ментной плиты.
Расчет на продавливание с учетом описанных ранее экспери-
ментальных данных. Принимаются два условия, позволяющие оп-
ределить прочность по наклонным сечениям: уравнение равнове-
сия проекций всех сил на наклонное расчетное сечение и уравне-
ние равновесия моментов относительно центра тяжести растяну-
той арматуры в нормальном сечении:
Xp/sina = bxcosaRh loc; М = cos2aRb locbx(h0 - х/2), (5.17)
191
где р — контактные давления грунта; а — угол наклона сечения к
горизонтали; b — ширина сечения; х — высота сжатой зоны бето-
на по грани стакана.
Обоснованность введения сопротивления Rbjoc в расчетные
формулы подтверждена сопоставлением результатов испытаний
с данными расчетов, а также расчетом величины а для опытных
фундаментов, принимая распределение нормальных и касатель-
ных напряжений в сжатой зоне равномерным. Для наружной кон-
сольной части плит разрушающее давление грунта (см. рис. 5.6)
2 ЛГ] х sin oq cos oq Rb
R2 -(rl -zf
Для внутренней части плит
2лг2х sin сс2 cos
(5.18)
(5.19)
где г3 вводится для кольцевых плит.
Учет перераспределения контактных давлений и реализации сил
трения по подошве возможен аналогично расчету для ленточных
фундаментов (см. гл. 2). Если допустимо длительное раскрытие тре-
щин асгс =0,3 мм, ведущее к расширению площади контакта с
грунтом и реализации сил трения по подошве, а также отсутству-
ют вибрационные нагрузки, которые могут снизить силы трения,
то можно учесть разгружающий момент сил трения т = pf по по-
дошве на 1 пог. м длины фундамента:
Pi = р - Др; р2 = р + Др.
(5.20)
Ввиду действия динамических ветровых нагрузок перераспре-
деление давления и силы трения лучше не учитывать в запас проч-
ности.
5.3 .3. Расчет прочности фундаментов в виде
сочетания плиты с конической оболочкой (стаканом)
При действии центральной нагрузки (см. рис. 5.7) в предполо-
жении образования одного пластического шарнира в оболочке
v= Т‘ V= Ml -/tga);
Т - 2ллИр/Г10 + 47cTcZce + 'iTcRHhjfo',
6 = 1/(А - п);
(5.21)
Wpl AsiRshq/2.Ttri, с —
Н = (AspRsp + As3Rs)/R; hH = (r2 - n)tga,
192
где V — работа внешней силы N на единичном перемещении;
7"— работа внутренних сил — усилий в арматуре; тр1 — предель-
ный момент нижней растянутой арматуры в кольцевом пласти-
ческом шарнире на единицу его длины; Тс — предельное усилие
в кольцевой арматуре оболочки и плиты на единицу длины ме-
ридионального сечения; tc — расстояние от точки приложения
Тс до верхней грани кольцевого пластического шарнира; 1С —
расстояние по радиусу, на котором установлена кольцевая арма-
тура; Н — усилие, передаваемое от преднапряжения кольцевой
арматуры по периметру плиты на торец плиты (Н = RspAsp/R)\
Asi — площадь меридиональной арматуры в пластическом шар-
нире; As2 — площадь кольцевой арматуры на единицу длины
меридионального сечения; Asp — площадь преднапряженной ар-
матуры кольца; As3 — площадь обычной кольцевой арматуры
кольца.
При действии внецентренной нагрузки в предположении об-
разования одного пластического шарнира в оболочке
Vn + VM = Тдг + Тм', VN = 0,5 FAjvJ Vm = - г^/бТ?;
м = KmplrfiN + 2nTctclcQN + nRHh$N\
Gy - Ay/(^ “ ri)>
Tm = ^rnplr^M + 4TctclcQM + IkRHMm, = W(7? - Г1);
Ay + Дм - 1;
(5.22)
Адг = l/[ 1 + 4e7?(7?2 - г?)/^4 - r4)];
A^= 1/[1 + (R4 - r4)/4eR(R2 - rf)],
где Ад- — часть перемещения от действия силы N; — часть
перемещения от действия момента М; Н — усилие, передаваемое
от преднапряжения кольцевой арматуры по периметру плиты на
торец плиты.
Аналогично рассчитывают прочность в предположении обра-
зования двух пластических шарниров, один из которых — в месте
стыка оболочки и плиты. При подборе арматуры нужно учиты-
вать, что вклад меридиональной арматуры оболочки в работу внут-
ренних сил невелик в связи с небольшой высотой h01 поэтому
нужно рассмотреть варианты соотношения площадей арматуры
Д.ь ЛЛ.2, Asp, чтобы, с одной стороны, обеспечить максимум
величины работы внутренних сил при минимуме расхода армату-
ры, а с другой стороны, выдержать величину минимального ар-
мирования.
Учитывая что предварительно напряженная арматура Asp вно-
сит существенный вклад в работу внутренних сил круглых и коль-
7 Тетиор 193
цевых фундаментных плит, нужно подбирать ее площадь с учетом
технико-экономического сравнения вариантов и особенностей
предварительного напряжения арматуры в круглых и кольцевых
плитных фундаментах. Площадь напрягаемой арматуры Asp нахо-
дят с учетом ненапрягаемой арматуры As по формуле [4]
Ар = M/(yhQys3Rsp) - RsAs/(ys3Rsp); v = 1 - 0,5£, (5.23)
где у5з — коэффициент условий работы арматуры (см. гл. 4).
□отношение площадей ненапрягаемой и напрягаемой арма-
туры можно подбирать с учетом технико-экономического анали-
за; при этом площадь напрягаемой арматуры должна быть доста-
точна для обеспечения трещиностойкости фундамента.
Напрягаемую арматуру чаще всего располагают по периметру
круглых и кольцевых плит в специальном кольцевом проеме, за-
моноличиваемом после натяжения арматуры, или в диаметраль-
ном направлении с отклонением от диаметра для исключения
возможности пересечения множества каналов в одной точке. Во
втором случае арматуру располагают, как и в обычных плитных
фундаментах зданий (см. гл. 4), внутри бетона в каналах, которые
создаются путем установки гибких каналообразователей до бето-
нирования плит на специальные подставки в соответствии с про-
ектируемым размещением арматуры в растянутой зоне (в соот-
ветствии с эпюрой изгибающих моментов).
Арматуру напрягают путем ее навивки по наружному пери-
метру круглых и кольцевых плит с последующим замоноличива-
нием или натягивают кольцевую арматуру домкратами по пери-
метру участками с упором домкратов в колодцы, или напрягают
домкратами после набора передаточной прочности бетона с инъ-
екцией раствора в каналы. Как и при проектировании прямо-
угольных плит, необходимо обосновать уровень преднапряже-
ния арматуры, так как опасны и малые, и слишком большие
напряжения.
Рассмотрим, как учитывается распор при расчете круглых плит
[22] (см. рис. 5.7).
Распор можно учитывать путем переноса 20 % кольцевой ар-
матуры внутренней консольной плиты для кольцевого армирова-
ния наружной консоли. Расчет распора производят в соответствии
с [22]. Увеличение высоты сжатой зоны бетона внутренней части
плиты
*я = 0,5(^ - 0,5/')(1 - X); hb = О,85Ло - хх - х2, (5.24)
где X = 0,5 — относительный коэффициент податливости контура;
х'ь х2 — высоты сжатой зоны на опоре и в середине пролета,
определяемые из условий прочности.
Дополнительный момент ДМ определяется по формуле
194
&М = x„hRb(hb-хн °) + Z,°;
r = 1 Л2., M,.
л 1 + ^р/ м2’
_L — f 1 + — — j•£ - О 1 + О 5Е • Е — и •
/ “ » г 1 + к > S/ “ и>1 + ЭЬА , ЪЯ - Ц 37" >
Р« № I J Кь
Л/, = 0,12/)/-2;Л/, = 0,№рг,2;к = 1,5;
(5.25)
b = 2 пг,; /„»
где S — расстояние до стержней кольцевой арматуры.
5.4. Конструирование фундаментов
Задание на проектирование фундаментов сооружений башен-
ного типа [11, 16, 30] должно содержать дополнительные указа-
ния, кроме обычных данных для проектирования фундаментов:
расположение, размеры и привязку технологических отверстий;
данные об агрессивных воздействиях технологических газов, кон-
денсатов и технологической теплоты; данные об использовании
внутреннего объема фундамента; данные о дополнительном мо-
менте от прогиба трубы (башни). Для фундаментов сооружений
башенного типа применяют тяжелый бетон классов В25...В40 с
осадкой конуса 9... 10 см (для плиты), 4...5 см (для оболочки).
Наибольший размер зерен для плиты не ограничивается, для обо-
лочки — не более 1/3 ее толщины. Для фундаментов дымовых труб
толщину консольной части плиты на свободном конце назначают
не менее 40...50 см, толщину защитного слоя — 5 см.
Для ненапрягаемой арматуры используют сталь классов А400 и
А500 (можно А300) для рабочей арматуры и А240 — для монтаж-
ных стержней. Для напрягаемой арматуры используют канаты,
пучки; стержневую арматуру применяют для армирования фунда-
ментов, находящихся в условиях агрессивных грунтовых вод. Ка-
налообразователи размещают на стальных стойках или кронштей-
нах, опирающихся на бетонную подготовку.
Фундаменты в форме круглой плиты армируют плоскими сет-
ками: консольные и прилегающие к ним участки — нижними сет-
ками, среднюю часть плиты — верхними сетками. Сетки распола-
гают во взаимно ортогональных направлениях в два слоя. Для под-
держания сеток в проектном положении используются вертикаль-
ные каркасы, располагаемые радиально. Дополнительно устанав-
ливается кольцевая арматура консольной части (рис. 5.8).
195
Рис. 5.8. Схемы армирования круглых и кольцевых плит:
а — раскладка нижних сварных сеток и поддерживающих каркасов в плане для
круглых плит; б — раскладка верхних плоских сеток; в — варианты армирова-
ния: радиальные плоские сетки (слева), радиальные каркасы типа «лесенка» с
кольцевой арматурой (справа); г — варианты армирования кольцевой плиты;
1, 2 — плоские сетки в двух направлениях; 3 — поддерживающие каркасы; 4 —
кольцевая арматура; 5 — радиальное расположение сеток; 6 — каркасы типа
«лесенка»
196
Армирование кольцевой плиты производят равномерными плос-
кими сетками аналогично армированию консольных участков круг-
лой плиты. Кроме того, предусматривают радиальную установку
вертикальных сеток типа «лесенка» и кольцевое армирование от-
дельными стержнями, а также плоские равномерные радиальные
сетки и дополнительное кольцевое армирование отдельными стер-
жнями.
Толщина круглой и кольцевой плит назначается по расчету,
при этом учитывается отсутствие поперечной арматуры. Рекомен-
дуется переменная толщина с повышением ее к стыку с кольце-
вым ребром. Минимальная толщина плиты у края (кроме фунда-
ментов дымовых труб) — 200 мм. Форма подошвы может быть
разной (рис. 5.9): для круглой плиты — плоская; для кольцевой
плиты при опирании на нее конической оболочки проектируется
подошва ломаного профиля или наклонная подошва для переда-
чи усилий распора на грунт; возможно конструирование плит в
форме многоугольников (обычно — восьмиугольников).
Для более равномерного распределения напряжений в месте
стыка ствола башни и оболочки фундамента (см. рис. 5.9) назна-
чают переменную толщину конической оболочки. Кроме того, пре-
дусматривают замену конической оболочки на несколько сопря-
женных конических оболочек или на параболическую оболочку.
Возможно устройство второй внутренней цилиндрической или
конической оболочки или горизонтальной диафрагмы с конст-
руктивным армированием. Для снижения влияния изгиба плиты
на НДС оболочки на стыке оболочки и кольцевой плиты (см.
рис. 5.9) повышают гибкость оболочки (уменьшают ее толщину к
месту стыка).
Очень важно правильно назначить место стыка плиты и обо-
лочки из условия равенства изгибающих моментов слева и справа
от стыка. Ребристый фундамент выполняют с радиальными реб-
рами, расстояние между которыми определяют с учетом опти-
мального пролета плиты, зависящего от ее толщины. По перимет-
ру ребристого фундамента выполняют кольцевое ребро. Таким об-
разом, каждый участок плиты работает как плита, защемленная
по контуру.
Для фундаментов с напрягаемой арматурой применяют следу-
ющие способы натяжения арматуры (рис. 5.10):
1) натяжение кольцевой арматуры отдельными участками, дли-
ну которых желательно принимать равной 1/3 части окружности,
с опиранием анкерных приспособлений на колодцы, выполнен-
ные в верхней части наружной консоли плиты;
2) навивка кольцевой арматуры на боковую поверхность на-
ружного края плиты (непрерывное армирование);
3) натяжение радиальной арматуры;
197
Ж 3 и
Рис. 5.9. Варианты узлов плит:
а... г — варианты подошвы кольцевых плит; д...з — схемы стыков соответственно
с оболочками коническими, из двух усеченных конусов, параболической, кони-
ческой с диафрагмой; и — устройство отверстия в оболочке; 1 — безопорные
участки для снижения моментов
4) натяжение кольцевой арматуры с опиранием анкерных при-
способлений на уступы в боковой поверхности наружного края
плиты.
Напрягаемую арматуру фундаментов сооружений башенного
типа защищают путем инъекции каналов; обетонирования мест
выхода арматуры, торкретирования навиваемой арматуры. При
конструировании радиальной напрягаемой арматуры в круглой
плите целесообразно расположить ее в вертикальной плоскости в
направлении главных напряжений с переходом из нижней зоны
на консолях в верхнюю зону плиты в ее середине (рис. 5.10, д).
198
Рис. 5.10. Схемы армирования плит:
а — кольцевое напряженное армирование отдельными участками с натяжением
через верхние колодцы; б — кольцевое напряженное армирование непрерывное
навивкой арматуры на торец плиты; в — радиальное с натяжением с торца пли-
ты; г — кольцевое с натяжением через упоры на торцевой поверхности плиты;
д — ребристая плита и плита с напряженной арматурой; е — армирование заанке-
ренного фундамента; 1 — арматура; 2 — упоры (анкеры); 3 — напрягаемая арма-
тура; 4 — грунтовые анкеры; 5 — анкеровка напрягаемой арматуры
199
При конструировании заанкеренного фундамента (рис. 5.10, е)
применяют пучки и канаты, напряженно заанкеренные в грунт.
Место передачи усилия преднапряжения от анкера на бетон до-
полнительно армируется горизонтальными сетками аналогично
армированию железобетонных балок в месте передачи усилия пред-
варительного напряжения. Стержни, анкеруемые в пробуренных
скважинах с помощью цементно-песчаной смеси, защищают в
месте анкеровки путем покрытия защитными лакокрасочными
составами за два раза с последующим ©бетонированием.
Конструирование оболочки — продолжения ствола аналогич-
но конструированию и армированию фундаментов типа «стена в
грунте». Оболочку армируют путем монтажа пространственных кар-
касов арматуры в кольцевую прорезь (траншею). Толщина обо-
лочки принимается от 40 до 100 см, толщина защитного слоя
бетона — 50 мм.
Контрольные вопросы
1. Каковы области применения круглых и кольцевых плитных фунда-
ментов?
2. В чем особенности деформирования круглых и кольцевых плитных
фундаментов под нагрузкой?
3. Как перераспределяются контактные давления в процессе дефор-
мирования фундаментов?
4. Как меняется действие усилий распора при росте нагрузки и рас-
крытии трещин?
5. На каких участках фундаментов действие сил распора сохраняется в
течение всего срока эксплуатации фундамента?
6. Как рассчитывают прочность фундаментов сооружений башенного
типа по нормальным и наклонным сечениям?
7. Каковы схемы разрушения круглых и кольцевых плит?
8. Как лучше армировать фундаменты в форме круглых и кольцевых
плит?
9. Каковы пути экономии материалов в этих фундаментах?
10. Какова роль предварительного напряжения арматуры в круглых и
кольцевых плитах?
ГЛАВА 6
ШЛИЦЕВЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
(«СТЕНЫ В ГРУНТЕ»)
6.1. Конструктивные решения. Исследования
Шлицевые фундаменты, или «стены в грунте», — это фунда-
менты или подземные стены, выполненные путем механизиро-
ванной разработки в связном грунте узких траншей (шлиц), бето-
нируемых затем враспор с установкой арматурных каркасов или
устраиваемых путем монтажа в полученных траншеях сборных плос-
ких железобетонных элементов, соединяемых стыками. Для защи-
ты траншей от обрушения в процессе разработки грунта их по
мере углубления постепенно заполняют опорными жидкостями,
обычно с использованием тиксотропных глин. При бетонирова-
нии опорная жидкость постепенно вытесняется наверх более тя-
желой бетонной смесью. Зазоры между стенками траншей и сбор-
ными элементами после их монтажа заполняют твердеющими там-
понажными растворами.
Сначала шлицевые стены применялись в основном как стены
подземных сооружений (метро, переходы, проезды и др.). С раз-
витием технологии строительства и серийным выпуском агрега-
тов (в первую очередь, грейферов принудительного действия)
шлицевые стены начали применяться как ленточные фундаменты
зданий (рис. 6.1). Шлицевые фундаменты выполняют в виде лент,
а также сложной формы в плане, в том числе круглые. Их приме-
няют как отдельные фундаменты и как фундаменты сооружений
башенного типа. Применение шлицевых фундаментов должно быть
обосновано технико-экономическим сравнением двух-трех вари-
антов.
Путем применения коротких и широких грейферов можно со-
здавать котлованы для столбчатых фундаментов под колонны без
уширенной подошвы, которые работают как набивные сваи. Так
как на боковой поверхности таких фундаментов находится грунт
ненарушенной структуры, они имеют повышенную несущую спо-
собность при действии различных сочетаний нагрузок. Широко
применяются шлицевые конструкции как стены подвалов различ-
ных типов (см. рис. 6.1). Путем изменения поперечного сечения
можно получить экономичные конструкции контрфорсных и угол-
201
Рис. 6.1. Шлицевые фундаменты:
а — ленточные под стены; б, в — ленточные с подвалом; г — ленточные сплош-
ные и прерывистые; д — под колонну крестообразные; е — прямоугольные; ж —
под колонну тавровой или двутавровой формы; з — круглых в плане сооруже-
ний — опускного колодца; и, к — дымовых труб (радиальные шлицы и кольцевой
фундамент)
ковых стен подвалов (складчатых, цилиндрических). Одним из
эффективных способов создания стен и фундаментов подземных
сооружений большой глубины является устройство заанкеренных
стен с постепенной анкеровкой их по мере разработки внутрен-
него пространства подземного сооружения (рис. 6.2).
Устройство «стен в грунте» возможно в дисперсных грунтах всех
видов, не содержащих крупных твердых включений. Их можно
применять в условиях просадочных грунтов при прорезке всей
толщи. Они эффективны при строительстве на подрабатываемых
202
территориях как конструкции повышенной жесткости и при ис-
пользовании фундаментов в качестве оползнеудерживающих со-
оружений. Высока их эффективность при строительстве в подзем-
ном пространстве в стесненных городских условиях вблизи суще-
ствующих зданий (они впервые появились в результате необходи-
мости застройки подземного пространства в центрах городов Ита-
лии и Франции). Такие конструкции выполняют траншейным и
свайным способами. При траншейном способе стены возводят в
траншеях, разрабатываемых под защитой глинистого раствора,
удерживающего стены траншеи от обрушения. При свайном спо-
собе они выполняются из секущихся буронабивных свай. Разра-
а
15OCL.3OOO в 1500... 3000
2 3 4
д
6
Рис. 6.2. Стены подвалов:
о — контрфорсная; б — складчатая; в — ломаного профиля; г — цилиндрическая;
о — устройство шлицевой стенки с анкерами для подземных сооружений; 1 —
рытье траншеи; 2... 5 — устройство стенки и рытье котлована с постепенной ан-
керовкой; 6 — устройство подземного сооружения
203
ботку траншей и бурение скважин выполняют захватками под за-
щитой глинистого раствора, который должен поддерживаться на
уровне не ниже 0,2 м от верха устья траншеи. Длину захваток оп-
ределяют из условия обеспечения устойчивости стен траншеи,
размеров рабочего органа землеройной машины и принятой ин-
тенсивности бетонирования; она составляет обычно 3...6 м.
Фундаменты и стены изготавливают в монолитном, сборном и
сборно-монолитном вариантах. Они могут иметь значительную
глубину (до 50...70 м) при ширине от 0,2 до 1,2... 1,5 м, а при
необходимости — и более (и глубина, и ширина ограничиваются
возможностями применяемой техники). Минимальная ширина
зависит также от методов армирования и бетонирования стены.
6.1.1. Материалы для устройства шлицевых
фундаментов
Как для любых фундаментов, находящихся постоянно в грун-
те, для шлицевых фундаментов нужно использовать тяжелый плот-
ный конструкционный бетон классов не ниже В20 для монолит-
ных конструкций и ВЗО — для сборных конструкций. Толщина
защитного слоя бетона должна составлять 40 мм [30]. Если фунда-
менты являются стенами подземных зданий при наличии грунто-
вых вод, то дополнительно назначают марку по водонепроницае-
мости не ниже W4; в условиях попеременного замораживания и
оттаивания стен назначают марку бетона по морозостойкости не
ниже F50.
В качестве рабочей арматуры используют стержневую горяче-
катаную сталь периодического профиля классов АЗОО, А400, А500.
Применение гладкой арматуры (А240) не рекомендуется. Для кон-
структивного армирования применяется сталь класса АЗОО. Для
закладных деталей и соединительных элементов нужно использо-
вать листовую и фасонную сталь марки ВСтЗпс.
По окончании возведения траншейных стен производят геоде-
зическую съемку расположения осей, определяют размеры стен,
составляют исполнительную схему, контролируют их качество
ультразвуковым методом. При разработке грунта измеряют откло-
нения стен от вертикали и по высоте. Тангенс угла наклона вер-
тикальной оси стены от проектного положения не должен превы-
шать 0,01. Отклонения в толщине не должны превышать, мм: для
монолитных стен +50...-20; для сборных стен ±20; по высоте стен
±50. При выполнении стены в грунте методом секущихся свай с
внутренней стороны котлована получается неровная стена, кото-
рая должна быть в дальнейшем закрыта декоративной стенкой.
204
6.1.2. Требования к опорным жидкостям
и тампонажным растворам
Опорные жидкости служат для предотвращения обрушения
грунта при разработке и при последующем заполнении траншей
бетоном с вытеснением опорной жидкости. Тампонажные раство-
ры применяют для заполнения зазоров между сборными элемента-
ми стен в грунте и грунтом. Разработана технология закрепления
стеновых панелей медленно твердеющим цементно-бентонитовым
раствором (прочность — до 5 МПа), нагнетаемым в пазы между
панелями, а также между стенками траншеи и панелями. Глинис-
тый раствор приготавливают из бентонитового глинопорошка.
Можно изготавливать такой порошок из местных глин, имеющих
подходящие физико-механические свойства. Пригодность мест-
ных глин определяют по результатам лабораторных испытаний ра-
створов; при этом можно смешивать обычные и бентонитовые
глины. Глинистые суспензии (опорные жидкости) должны обла-
дать следующими свойствами:
1) тиксотропия — способность быстро застудневать в покое
и быстро разжижаться при механическом воздействии. Тиксот-
ропные свойства суспензии характеризуются статическими напря-
жениями сдвига. Бентонитовые суспензии должны обладать явной
тиксотропией. Необходимо, чтобы они характеризовались предель-
ным статическим напряжением сдвига после того, как постоят
без возбуждения. Они должны иметь плотность геля. Это свойство
необходимо для предотвращения осыпания стенок и задержания
во взвешенном состоянии уже осыпавшихся частиц;
2) вязкость, являющаяся основным параметром при оценке
пригодности бентонитов для глинистых суспензий. Все параметры
суспензии определяются при постоянной вязкости. Кроме того,
вязкость характеризует степень коллоидальности бентонитов. Из-
мерение вязкости производится по скорости истечения 500 мл
глинистой суспензии в специальном приборе;
3) водоотдача, которая косвенно характеризует гидрофильность
и дисперсность бентонита. Определяется она под давлением на
специальном приборе; при этом измеряется количество фильтра-
та, получаемого при фильтрации 10 мл суспензии в течение 30 мин.
Чем выше качество бентонита, тем ниже его фильтрационная
способность и тем меньше его водоотдача. Именно это свойство
бентонитовых глин объясняет их способность создавать водонеп-
роницаемую корочку на боковой плоскости траншеи. Такая спо-
собность бентонитовых глин объясняется тем, что молекулы воды,
проникшие первоначально в глину, ориентируются, становятся
неподвижными и тем самым эффективно закупоривают слой гли-
205
ны, предотвращая дальнейшее просачивание воды. При изготов-
лении шлицевых фундаментов, когда бетон вытесняет из тран-
шеи суспензию, на границе бетонной смеси и грунта остается
слой суспензии толщиной 1...2 мм, который играет роль гидро-
изоляции;
4) устойчивость, которая характеризуется стабильностью и
отстоем, определяемыми после 24-часового отстоя.
Данные по подбору состава глинистого раствора должны со-
держаться в проекте производства работ в соответствии с требо-
ваниями СНиП по производству и приемке работ по устройству
оснований и фундаментов. Удельный вес раствора при использо-
вании для его приготовления бентонитовых глин следует прини-
мать равным 10,5... 11,5 кН/м3, и при использовании других видов
глин — 12... 13 кН/м3.
Как было отмечено ранее, для получения высококачественных
суспензий лучше всего применять тонкодисперсные бентонито-
вые (монтмориллонитовые) глины. После опытной проверки мож-
но использовать и местные тонкодисперсные глины с удельным
весом ys = 27,0...27,5 кН/м3, с числом пластичности 1р = 0,2, с
влажностью на границе раскатывания wp > 0,25, с набуханием не
менее 15... 20 %, с содержанием глинистых частиц размером до
0,001 мм не менее 10 %, размером до 0,005 мм — не менее 40 %.
При проходке траншей рекомендуется применять глинистые
суспензии со следующими параметрами: условная вязкость —
18...30 с; водоотдача за 30 мин — до 30 мл; толщина глинистой
корки — до 3... 4 мм; стабильность — до 0,2 мН/см3; отстой воды —
4 %; концентрация водородных ионов — 8,0... 11,5 pH. Рекоменду-
емые составы глинистых растворов приведены в [33]. Глинистые
растворы тем лучше выполняют функции опорных жидкостей,
чем больше они содержат коллоидных частиц. Эти частицы прак-
тически не оседают из-за их малых размеров и беспорядочного
постоянного движения. Коллоидные частицы в силу молекуляр-
ного движения всегда окружены молекулами воды, которые об-
разуют вокруг поверхности частиц гидратную оболочку, препят-
ствующую их слипанию.
Таким образом, в растворах высококоллоидальных монтморил-
лонитовых глин коллоидные частицы не оседают и не коагулиру-
ют. Они находятся во взвешенном состоянии и создают тот «ске-
лет», с помощью которого глинистый раствор воспринимает дав-
ление стенок траншеи и напор грунтовых вод. Такие растворы об-
ладают хорошей глинизирующей способностью и, заполняя тран-
шею, наполненную водой, не только вытесняют последнюю, но
и одновременно проникают в стенки траншеи. При этом крупные
частицы задерживаются на стенках, а мелкие частицы проникают
в поры грунта, закупоривая их. Эти частицы окончательно заку-
206
поривают поры грунта, делая его водонепроницаемым. Одновре-
менно на стенках траншеи образуется глинистая корочка, состоя-
щая из частиц, разделенных только гидратными оболочками и
поэтому плотно прилегающих друг к другу. Корочка имеет очень
незначительную толщину (2...3 мм) и очень прочна.
Проникая в поры грунта, глинистый раствор связывает его
частицы глинистым гелем. При этом увеличивается сила сцепле-
ния и угол внутреннего трения вдоль лицевой поверхности сте-
нок траншеи, в связи с чем устойчивость стенок траншеи возра-
стает. Не менее важна способность глинистых растворов удержи-
вать осыпающиеся во время разработки траншеи частицы грунта
во взвешенном состоянии. Это явление связано со структурой гли-
нистых растворов.
Находящаяся в жидком состоянии (золь) бентонитовая сус-
пензия с течением времени загустевает (переходит в гель), а при
механическом воздействии вновь переходит в золь. Гель обладает
статической, а золь — динамической структурной прочностью.
Бентонитовая суспензия проникает в грунт и кольматирует стен-
ки траншей, образуя на их поверхности тонкую (0,5 ...30,0 мм),
достаточно плотную и прочную корку. Это предотвращает избы-
точную фильтрацию глинистого раствора в грунтовый массив,
удерживает от обрушения вертикальный откос с нагрузкой на по-
верхности, обеспечивает передачу на грунт статического и дина-
мического давления суспензии.
Глинистый раствор не ухудшает сцепления арматуры с бето-
ном, не смешивается с бетонной смесью, что позволяет бетони-
ровать подводным способом. В закрепленные глинистым раство-
ром траншеи опускают арматурные каркасы и бетонируют конст-
рукции стен, вытесняя глинистый раствор бетонной смесью. Та-
кая технология применима практически в любых нескальных грун-
тах (как в несвязных, так и в плотных глинистых), за исключени-
ем текучих илистых грунтов, а также грунтов, имеющих крупные
пустоты или карсты. Уровень грунтовых вод должен располагаться
на глубине не менее чем 1,5 м от поверхности земли, а скорости
движения грунтовых вод не должны превышать критических, при
которых происходит вымывание глинистого раствора.
Не требуется устройство водоотлива или искусственного водо-
понижения, уменьшаются объемы земляных работ, предотвраща-
ются сильный шум и вибрация, снижается трудоемкость, возрас-
тают темпы строительства. Стены являются одновременно крепью
и конструктивным элементом подземного сооружения. Устрой-
ство наружной гидроизоляции стен практически невозможно, но
образующаяся на поверхности бетона со стороны грунта глинис-
тая корка имеет низкий коэффициент фильтрации, что обуслов-
ливает повышенную водонепроницаемость.
207
Как показали исследования глин, проведенные рядом отече-
ственных ученых, монтмориллонит, содержащийся в глинистом
растворе, образует чрезвычайно мелкие листочки, имеющие вид
вытянутых тонких пластинок. В покое под действием молекуляр-
ного движения эти частички сталкиваются и слипаются концами.
Образуется решетка, которая препятствует свободному движению
частиц грунта, попавших в раствор.
Для того чтобы начать движение, нужно приложить опреде-
ленную силу ~ статическое напряжение сдвига, поэтому части-
цы грунта «зависают» в растворе.
Для определения расхода глины с учетом ее влажности на при-
готовление 1 м3 раствора можно пользоваться табл. 6.1 [33].
Массу глины с промежуточной влажностью находят интерпо-
лированием. При пересечении траншеей напорных водоносных или
неустойчивых грунтов применяют раствор с повышенной плот-
ностью, приготовленный с утяжелителями (баритом, гематитом,
магнетитом или колошниковой пылью).
Таблица 6.1. Расход глины и воды на приготовление 1 м3 раствора
Концентрация раствора, % Плотность раствора, г/см3 Требуемые количества глины, кг, и объем воды, л*
воздушно- сухой с влажностью, %
10 15 20
1 А 1,06 106 111 116 121 125
10 954 950 947’ 994 940
15 1,10 162 938 168 933 173 927 178 922 184 916
1 1 л 222 229 235 243 250
2U 1,14 918 911 904 897 890
т с 1,17 270 279 288 297 308
900 891 882 873 864
□ А 1,20 319 330 341 351 362
30 881 870 860 848 838
□ с 1,24 382 395 407 420 433
J Э 858 845 833 820 807
А А 1,29 460 475 490 506 521
40 '830 815 800 785 769
* В числителе указано количество глины, кг, в знаменателе — объем воды, л.
208
Таблица 6.2. Характеристики тампонажного раствора
Расход цемента марки М400 на 1 м3 раствора, кг Прочность раствора, МПа, в возрасте
7 сут 28 сут
100 0,10 0,25
200 0,30 0,55
300 0,40 0,85
400 1,00 1,20
500 2,00 2,60
Параметры раствора должны подбираться с учетом условий
строительной площадки.
Далее приведены параметры бентонитового раствора [33].
Показатели качества глины для растворов
Число пластичности.............................Не менее 0,2
Содержание частиц, %, размером:
крупнее 0,05 мм.............................. Не более 10
менее 0,005 мм...............................Не менее 30
Показатели качества глинистого раствора
Толщина глинистой корки, мм
Водоотдача, см3.............
Условная вязкость, с........
Содержание песка, %........
Стабильность, г/см3.........
Суточный отстой воды, % .......
Показатель pH...............
Плотность раствора, г/см3:
из бентонитовых глин......
из глин других видов......
Не более 4
Не более 17 за 30 мин
Не более 30
Не более 4
Не более 0,05
Не более 4
9...И
1,03 ...1,10
1,10 ...1,25
Требования к тампонажным растворам: начало схватывания —
12...48 ч; расплыв по конусу АзНИИ — 12... 18 см; прочность на
сжатие в возрасте 7...28 сут на цементе марки М400 — 0,3...
2,6 МПа; плотность — более 1,55 г/см3; коэффициент фильтра-
ции — менее 10 м/с; марка по водопроницаемости — не ниже W4.
Расход цемента в зависимости от прочности затвердевшего там-
понажного раствора определяется по табл. 6.2.
209
6.1.3. Изучение способа устройства и несущей
способности
Были проведены исследования способа устройства шлицевого
фундамента в водонасыщенных грунтах. Основание соответство-
вало реальным грунтовым условиям площадки строительства в
Тюменской обл. и было представлено перемежающимися по глу-
бине слоями суглинков, супесей и песков: тугопластичный суг-
линок подстилался супесью мягкопластичной, далее следовал пе-
сок мелкий и суглинок тугопластичный. В грунте была отрыта щель,
которая заполнялась водой, а затем через трубу, опущенную до
дна, подавалась бентонитовая суспензия. Поскольку бентонит за-
полнял щель не до верха, стенки устья начали осыпаться. Однако
частицы грунта, попав в суспензию, задерживались ею, зависали
и не достигали дна.
После окончания эксперимента были обследованы стенки щели.
Было обнаружено, что они покрыты слоем густой пастообразной
суспензии толщиной не более 1 ...2 мм. Эта корочка, обволакивая
частицы грунтовых стенок щели, связывала их и не давала им
осыпаться. Исследования несущей способности опытных образ-
цов шлицевых фундаментов, выполненных путем бетонирования
под слоем бентонита, показали, что фундаменты работают по-
добно набивным сваям. Несущая способность определяется со-
противлением по торцу и по боковой поверхности. С увеличением
глубины заложения увеличивается доля боковой поверхности в
общей несущей способности фундаментов — от 46 % при глубине
заложения подошвы 2 м до 92 % — при глубине 30 м.
6.2. Расчет фундаментов
Шлицевые фундаменты и их основания рассчитывают по двум
группам предельных состояний:
1) по прочности материала фундаментов и их элементов; по
несущей способности основания; по устойчивости оснований, если
на них передаются горизонтальные нагрузки, в случае примыка-
ния фундамента к откосам, а также если основания сложены кру-
топадающими напластованиями грунта;
2) по осадкам; по горизонтальным перемещениям и углам по-
ворота фундамента при действии вертикальных, горизонтальных
нагрузок и моментов; по образованию и раскрытию трещин.
В общем случае, при отсутствии особых требований, при рас-
чете шлицевых фундаментов на раскрытие трещин ширина рас-
крытых трещин не должна превышать 0,2 мм. При устройстве фун-
210
даментов в грунтах с агрессивными воздействиями, с наличием
грунтовых вод, а также в зоне знакопеременных температур рас-
чет ведется на образование трещин, так как в этих случаях их по-
явление недопустимо. Монолитные и сборные элементы шлице-
вых фундаментов должны рассчитываться в соответствии с требо-
ваниями [30], а их основания — в соответствии с требованиями
[26, 33].
Нормативные нагрузки, сочетания нагрузок, коэффициенты
надежности по нагрузкам должны приниматься в соответствии с
требованиями [25, 26, 33]. В постоянные нагрузки входят собствен-
ная масса конструкций, давление грунта и грунтовых вод. Норма-
тивные значения боковых горизонтальных давлений грунта, воды
и дополнительных давлений определяются по приведенным далее
формулам. При расчете стен и их оснований на нагрузки в стадии
возведения расчетные значения кратковременных нагрузок сни-
жают на 20 %. При расчете фундаментов и оснований по деформа-
циям коэффициенты надежности по нагрузке принимают равны-
ми единице.
6.2.1. Расчет устойчивости стенок траншей
В начале расчета шлицевых фундаментов необходимо опреде-
лить устойчивость стен открытых траншей. При расчете устойчи-
вости стен траншеи (рис. 6.3, 6.4) нужно руководствоваться сле-
дующими предпосылками: шлицы разрабатываются секциями ко-
нечной длины (до 5...6 м); оползающий клин, действующий на
стенку траншеи, ограничен параболическим цилиндром (рис. 6.4,
о); сопротивление сдвигу складывается из сопротивления, воз-
никающего на криволинейной поверхности скольжения, и со-
противления, возникающего по боковым поверхностям оползаю-
щего клина; активное давление грунта Еа, возникающее на боко-
вой поверхности открытого паза, снижается на нижнем участке
паза в результате образования свода разгружения. Активное дав-
ление грунта определяется по формуле
Ea = 0,5yh2K, (6.1)
где К — коэффициент снижения давления грунта (определяется
по графику, представленному на рис. 6.4, б).
Можно определять Еа в запас прочности без учета коэффици-
ента К по формуле
Еа = Ь&Ях&ЬУ - ф/2). (6.2)
Приведенный коэффициент грунтового давления К включает
в себя коэффициент внутреннего трения, отношение глубины
211
a
Рис. 6.3. Расчетная схема оползающего клина (а), график определения
угла е (б) (7 - <р = 40°; 2 - <р = 30°; 3 - ф = 25°; 4 - ф - 13°; 5 - ф = 5°)
и график определения коэффициента К (в) (7 — х = 1,0; 2 — х = 1,2; 3 —
х = 1,5; 4— х- 2,0; 5 — х= 3,0; 6 ~ х= 5,0; 7 — х= х= hx/h у)
щели к ее длине h/L, мощность пласта грунта, насыщенного грун-
товыми водами и величину удельного веса грунта у (см.
рис. 6.4, б). Распределение напряжений, возникающих на стенках
паза, может быть определено по формулам:
а = - 3/2й(Ха1 - Ха)г2у;
К = tg2(45° - 0,5Ф); (6.3)
Ха1 = (1,8...2,4)ХЖ
где z — расстояние по вертикали от уровня поверхности до рас-
сматриваемой точки; h — общая высота траншеи.
212
Горизонтальное давление грунта можно найти как суммарное
давление грунта на стену оЛо, включающее в себя активное давле-
ние грунта са, гидростатическое давление воды aw = ywHw и до-
полнительное давление от действия равномерно распределенной
нагрузки на поверхности призмы обрушения <sq = qka. Активное
давление грунта на фундаменты выше водоупорного слоя на
глубине z равно:
<зо = yzka - с(1 - Xfl)/tgcp; = tg2(45° - ф/2), (6.4)
где у — осредненное значение средневзвешенного удельного веса
грунта, кН/м3 (у = 1О — коэффициент бокового дав-
ления; с, (р — соответственно удельное сцепление и угол внут-
реннего трения грунта.
При горизонтальных перемещениях участка стены, располо-
женного ниже дна котлована, на него действует пассивное давле-
ние грунта
о, = - с(1 - Xp)/tg<p; “кр = tg2(45° + ф/2), (6.5)
где z' — расстояние от дна котлована до рассматриваемого сече-
ния.
Рис. 6.4. Схемы давления грунта, воды и бентонитовой суспензии в раз-
работанной траншее (я); схема траншеи и расчетные схемы усилий
в траншее (6):
1 — воротник; 2 — ось траншеи; 3 — давление раствора выше уровня бетона; aw —
давление воды; оА — давление бетонной смеси; оа — давление грунта; cs — давле-
ние бентонитового раствора
Уровень
ф раствора
УГР
___Уровень
бетонной
смеси
213
214
Рис. 6.5. Расчетные схемы фундаментов:
а, б — ленточного под стены; в — ленточного под колонны; г — столбчатого; д,
е — отдельных под сооружения башенного типа; р — давление под подошвой;
fi — сопротивление грунта по боковой поверхности; У/тах — максимальное сопро-
тивление по боковой поверхности; pmin, pmax — соответственно минимальное
и максимальное давление грунта по подошве
При расчете устойчивости стенок открытой траншеи давление
грунта од и грунтовых вод ow должно восприниматься бентонито-
вой суспензией Необходимый удельный вес суспензии опреде-
ляется по формулам
^ = tg(45°-<p/2),(6.6)
где у5, ун. — соответственно удельный вес суспензии и грунтовой
воды; п — число слоев грунта, прорезаемых суспензией; у — удель-
ный вес грунта выше уровня грунтовых вод; у' — удельный вес
грунта ниже уровня грунтовых вод.
При полученном значении у5 устойчивость стенок траншей обес-
печивается при соблюдении условия
'.$ 'а + ’ w,
где — гидростатическое давление глинистого раствора; оо —
давление грунта; ow — давление грунтовой воды.
В маловлажных глинистых грунтах возможно устройство тран-
шей без заполнения бентонитовой суспензией, если высота тран-
шеи h удовлетворяет условию
h < 2с/у,
(6.7)
где с — сцепление; у — удельный вес грунта.
На рис. 6.5 представлены расчетные схемы фундаментов.
При проектировании шлицевых фундаментов необходимо про-
изводить расчет устойчивости стенок траншей с учетом гидроге-
ологических условий строительной площадки. При расчете учиты-
ваются физико-механические свойства грунтов, уровень грунтовых
вод и нагрузки от вблизи стоящих зданий. Устойчивость стенок тран-
шеи может быть обеспечена за счет повышения плотности глинис-
той суспензии, превышения уровня суспензии над уровнем грун-
товых вод, а также за счет уменьшения длины захватки [33].
В зависимости от соотношения длины и глубины траншеи и
возникающего при этом характера напряженного состояния грун-
тового массива траншеи рекомендуется подразделять на два типа:
длинные при В/Н > 2 и короткие при В/Н < 2, где В и Н —
а б
Рис. 6.6. Расчетные схемы определения давления грунта на стену в грунте:
а — заанкеренную; б — свободную, без анкера
соответственно длина и глубина участка траншеи, удерживаемого
глинистым раствором. В длинных траншеях давление грунта опре-
деляется по методике расчета вертикальных стен большой протя-
женности:
Qz = 0,5yW(45” - 0,5q>) - Q-,
Paz = Ktg2(45° - 0,5<р) - qc,
где (р — угол внутреннего трения грунта; QCi qc — величины,
учитывающие сцепление грунта.
Значение qc определяют по формуле
qc = 2ctg(45° - 0,5<р), (6.9)
где с — удельное сцепление, МПа.
Величину Qc определяют как равнодействующую сил сцепле-
ния, которые вычитаются из эпюры интенсивности давления грун-
та. Учитывая это, плотность глинистой суспензии для длинных
траншей можно определять по формуле
ур = [ytg(45° - ф/2) - 2c/27]tg(45° - 0,5ф). (6.10)
Давление грунта в коротких траншеях прямоугольной формы
(рис. 6.6) определяют по следующим формулам:
уЛ2 tg(e-<p)f l 0,291
3
(6.11)
h
р tg(e-<p)
216
где 0 — угол наклона плоскости скольжения грунтового массива
к горизонту, определяемый по графику, представленному на
рис. 6.3).
При hx > O,5Ztg0; z > O,5Ztg0
Qj = 0,09у/2йх f 4,41-^-tge J tg(e-<p);
paz = O,39yZ2tg(0 - (p).
При определении давлений в неоднородных грунтах следует
учитывать среднее значение угла внутреннего трения грунта. В ре-
зультате расчета интенсивности давления грунта и воды по глуби-
не траншеи устанавливаются их эпюры интенсивности давления,
с учетом которых определяется необходимый удельный вес гли-
нистого раствора. В маловлажных глинистых грунтах, в том числе в
лёссовых просадочных грунтах, обладающих сцеплением и трени-
ем, возможно устройство шлицевых фундаментов сухим спосо-
бом, без заполнения траншей глинистой суспензией. В этом слу-
чае максимальную глубину траншеи исходя из плоской поверхно-
сти скольжения ориентировочно для длинных траншей можно
определить по формуле
4с
у (sin 2а - 2 sin2 atgcp) ’
(6.12)
где а = (45° ~ 0,5<р).
Б оковое давление действующее на грунт от бетона при за-
полнении траншеи (для монолитных фундаментов) и передавае-
мое затем грунтом на фундаменты после затвердения бетона:
при z> hb
= hb (fb - у") + у? (z - hs) - yw (z -
(6.13)
при z < hb
<3b =^y"-yw(z-^)n,
где hb — высота столба бетонной смеси, определяемая в соответ-
ствии с требованиями СНиП на производство и приемку работ
по возведению бетонных и железобетонных конструкций, м; уь —
нормативное значение удельного веса бетонной смеси, кН/м3;
у/ — нормативное значение удельного веса глинистого раствора,
кН/м3; hs — разность отметок поверхности грунта и уровня тик-
сотропного раствора, принимаемая со знаком «-» в случае, когда
уровень раствора находится выше поверхности грунта (при нали-
217
чии воротника), м; т| — коэффициент, учитывающий отметку,
на которой определяется давление рь, отметки уровня грунтовых
вод и водоупорного слоя.
6.2.2. Расчет шлицевых фундаментов и их
оснований по прочности и несущей способности
Расчет шлицевых стен и фундаментов и их оснований по проч-
ности и несущей способности должен производиться на основ-
ные и (в особых условиях) особые сочетания расчетных нагрузок.
Расчет производится в следующей последовательности: расчет ус-
тойчивости стенок траншей при производстве работ; расчет проч-
ности (несущей способности) фундамента по сопротивлению грун-
та основания под подошвой и по боковой поверхности; расчет
прочности фундамента по материалу на действие вертикальных и
горизонтальных нагрузок. Сборные конструкции стен и фундамен-
тов дополнительно рассчитывают на статические и динамические
усилия при изготовлении, складировании, перевозке и монтаже.
Конструкции, выполняемые методом «стена в грунте», по схе-
ме работы можно подразделить на ленточные фундаменты под
стены, ленточные фундаменты под колонны, столбчатые фунда-
менты под колонны, круглые и радиальные фундаменты под со-
оружения башенного типа и стены для подземных сооружений
(см. рис. 6.5).
Ленточные фундаменты под стены. Работа таких фундаментов
при действии вертикальной нагрузки подобна работе буронабив-
ных свай. Фундаменты, опирающиеся на практически несжимае-
мые грунты, рассчитывают как сваи-стойки; при этом силы тре-
ния грунта по боковой поверхности фундамента можно не учиты-
вать:
Fd = ycRA. (6.14)
Висячие фундаменты, передающие нагрузку на грунт боковой
поверхностью и подошвой фундамента, рассчитывают как буро-
набивные сваи с коэффициентом условий работы, равным 0,9.
Несущую способность Fd, кН, определяют по формуле
п
d = Ус ~1<kra +
(6.15)
где ус — коэффициент условий работы сваи; ycR, yCf~ коэффици-
енты условий работы, принимаемые по [26, 33]; R — расчетное
сопротивление грунта под подошвой фундамента, принимаемое
в соответствии с [33]; А — площадь опирания фундамента, при-
218
нимаемая для фундамента без уширения равной площади его по-
перечного сечения, а для фундамента с уширением — равной
площади уширения; и — периметр стены в грунте, м; / — расчет-
ное сопротивление грунта на боковой поверхности шлицевого фун-
дамента, принимаемое по [26, 33]; ht — толщина Z-го слоя грун-
та, соприкасающегося с боковой поверхностью, м.
Расчетное сопротивление R под подошвой шлицевого фунда-
мента равно сопротивлению для набивной сваи, сооружаемой с
полным удалением грунта и бетонируемой с применением верти-
кально перемещающейся трубы (ВПТ). Расчетное сопротивление
по боковой поверхности принимают по [26, 33]. Коэффициент
условий работы грунта на боковой поверхности принимают рав-
ным 0,6.
Расчет по несущей способности при действии на фундамент
вертикальных нагрузок должен производиться по условию сопро-
тивления материала фундамента сжимающей нагрузке. Прочность
по материалу определяют по формуле
d — -^-sc^s,tot^ (6.16)
где ф — коэффициент продольного изгиба (при нормальных на-
пластованиях Ф = 1); Ул1 — коэффициент условий работы бетона
(Ум - 1); Кь — расчетное сопротивление бетона осевому сжатию;
Аь — площадь поперечного сечения фундамента; Rsc — расчетное
сопротивление арматуры сжатию; Astot — площадь поперечного
сечения вертикальной арматуры.
Ленточные фундаменты под колонны. Несущую способность Fd,
кН, определяют для 1 пог. м длины стены шириной b по формулам:
п
Ft = lc ld<Fb + 2£ ; N < Fdlc.
(6-17)
Расчет прочности нормальных сечений фундамента на изгиб
производят, как для многопролетной балки, загруженной верти-
кальной нагрузкой, — погонным контактным давлением грунта и
суммарными силами трения по боковой поверхности:
М = (pb +2^ fib) 11/16.
(6.18)
В связи с большой высотой балки-стенки рационален учет сил
распора (см. гл. 2).
Отдельные фундаменты (под колонны, сооружения башенного
типа). На действие только вертикальных нагрузок их можно рас-
считывать как буронабивные сваи по грунту и по материалу фун-
дамента. При внецентренной нагрузке давление на грунт опреде-
ляется по следующим формулам:
219
Ртах
мп
+ W
- 2£ fh < 1,2А;
(6.19)
где Nn — нормальная сила от нормативных нагрузок без учета
веса фундамента и грунта на его уступах; Nf — вес фундамента
и грунта на его уступах; Af — площадь подошвы фундамента;
Мп — изгибающий момент от нормативных нагрузок на уровне
подошвы фундамента; W — момент сопротивления подошвы
фундамента; , 2 £ У/Д) — силы трения по боковой поверхности
на 1 пог. м длины стенки в плане, воспринимающие часть внеш-
ней нагрузки.
Расчет шлицевых фундаментов по деформациям производят так
же, как фундаментов на естественном основании, в соответствии
с требованиями [26, 30].
6.2.3. Расчет стен подземных сооружений
При расчете прочности стен подземных сооружений, работаю-
щих на горизонтальные нагрузки от давления грунта и закреплен-
ных от горизонтальных смещений гибкими грунтовыми анкерами
или перекрытиями, назначают отдельные расчетные схемы на стро-
ительный и эксплуатационный периоды в соответствии с конст-
руктивными решениями зданий, технологией строительства и
эксплуатации. На расчетную схему влияют глубина стены, распо-
ложение постоянных и временных опор и анкеров по высоте сте-
ны, схема напластования и физико-механические характеристи-
ки грунтов, уровень грунтовых вод, нагрузки на поверхности грун-
та, эксплуатационные нагрузки. Конструкции стен рассчитывают
по прочности, трещиностойкости (может не допускаться образо-
вание трещин либо допускается длительное раскрытие трещин
(acrc< 0,2 мм); оно корректируется в соответствии с инженерно-
геологическими условиями и способом защиты стен от грунтовых
вод, деформациям (максимальные прогибы f < 1/3001/с).
Возможны два случая работы и расчета стены: заанкеренная
стена и стена без анкеровки (см. рис. 6.6)*. К стене приложены
усилия Еа (активное давление грунта), Ew (давление грунтовой
воды), Ер (пассивный отпор грунта) и усилие в анкере А. В случае
отсутствия грунтовых вод давление Ew не учитывается. Определе-
ние максимального изгибающего момента при расчете стен воз-
можно по более простой методике* и по более сложному графо-
* Лалетин Н. В. Основания и фундаменты / Н. В. Лалетин. — М.: Высш, шк., 1964.
220
аналитическому методу, связанному с необходимостью построе-
ния силового и веревочного многоугольников [10]. По более про-
стой методике активное давление грунта определяют по формуле
(см. рис. 6.6)
Е„ = tg2 (45" - 0,5q>) - IcHtg, (45’ - 0,5ф) + 2с2/у,
(6.20)
где у — удельный вес грунта с учетом взвешивающего действия
воды.
Гидростатическое давление на стену
(6.21)
где yw — удельный вес воды.
Соотношение между усилиями, приложенными к стенке:
А = Еа + Е„ - Ер; Ер = (Еа + E„)hx/h2,
Ер<^~ tg2 (45" + 0,5<р) + 2cHtg, (45° + 0,5ф).
(6.22)
Если последнее условие не выполняется, то увеличивают глу-
бину заделки стенки в грунт. В пределах высоты hc на стенку не
действует активное давление, так как грунт удерживается за счет
сил сцепления:
hc - 2c/ytg(45° - 0,5(р).
(6.23)
Максимальный изгибающий момент ЛГтах будет действовать в
сечении на глубине
yhcK
2А -
будет равен:
max
y(5-Ac)3^ + yw№
6
-AS
(6.24)
где I — длина участка стены.
Для свободной стенки без анкеровки длиной / в плане
pH (Н pS mS3
--- —h kJ Н-------—
(6.25)
р = yHtg\45° - ф/2); т = y[tg2(45° + ф/2) - tg2(45° - ф/2)].
221
При этом горизонтальное напряжение у низа стенки не долж-
но превышать пассивного сопротивления грунта:
vp = у[(Н + A)tg2(45° + о,5ф) - Mg2(45° - 0,5ф). (6.26)
Глубину заделки h стены в грунт, считая от дна котлована,
следует определять расчетом, выполненным в соответствии с тре-
бованиями прочности и устойчивости; при этом в глинистых грун-
тах должно выполняться условие
й>Яс-^3-(1 + л/2), (6.27)
71
где Нс — глубина котлована (глубина подвала или подземного
сооружения) м; с — расчетное значение удельного сцепления,
МПа.
При расчете по более сложному графоаналитическому методу
упругой линии учитывают две схемы работы заанкеренных стен в
грунте [10]: когда глубина погружения определяется условием со-
противления стенки выпору (схема свободного опирания Якоби)
и когда она принимается из условия обеспечения минимального
изгибающего момента (схема Блюма—Ломейера). При второй схеме
стенка заделывается в грунт на большую глубину и стена считает-
ся полностью защемленной в грунте, но эта схема не рекоменду-
ется для стенок большой жесткости из буронабивных свай и свай-
оболочек [10].
Жесткость стенок оценивают отношением
dm!t- 4, = ^127/(7> + j),
где dav — приведенная высота сечения; t — глубина дна стенки;
7, D — соответственно момент инерции и диаметр сваи; j — зазор
между соседними сваями.
При dav/t > 0,6 стенка имеет повышенную жесткость и ее нуж-
но рассчитывать по схеме свободного опирания Якоби. Этот рас-
чет предполагает ряд допущений, снижающих его точность (учет
влияния жесткости стенки на значение изгибающих моментов с
помощью графика и др.). Расчет производят в следующей после-
довательности. Сначала строят эпюру активного и пассивного дав-
ления грунта. При этом значения давлений вычисляют по следую-
щим формулам:
CSqh — (*7 Y^)^a, Gph yZK'Kph,
К = tg2(45° - ф/2); (6.28)
\ = tg2(45° - ф/2),
где q — интенсивность равномерно распределенной нагрузки на
поверхности грунта; у — удельный вес грунта; Z — глубина от
222
поверхности грунта; К — коэффициент сил трения для пассивно-
го давления, принимаемые по табл. 16.9 [10].
Эпюру пассивного давления строят с учетом трения грунта о
стенку. Затем можно воспользоваться двумя методами:
1) начиная сверху, по распределенным давлениям строят эпюру
изгибающих моментов в стене, находят точку Мтах ниже дна кот-
лована (учитывая, что усилие в анкере А известно);
2) строят силовой и веревочный многоугольники [10]. Величи-
на изгибающего момента определяется точкой пересечения пер-
вого луча веревочного многоугольника с горизонтальной лини-
ей, проходящей на отметке расположения анкера. Затем строят
эпюру нагрузок и разбивают ее на элементы, которые заменяют
силами Q, приложенными в центрах тяжести этих элементов. Для
полученной системы сил строят силовой и веревочный много-
угольники. Расчетная схема Блюма—Ломейера базируется на пред-
посылке, что нижний участок стенки полностью защемлен в ос-
новании.
Перенеся направление замыкающей на силовой многоуголь-
ник, можно найти значение анкерной реакции R и силы Ер. Если
анкерная тяга наклонена под углом а к горизонту, то усилия в ней
составят R' = Tfcosa. Максимальный изгибающий момент в стенке
определяют по формуле Мтах = Ну{. Изгибающий момент Mmax,
полученный при расчете по методу упругой линии, имеет завы-
шенное значение, так как вследствие гибкости стенки происхо-
дит перераспределение давления грунта: давление в пролете умень-
шается, а к анкерной опоре — увеличивается. Для учета влияния
этого фактора найденный графоаналитическим расчетом изгиба-
ющий момент Afmax уменьшают умножением его на коэффициент
kd < 1 [10]. Значения анкерных усилий за счет податливости ан-
керных креплений принимают с коэффициентом kt =1,4.
Расчет стены в грунте, при котором предполагается ее поворот
при потере устойчивости вокруг точки О, причем глубина распо-
ложения этой точки задана f = 0,8/, приведен в [6]. При расчете
строят эпюры активного и пассивного давления грунта на стену.
Активное давление грунта на стену начинается в точке В, глуби-
на которой определяется выражением hc = 2/ctg(45° - ф/2)/уР На-
ходят равнодействующие R треугольных и трапециевидных участ-
ков эпюр. После этого проверяют условие устойчивости стены:
over >
+ Rji-h
^^over
(6.29)
где Мкеер — момент удерживающих сил пассивного отпора; Mover —
момент опрокидывающих сил; R — равнодействующие участков
эпюр; t — плечи этих сил.
223
Если Мкеер < Mover или Мкеер > \,2Movery то расчет повторяют,
увеличивая или уменьшая заглубление t. Затем, начиная с верхне-
го конца стены, по полученным распределенным нагрузкам извест-
ными методами строят эпюру изгибающих моментов в стене. Точ-
ка максимального момента находится ниже дна котлована.
Расчет стенок с анкерами аналогичен расчету, приведенному
ранее: потеря устойчивости стены предполагается, если реакция
опоры Ra в точке А превысит горизонтальную проекцию расчет-
ной несущей способности анкеров Лили реакция опоры Rb в точ-
ке В превысит величину равнодействующей давления пассивного
отпора грунта. Эпюры активного и пассивного давления грунта и
давления воды pw строят в обычном порядке. Реакции опор Ra и Rb
находят известными приемами статического анализа. Сопоставля-
ют рассчитанные величины Rb и Rpg для получения вывода о том,
что нижняя опора имеет достаточное сопротивление пассивного
отпора.
Рис. 6.7. Расчетные схемы при расчете прочности стен в грунте на дей-
ствие изгибающих моментов:
а — консольной; б, в — заанкеренной; г — опирающейся на перекрытия; д — безба-
лочная схема разрушения; е — балочная схема разрушения; 1 — наружные пласти-
ческие шарниры; 2 — внутренние (со стороны грунта) пластические шарниры
224
Согласно [6] угол наклона анкеров принимают 20°, заделку
корня анкера назначают за пределами призмы сползания, опре-
деляемую линией, наклоненной к горизонту под углом внутрен-
него трения грунта ср. Диаметр скважины для анкера d = 0,08 м,
расчетный диаметр корня D = 3d = 0,24 м. Расчетную несущую
способность анкера определяют с учетом сопротивления корня
анкера по боковой поверхности и по торцу, назначая длину кор-
ня анкера L. Шаг установки анкеров принимают около 3 м.
Конструктивный расчет стен в грунте с горизонтальными опо-
рами (перекрытиями) или анкерами заключается в определении
сечений бетона и арматуры на действие изгибающих моментов
(рис. 6.7). При устройстве анкеров конструкция стены в грунте
будет работать подобно безбалочной плите перекрытия при дей-
ствии моментов в двух направлениях. Возможен ее расчет мето-
дом предельного равновесия с разделением на диски, повора-
чивающиеся в пластических шарнирах. При опирании стены на
диски перекрытий стена будет работать только в вертикальном
направлении, как неразрезная плита, поэтому можно рассчи-
тать ее, как неразрезную плиту с вырезанием вертикальной по-
лосы шириной 1 м.
Стены в грунте с горизонтальными опорами и анкерами рас-
считывают по первой группе предельных состояний (по прочнос-
ти) на нагрузки в период строительства и эксплуатации. В период
строительства стены на прочность рассчитывают в соответствии с
установленными этапами строительства. На первом этапе после
разработки грунта перед стеной на глубину, необходимую для ус-
тройства верхнего ряда опор или анкеров, стена рассчитывается,
как консольная. На следующих этапах расчет стены производят с
учетом установки горизонтальных опор или закрепления анкеров.
Стены в грунте с многоярусным опиранием рассчитывают после-
довательно по мере допустимой для прочности и устойчивости
глубины разработки котлована, что определяется этапами строи-
тельства фундамента и подземной части сооружения. Для прове-
дения расчетов устанавливают расчетные схемы сооружения на
строительный и эксплуатационный периоды в соответствии с за-
данной технологией строительства и условиями эксплуатации.
Стену с анкерами в нескольких уровнях при расстоянии по
вертикали между ними 3 м (обычный шаг анкеров) можно рас-
считывать по упрощенной методике, принимая активное давле-
ние грунта в пределах одного яруса равномерным, равным сред-
нему давлению, и определяя изгибающий момент, как для мно-
гопролетной неразрезной балки шириной 1 м.
Несущая способность анкера Fa равна сумме сопротивления
уширения по боковой поверхности и по торцу, упирающемуся в
грунт:
8 Тетиор 225
h
Рис. 6.8. Расчетная схема прочности в месте крепления анкера в пред-
положении продавливания стены:
1 — контур расчетного поперечного сечения
(6.30)
где ус — коэффициент условий работы сваи в грунте (ус = 1); ycR —
коэффициент условий работы грунта под торцом анкера, прини-
маемый ycR = 1 во всех случаях; R — расчетное сопротивление
грунта перед торцом уширения анкера; А — площадь, м2, торца
анкера, принимаемая равной площади поперечного сечения уши-
рения без площади оттяжки; и — периметр уширения анкера, м;
ус/ — коэффициент условий работы грунта на боковой поверхности
уширения, зависящий от способа образования скважин, принима-
емый по [34]; f — расчетное сопротивление z-го слоя грунта на
боковой поверхности уширения, принимаемое по [34]; /<• — длина
/-го слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью.
В месте крепления анкеров к стене необходим дополнитель-
ный расчет узла при продавливании стены (рис. 6.8):
TV- F< Rbluh/, и = 2а + hQ. (6.31)
Величину N принимают с учетом угла наклона анкера а.
6.3. Конструирование фундаментов. Технология
строительства
Конструктивные решения шлицевых фундаментов назначают
в зависимости от инженерно-геологических характеристик осно-
вания, величины и характера нагрузок, назначения и конструк-
226
тивных особенностей здания, использования подземного простран-
ства, наличия соответствующих механизмов, возможностей стро-
ительной организации с учетом технико-экономического сравне-
ния двух-трех вариантов фундаментов.
Глубина заложения назначается исходя из инженерно-геоло-
гического строения площадки, принятой конструкции фундамен-
та, необходимой несущей способности фундамента по грунту, тех-
нологии производства работ. Ширина фундамента определяется
расчетом по грунту и по материалу фундамента; она может быть
принята 20, 40, 60, 80, 100, 120, 150 см. Принятая ширина фун-
дамента должна обеспечивать удобство его бетонирования: при
глубине траншеи до 5 м ширина должна составлять не менее 40 см;
при глубине траншеи до 12 м — не менее 80 см; при глубине
траншеи более 12 м — не менее 100 см.
В проект шлицевых фундаментов входят расчет устойчивости
стенок открытой шлицы; расчет фундаментов по предельным со-
стояниям; план шлицевых фундаментов; чертежи конструкций
шлицевых фундаментов в поперечных сечениях с указанием высот-
ных отметок полов подвальных этажей (если подвальная часть мно-
гоярусная), пола 1-го этажа, цоколя, уширений фундаментов (если
они есть), подошвы фундамента, уровня грунтовых вод; проект
производства работ; технологические карты; технология приготов-
ления суспензии бентонитовой глины. В зависимости от типа и ха-
рактера грунтов шлицевые фундаменты могут применяться с од-
ним или несколькими уширениями или без уширений. При уст-
ройстве шлицевых фундаментов с уширениями верхнее уширение
располагается ниже глубины промерзания. В проекте фундаментов
назначается длина секций и дается конструкция стыков секций.
При необходимости устройства в устье шлицы бетонных на-
правляющих стенок (наголовника) в проекте предусматривается
их расчет и конструирование. Необходимость устройства наголов-
ника обосновывается проектом. Порядок проведения работ по ус-
тройству шлицевых фундаментов:
1) составление проекта производства работ и технологических
карт, учитывающих инженерно-геологические условия площад-
ки, наличие технологических машин и механизмов, обеспечен-
ность оборудованием и инвентарем;
2) инженерная подготовка площадки: строительство времен-
ных сооружений (в том числе, емкости для хранения бентонито-
вой суспензии); планировка строительной площадки с устрой-
ством проездов; прокладка всех инженерных сетей и коммуника-
ций (водоснабжение, электроснабжение и т.д.); геодезическая
разбивка и закрепление осей здания или сооружения; разбивка
геометрических осей шлицевых фундаментов с закреплением их
на местности;
227
3) устройство шлицевых фундаментов: подготовка и опробо-
вание механизмов для устройства шлиц, подачи бентонита и бе-
тонной смеси; разработка грунта и бетонирование направляющих
стенок (в глинистых грунтах твердой и полутвердой консистенции
направляющие стенки делать необязательно); разработка траншей
в грунте (с применением бентонита или без него); устройство
уширений (при необходимости); взятие проб грунта ненарушен-
ной структуры на дне и в стенках шлиц; установка армокаркасов
и бетонирование фундаментов; установка опалубки для бетони-
рования верха; бетонирование верха фундамента и сдача готовых
фундаментов.
Грунтовые анкеры соединяют с закрепляемой стеной на од-
ном или нескольких уровнях (в зависимости от ее размера). Угол
наклона их к горизонту обычно не превышает 25°; его увеличение
вызывает уменьшение горизонтальной составляющей усилия, про-
тиводействующей давлению грунта на конструкцию. При этом вер-
тикальная нагрузка увеличивается, что может привести к допол-
нительной осадке.
Анкерная тяга, закрепляемая свободным концом к конструк-
ции стены, заканчивается уширением, находящимся в массиве
грунта, за пределами возможной зоны обрушения. Уширение об-
разуют инъекцией раствора в грунт или выбуриванием (рис. 6.9).
Известны несколько типов грунтовых анкеров. Анкер фирмы «Со-
летанш» состоит из двух частей (свободной и заделанной) — ряда
проволочных прядей, расположенных на металлических или пласт-
массовых расширителях. Кольцевые уширения замоноличивают в
растворе, инъецированном под давлением. Внутри анкера нахо-
дится инъекционная труба с расположенными на одинаковых рас-
стояниях клапанами. В верхней части анкер имеет клапан для уда-
ления воды, остающейся в скважине. Раствор инъецируют по всей
области, где расположены кольцевые уширения.
Фирма «Баши» применяет несколько разновидностей основ-
ной конструкции, состоящей из наружной стальной трубы, раз-
меры которой зависят от несущей способности и типа анкера (ди-
аметр 50,8... 101,6 мм). В трубе имеется несколько отверстий, раз-
мещенных на определенных расстояниях и снабженных клапана-
ми для инъецирования.
Для предотвращения вытекания инъецируемого раствора из
скважины при нагнетании его в буровую полость служит пакер,
снабженный клапанами, установленными со стороны входа и
выхода из него инъецируемого раствора. На входе стоит клапан,
отрегулированный на меньшее давление, чем клапан, находящийся
на выходе. Раствор начинает поступать в рабочую часть скважины
лишь после того, как пакер увеличится в объеме и обожмет стен-
ки скважины.
228
a — ВНИИГС; б — «Солетанш»; в — «г--аши»; г, д — «Бауэр»; е — с уширением; ж — конструкции анкеров без уширения; з —
с уширителем; 1 — стена в грунте; 2 — отгяжка; 3, 13 — уплотнители; 4 — контур закрепленного грунта; 5 — концевая часть;
6 — скважина (с обсадной трубой); 7 — подкладка; 8 — гайка; 9 — уширения оттяжки; 10, 11 — трубы соответственно инъекци-
онная и рифленая; 12 — уширения; 14 — уширитель
В качестве инъецируемого раствора обычно применяют соста-
вы на цементной основе; для предотвращения усадки цементиру-
емого массива и ускорения сроков схватывания в растворы вво-
дят добавки. Уширение устраивают с помощью механизма в виде
параллелограмма, врезающегося в стенки скважин при передаче
ему усилия штангой.
Перед установкой анкера скважина должна быть очищена от
шлама в пределах длины анкера. В анкерах с манжетной трубой для
образования обоймы следует применять, как правило, глиноце-
ментный раствор, прочность которого в возрасте 7 сут должна
составлять 1... 2 МПа. Цементный раствор для образования задел-
ки (как правило, с водноцементным отношением 0,4...0,6) сле-
дует приготавливать на строительной площадке непосредственно
перед нагнетанием его в скважину. При закреплении арматуры
анкера в скважине (при образовании заделки анкера) следует обес-
печивать нагнетание проектного объема раствора с обязательной
регистрацией расхода и давления. В случае резкого подъема давле-
ния инъекция должна быть прекращена.
При устройстве анкеров, заделка которых образуется путем
многократной инъекции через манжетную трубу при помощи инъ-
ектора с двойным тампоном при глиноцементной обойме, каж-
дая последующая инъекция должна выполняться не ранее чем через
16 ч после окончания предыдущей. При цементной обойме интер-
вал между инъекциями определяют проектом. Несущая способ-
ность каждого анкера, как правило, должна быть проверена до
включения его в работу совместно с закрепляемой конструкцией
путем контрольных или приемочных испытаний на максималь-
ную испытательную нагрузку.
Для разработки траншей могут использоваться различные ме-
ханизмы: мобильный буровой агрегат; специальная установка или
экскаватор, оборудованный шлицевым грейфером; многоковшо-
вый экскаватор, гидромеханизированный траншеекопатель (глу-
бина разработки — до 50 м, ширина — до 0,5... 0,6 м и др.). Широ-
ко применяют грейферы, закрепляемые на жесткой штанге или
подвешиваемые к стреле крана-экскаватора (рис. 6.10). Также ис-
пользуют оборудование для устройства буронабивных свай, с бу-
Рис. 6.10. Схемы устройства шлицевых фундаментов:
а — с помощью грейфера; б — из буровых свай с последующим бурением бетона;
в — из буровых свай без бурения бетона; г — из закрепленного грунта; д — баром или
многоковшовым экскаватором; е — при помощи поступательного движения шнека;
ж — драглайном; з — многоковшовым экскаватором, оборудованным фрезами; и —
бурофрезерной установкой; к — буровой установкой с несколькими шпинделями;
л — фрезерной установкой; 1 — шлицевый грейфер; 2 — грунтоцемент
230
рением свай в целях их соединения между собой (секущиеся сваи)
или без бурения.
Оптимальные параметры грейфера, позволяющие достигнуть
производительности 4...5 м2/ч: ширина захвата — 0,64 м; длина
231
захвата — 2,30 м; емкость ковша — 0,70 м3; масса — 5,0 т. Разра-
ботка траншей ведется с планировочной отметки земли одним из
способов экскавации. Ширина разработанного паза может состав-
лять от 40 до 150 см, глубина — до 50...70 м. Разработка ведется
секциями от 5 до 6 м, иногда — до 8 м в длину и более.
Перед началом производства земляных работ ленточные шли-
цевые фундаменты разбивают на первичные и вторичные эле-
менты, кратные длине секции. Затем разрабатывают отдельными
захватками траншеи шириной до 0,6... 0,8 м, глубиной до 15... 20 м
(иногда — 40...50 м) и бетонируют направляющие стенки (фор-
шахты) из железобетона (высотой до 1 м, толщиной 0,2...0,3 м)
для предотвращения обрушения грунта и поддержания уровня гли-
нистого раствора; возводят сборные, сборно-монолитные или мо-
нолитные конструкции стен на всю высоту траншей; разрабаты-
вают котлован с поярусным закреплением стен грунтовыми ан-
керами; сооружают перекрытия и днище с опиранием их на сте-
ны. При необходимости быстрого восстановления движения по
улице котлован разрабатывают до низа покрытия, устраивают
покрытие, гидроизоляцию, восстанавливают дорожную одежду.
Затем под защитой стен и покрытия из сооружения удаляют грунт.
При траншейном способе работу ведут одновременно на не-
скольких участках, размеры и расположение которых определя-
ются обычно характером застройки и условиями пропуска назем-
ного транспорта (рис. 6.11). По окончании всех подготовительных
работ приступают к разработке траншей. Чаще всего траншеи раз-
рабатывают захватками длиной 3...6 м, вскрывая их через одну.
Оставшиеся между захватками первой очереди грунтовые целики
разрабатывают после бетонирования участков стен в пределах зах-
ваток первой очереди. Разбивку на отдельные участки выполняют
так, чтобы уменьшить число вертикальных швов, что будет спо-
собствовать повышению водонепроницаемости стен. При разра-
ботке траншеи часть раствора вычерпывается с грунтом, поэтому
подачу его осуществляют непрерывно. Грунт, смешанный с ра-
створом, подают в отстойники, где происходят отделение глини-
стого раствора и его очистка. После разработки участка траншеи
проверяют размеры выработки, чистоту дна, свойства глинисто-
го раствора. В пределах готовых участков бетонируют монолитные
конструкции стен или опускают сборные элементы.
После вскрытия очередного участка траншеи в него устанав-
ливают готовые арматурные каркасы. Чтобы обеспечить точное
положение каркасов в траншее, к ним приваривают салазки,
служащие направляющими при опускании. В верхней части кар-
касов закрепляют поперечные планки для опирания на грунт, а
по высоте — короба для создания штраб в целях последующего
сопряжения стен с междуярусными перекрытиями и днищем.
232
а б
Рис. 6.11. Схемы устройства фундаментов с помощью шлицевого
грейфера:
а — шлицевый грейфер; б — порядок разработки прямоугольной шлицы; в —
направляющая стенка; г — опалубка верха стенки; д — порядок устройства фун-
дамента с применением бентонита; 1 — грейфер; 2 — направляющая стенка; 3 —
опалубка; 4 — фундамент; 5 — трубы для образования шва; 6 — воронка с бето-
нолитной трубой; 7 — армокаркас; 8 — бентонит; 9 — распорки
233
В каркасах предусматривают каналы для пропуска бетонолит-
ных труб и закладные изделия для грунтовых анкеров, а внут-
ренние поверхности стен покрывают листами из полимерных ма-
териалов. После установки каркасов бетонируют стены до низа
перекрытия подземного сооружения. Используют технологию ук-
ладки бетонной смеси с применением вертикально перемещаю-
щейся трубы.
Бетонная смесь класса не менее В20 должна быть достаточно
подвижной и пластичной, иметь осадку стандартного конуса
16...20 см при крупности заполнителя до 50 мм, водоцементное
отношение — не более 0,6, а срок схватывания — не менее 2 ч.
Для подачи бетонной смеси в траншеи глубиной до 20 м применя-
ют телескопический укладчик производительностью 12...20 м3/ч,
состоящий из ковша-бункера, телескопической трубы, клапан-
ного затвора и лебедки или крана для подъема ковша. При бето-
нировании методом ВПТ по мере укладки бетонной смеси бун-
кер или ковш вместе с бетонолитной трубой постепенно подни-
мают, при этом конец трубы должен быть заглублен в бетонную
смесь.
Участки стен, бетонируемые в разных захватках, должны быть
сопряжены один с другим жесткими или податливыми стыками
(в зависимости от конструктивных особенностей подземного со-
оружения). Для этого служат ограничители, предотвращающие по-
падание бетонной смеси из одного участка траншеи в другой и
гарантирующие водонепроницаемость стыков. Ограничители ус-
танавливают до бетонирования по торцам участка траншеи и заг-
лубляют в грунт, а после укладки бетона извлекают или оставля-
ют в конструкции стен.
При глубине траншеи до 12 м применяют извлекаемые огра-
ничители в виде стальных (железобетонных) труб, а также балок
прямоугольного (эллиптического) поперечного сечения. В каче-
стве неизвлекаемых ограничителей используют железобетонные
балки прямоугольного поперечного сечения или стальные дву-
тавровые балки, которые установлены вертикально с шагом
1,2... 1,5 м, служат жесткой арматурой и избавляют от необходи-
мости установки каркасов.
В целях повышения степени индустриализации строительства
применяют сборные железобетонные панели, опускаемые в за-
полненные глинистым раствором траншеи (рис. 6.12). В зависимо-
сти от грузоподъемности кранового оборудования применяют тя-
желые железобетонные панели толщиной 0,3...0,5 м, длиной до
10... 15 м и массой до 20...30 т, стыкуемые только в продольном
направлении, и легкие панели массой 5...6 т, соединяемые в про-
дольном и поперечном направлениях по высоте стен. Применение
сборных стен обеспечивает снижение материалоемкости, повы-
234
б
o?Soooo?^q
Рис. 6.12. Сборные панели из железобетона:
а...в — плоские с различными стыками; г — плоские с ребристыми контрфорса-
ми; д — ребристые; е — многопустотные
шение качества, водонепроницаемости, хорошую внутреннюю
отделку, простой контакт с внутренними конструкциями.
Элементы проектируют в виде плоских, ребристых, пустоте-
лых панелей (см. рис. 6.12). Вид конструкции определяют на основе
технике-экономического сравнения вариантов. Конструкции со
стойками-контрфорсами используют, если ниже пола проекти-
руемого сооружения находится прочный грунт, в который заде-
лывают стойки. Затем по мере разработки грунта в выступы стоек
устанавливают плиты, при этом стойки работают как консоли. На
проектной глубине стойки закрепляют грунтовыми анкерами.
Плоские конструкции применяют, если панели монтируют
одновременно на всю глубину траншеи. Обычная длина сборных
панелей составляет 10... 14 м (определяется возможностью транс-
портирования); ширина — 1,5...3,5 м; толщина — 0,15...0,6 м. При
глубине траншей более 10... 15 м предусматривают стык панелей
по высоте или устраивают сборно-монолитную конструкцию.
В сборных элементах при проектировании необходимо предусмат-
ривать монтажные петли, закладные изделия для монтажа и под-
вески панелей на форшахту, детали стыковых соединений пане-
лей или закладные изделия для сопряжения днища, перекрытий
и внутренних стен с ограждающими стенами. Закладные изделия
для сопряжения с внутренними конструкциями выполняют за-
подлицо с внутренней поверхностью панели.
Вертикальные стыки между панелями могут быть рабочими
(стык равнопрочен с сечением панели) или нерабочими (рис. 6.13).
В рабочем стыке закладные изделия приваривают к наружной и
внутренней сеткам рабочей арматуры, затем соединяют их свар-
235
Рис. 6.13. Сборные конструкции «стена в грунте»:
а... в — сборные железобетонные элементы соответственно ребристые, пустоте-
лые и плоские; г, д — жесткий и шарнирный стыки между элементами; 1 —
закладные изделия; 2 — плита; 3 — петли или выпуски арматуры; 4 — пустоты;
5 — арматура; 6 — свариваемые закладные изделия; 7 — сварка; 8 — заделка
мелкозернистым бетоном; 9 — стержни в стыке
236
кои после монтажа панелей, после чего стык заделывают торк-
ретбетоном (рис. 6.13, г). Нерабочие стыки соединяют сваркой зак-
ладных изделий, после чего заделывают цементным раствором и
торкретбетоном. Сборно-монолитные конструкции рекомендует-
ся применять, если стены можно заглубить до слоя водоупора.
Нижняя монолитная часть, которую устраивают до слоя водоупо-
ра, играет роль противофильтрационной завесы. Верхнюю часть
выполняют из сборных панелей.
В случае заполнения траншеи глинистой суспензией каркас
устанавливают прямо в суспензию. Бетонирование производится
при помощи бетоновода. Диаметр трубопровода бетоновода дол-
жен быть не менее 150 мм. Во избежание расслоения бетонной
смеси выходное отверстие бетоновода погружается в ранее уло-
женный бетон не менее чем на 1,0 м. При устройстве ленточных
шлицевых фундаментов проектом назначается длина секции-зах-
ватки и дается конструкция стыков секций.
Длина секции-захватки назначается 3...6 м (иногда — до 8 м)
из условий обеспечения устойчивости стен траншей и соблюде-
ния сроков продолжительности работ по устройству фундамента.
Стыки между секциями-захватками могут быть нерабочие и рабо-
чие. В нерабочих стыках не возникают растягивающие напряжения
из-за отсутствия изгибающих моментов и поперечных сил. Рабочие
стыки испытывают растягивающие напряжения в горизонтальной
плоскости при приложении к ним изгибающих моментов.
В верхнем ярусе фундамента устраивают стаканы или устанав-
ливают анкерные болты для опирания колонн. Арматурные карка-
сы должны иметь длину, равную глубине траншеи. Для обеспече-
ния толщины защитного слоя бетона 40 мм ширину арматурных
каркасов нужно принимать на 100 мм меньше ширины траншеи.
Размеры каркаса зависят от принятой технологии устройства фун-
даментов, величины захватки и конструкции стыка между секци-
ями. В арматурных каркасах должны быть предусмотрены проемы
для пропуска бетонолитных труб и ограничители защитного слоя
бетона, жестко фиксирующие проектное положение арматурного
каркаса в траншее. При длине захватки до 4 м устраивают один
проем для бетонолитной трубы в середине каркаса; при длине
захватки 4... 6 м — два проема при радиусе растекания бетонной
смеси не менее 1,5 м.
Стыки в местах соединения смежных захваток выполняют в
виде плоской металлической диафрагмы, приваренной к арма-
турному каркасу, в торце которого приваривают два швеллера
(такой стык применяют при глубине фундамента до 25 м); в виде
инвентарной трубы диаметром, равным ширине траншеи (при
глубине фундамента до 18 м); в виде набивной сваи, устраивае-
мой с помощью инвентарной трубы, извлекаемой после бетони-
237
рования и схватывания бетона двух соседних захваток. Конструк-
ция стыка должна назначаться на основе вариантного сравнения с
учетом конструкции фундамента, нагрузок, инженерно-геологи-
ческих условий, снижения металлоемкости. Длина захватки между
ограничителями определяется ее объемом — не более 50...60 м3.
Конструкция ограничителя должна исключать возможность
попадания бетонной смеси из одной захватки в другую и обеспе-
чивать достаточную водонепроницаемость рабочих стыков. Нера-
бочие стыки выполняют с использованием гладких инвентарных
или стационарных (оставляемых в теле бетона) ограничителей
захваток без перепуска через них горизонтальной арматуры. При
нерабочих стыках захватки между собой не соединяются, каждая
захватка работает как отдельный фундамент. В рабочих стыках между
захватками рабочую арматуру соединяют внахлестку на 30 диа-
метров из одной секции в другую.
Сборные шлицевые фундаменты могут сооружаться из сплош-
ных плоских панелей, пустотелых панелей и тонкостенных объем-
ных элементов (см. рис. 6.12). Сборные элементы соединяются между
собой при помощи специальных стыков. Тонкостенные объемные
элементы могут иметь различные очертания (коробчатые, эллип-
тические, круглые, одноячейковые, многоячейковые и т.д.). Чле-
нение на элементы может быть вертикальным и горизонтальным.
Армирование и замоноличивание полостей элементов выполня-
ется только в верхней зоне, т. е. там, где воздействуют значитель-
ные усилия. Нижнюю часть полостей элементов можно заполнять
тощим бетоном или балластом.
Сборные элементы необходимо проектировать максимально
возможных размеров по ширине в целях сокращения числа швов,
однако вес элемента, как правило, не долежи превышать 200 кН.
В целях уменьшения веса элементов следует применять пустоте-
лые панели. При проектировании сборных шлицевых фундамен-
тов размеры сборных элементов должны назначаться в зависимо-
сти от глубины заложения фундамента; расчета на нагрузки, воз-
никающие при изготовлении, транспортировании, монтаже и эк-
сплуатации. Рекомендуемая ширина элементов — 150...500 см,
толщина — 20... 120 см и более. Толщина элемента берется на 10 см
меньше ширины траншеи для облегчения монтажа и проведения
тампонажных работ по заделке пазух.
При толщине элементов более 80 см лучше применять объем-
ные пустотелые блоки. Высота сборных элементов должна соответ-
ствовать полной глубине траншеи при вертикальном членении
фундамента. При членении фундамента вертикальными швами типы
стыковых соединений между элементами должны позволять легко
вести монтаж элементов под глинистой суспензией и проводить
тампонажные работы. Форма стыков должна обеспечивать возмож-
238
ность для безвыверочного монтажа элементов, а также возмож-
ность их сварки и заделки цементным раствором или бетоном.
В некоторых случаях могут быть эффективны сборно-монолит-
ные шлицевые фундаменты: после разработки траншеи под гли-
нистым раствором в нее погружаются сборные железобетонные
элементы, замоноличиваемые путем нагнетания цементного ра-
створа. Данный способ позволяет исключить ряд мокрых процес-
сов, добиться одинаковой плотности бетона по всей высоте стен-
ки, повысить индустриальность работ. Как известно, при бетони-
ровании методом вертикально перемещаемой трубы затрудняется
уплотнение бетона в верхней части секции, где он может переме-
шаться с глинистым раствором. Чтобы устранить этот недостаток,
необходимо повышать напор бетона в конце бетонирования. При-
менение сборно-монолитных конструкций позволяет избавиться
от этого недостатка. Разрезка конструкций по вертикали и соот-
ношение сборного и монолитного бетонов могут приниматься
различными. Наиболее рациональна предложенная НИИСП раз-
резка вертикальными швами. Большим достоинством сборно-мо-
нолитного варианта является то, что оголяемый впоследствии
бетон имеет гладкую поверхность, причем ее чистота не зависит
от способа образования траншеи.
Разрезка фундаментов на захватки и соотношение сборного и
монолитного бетона могут приниматься различными. При устрой-
стве сборно-монолитных шлицевых фундаментов в качестве ста-
ционарных ограничителей обычно применяют сборные элемен-
ты, входящие в конструкцию фундамента. При большой глубине
заложения фундамента верхняя его часть на высоту 6... 12 м дела-
ется из сборных элементов, которые одновременно могут служить
стенами подземного сооружения, а нижняя часть фундамента де-
лается из монолитного бетона, причем нижние концы сборных
элементов должны быть заглублены в монолитный бетон.
При разработке неустойчивых грунтов с напорными водами
для повышения плотности глинистого раствора допускается при-
менять барит, магнетит и другие утяжелители раствора в количе-
стве, зависящем от требуемой плотности раствора, но не более
7 % массы глины. При разработке крупнопористых грунтов в целях
снижения водоотдачи и потерь глинистого раствора в него можно
добавлять жидкое стекло (силикат натрия или силикат калия) от 2
до 6 % массы глины. Качество глинистых растворов для повторного
использования восстанавливают очисткой или добавкой глин. При
устройстве стен из сборного железобетона по одноэтапной техно-
логии без замены глинистого раствора тампонажным применяют
твердеющий раствор плотностью до 1,2 г/см3, обладающий свой-
ствами обычного глинистого и тампонажного растворов и имею-
щий после твердения прочность не менее 0,6...0,8 МПа.
239
До начала работ по заполнению траншеи бетоном или железо-
бетонными конструкциями нужно очистить ее дно от осадка. Бе-
тонирование стен под защитой глинистого раствора производят
не позднее чем через 8 ч после разработки траншеи на захватке.
Конструкция ограничителей должна воспринимать давление бе-
тона, исключать попадание бетона из одной захватки в другую и
обеспечивать заданную водонепроницаемость стыков. В процессе
укладки бетона в траншею необходимо периодически удалять вы-
тесняемый излишек глинистого раствора, не допуская снижения
его уровня в траншее. В ходе работ контролируемые показатели,
предельные отклонения, объем, и методы контроля должны со-
ответствовать значениям, приведенным в табл. 6.3.
Таблица 6.3. Показатели и методы их контроля
Технические требования Предельные отклонения Метод контроля и объем
Показатели качества глины для приготовления растворов
Число пластичности Содержание частиц, %, размером: крупнее 0,05 мм менее 0,005 мм менее 0,001 мм Не менее 2 Не менее 10 Не менее 30 Не менее 10 Измерительный, 1 проба на 500 м3
Показатели качества глинистого раствора
Толщина глинистой корки, мм Не более 4 Измерительный, один раз в смену из нако- пительной емкости
Водоотдача, см3 Не более 17 за 30 мин
Условная вязкость, с Не более 30
Содержание песка, % Не более 4
Стабильность, г/см3 Не более 0,05
Суточный отстой воды, % Не более 4
Показатель реакции среды (pH) 9...11
Плотность раствора, г/см3: из бентонитовых глин из глин других видов 1,03 ...1,10 Измерительный, каждый замес
1,10...1,25 Измерительный, ежесменно
240
Окончание табл. 6.3
Технические требования Предельные отклонения Метод контроля и объем
Допустимые отклонения
Смещения осей сооружения в плане, см ±3 Измерительный, 30 точек на 1 000 м3 заполнителя. Отбором образцов или экспресс- методами
Отклонения тангенса угла от- клонения стены от вертикали 0,005
Отклонения толщины стены, см +10
Отклонения глубины стены, см +20
Уровень глинистого раствора Выше уровня подземных вод, но не ниже 0,2 м от верха об- делки устья траншеи Измерительный, не реже чем через 10 м по длине стены
Коэффициент фильтрации заполнителя противофиль- трационной завесы По проекту —
Таблица 6.4. Требования к анкерам стен в грунте
Технические требования
Предельные
отклонения
Метод контроля
и объем
Параметры анкеров (кон-
струкция, глубина зало-
жения, угол наклона к
горизонту, длина задел-
ки, длина свободной ча-
сти, диаметр скважины)
Должны соот-
ветствовать
проекту
Технический осмотр,
каждый анкер
Несущая способность
анкеров
Должны вос-
принимать
усилие боль-
ше эксплуата-
ционного
Измерительный, не менее
10 % от общего числа ан-
керов при контрольных
испытаниях и все осталь-
ные — при приемочных
испытаниях
241
Приемка шлицевых фундаментов производится на основании
следующих документов: проект шлицевого фундамента; акты гео-
дезической разбивки осей сооружения и осей фундаментов; акты
на скрытые работы; исполнительные схемы шлицевых фундамен-
тов; акты о результатах испытания материалов, примененных для
бетонирования шлицевых фундаментов; акты испытаний проб
грунта ненарушенной структуры; журналы производства работ.
Приемка шлицевых фундаментов оформляется актом, в котором
указываются все выявленные дефекты и сроки их устранения и
дается общая оценка качества работ. К анкерам стены в грунте в
ходе контроля предъявляются требования, приведенные в табл. 6.4.
Контрольные вопросы
1. С какой целью используют фундаменты «стена в грунте»?
2. В чем особенности разработки траншей для стен в грунте?
3. Каково назначение опорных жидкостей? Что такое тампонажные
растворы?
4. Можно ли использовать местные глины для приготовления суспен-
зии?
5. Как использовать стены в грунте в качестве фундаментов? Для ка-
ких надфундаментных конструкций они могут применяться?
6. Как определить одностороннее давление грунта на стену? Как вли-
яет высокий уровень грунтовых вод на это давление?
7. Как использовать сваи для создания непрерывных стен в грунте?
8. Каковы конструктивные решения сборных стен в грунте?
9. Какова последовательность производства работ при устройстве та-
ких стен?
ГЛАВА 7
СВАИ И СВАЙНЫЕ РОСТВЕРКИ
7.1. Конструктивные решения свай и ростверков
Свайные фундаменты широко применяются практически для
всех типов зданий и сооружений в разнообразных грунтовых ус-
ловиях. Сваи могут выполняться одиночными под колонны (в
том числе сваи-колонны, в которых совмещены сваи и колонны
без стыка между ними) или под подошвой любых фундаментов:
ленточных, столбчатых, плитных (в этих случаях фундамент на-
зывают ленточным, столбчатым или плитным свайным роствер-
ком).
Свайные фундаменты в зависимости от вида надфундамент-
ных конструкций и размещения свай в плане подразделяются на
ленточные, отдельные или столбчатые, круглые и кольцевые,
плитные балочные и безбалочные (рис. 7.1). Ростверк объединяет
сваи и передает нагрузки от вышележащего здания на сваи и (иног-
да) частично — на грунт. Выбор типа ростверка, свай и их разме-
ров зависит от климатических, инженерно-геологических, гид-
рогеологических условий площадки, конструкции здания и на-
грузок от него. Сейчас известно множество видов свай, отличаю-
щихся конструктивными и технологическими особенностями, но
в строительстве применяют небольшое количество видов свай.
Применяемые в строительстве сваи классифицируются по ряду
признаков. По характеру работы в грунте и особенностям переда-
чи нагрузки на грунт сваи подразделяются на сваи-стойки, пере-
дающие нагрузку на практически несжимаемые грунты нижним
концом сваи, и висячие сваи, передающие нагрузку на грунт бо-
ковой поверхностью и нижним концом.
По способу изготовления сваи подразделяются на сборные,
изготовленные заранее и погружаемые различными способами в
грунт в готовом виде; монолитные или набивные, устраиваемые
непосредственно в грунте; комбинированные или сборно-моно-
литные.
По форме продольного сечения сваи подразделяются на при-
зматические и цилиндрические, конические, пирамидальные,
ромбовидные, козловые с односторонним скосом, сваи с ушире-
243
ниями на конце и по высоте ствола, с профилированной и вин-
товой поверхностью и др.
По форме поперечного сечения сваи подразделяются на квад-
ратные, круглые, трубчатые, треугольные, тавровые и др. По кон-
струкции и особенностям сооружения забивные железобетонные
Рис. 7.1. Конструкции свайных фундаментов:
а, б, г — ленточные ростверки (соответственно однорядный, двухрядный, шах-
матный); в — стаканный стык сваи с ростверком; д — отдельные ростверки; е —
разрез ленточного ростверка; ж — разрез ростверка под колонну; з — кольцевой
ростверк под трубу; и, к — плитные балочный и безбалочный ростверки; 1 —
сборный «колокол»; 2 — свая; 3 — ленточный ростверк; 4 — стена; 5 — стакан;
6— плита отдельного ростверка; 7 — арматура; 8 — кольцевая опора под
трубу; 9 — балка; 10 — колонна; 11 — капители
244
сваи подразделяются на буроопускные, устраиваемые из готовых
железобетонных элементов, погружаемых в заранее пробуренные
лидерные скважины; сваи-колонны, надземная часть которых яв-
ляется колоннами зданий; сваи с шайбами и забивными оголов-
ками, используемые в качестве ростверков; сваи с раскрываю-
щимися уширениями; самораскрывающиеся козловые сваи.
По способу изготовления и конструктивным особенностям на-
бивные сваи подразделяются на устраиваемые путем предвари-
тельного погружения инвентарных труб, нижний конец которых
закрыт оставляемым в грунте башмаком или бетонной пробкой,
с последующим извлечением этих труб по мере бетонирования
образовавшейся скважины; изготавливаемые с предварительным
бурением скважин под глинистым раствором или сухим спосо-
бом, с обсадкой и без обсадки скважин и последующим бетони-
рованием, устраиваемые как с уширением, так и без уширения;
виброштампованные, устраиваемые путем заполнения скважин
жесткой бетонной смесью, уплотняемой виброштампом; с ка-
муфлетной пятой, образованной взрывом; в выштампованном
ложе, устраиваемом путем выштамповки в грунте пирамидально-
го или конического объема с последующим бетонированием; с
комбинированной пятой (с центральной сборной сваей, с козло-
выми уширениями и др.); корневидные; наклонные козловые и
пересекающиеся; винтонабивные, винтовая поверхность которых
делается специальным снарядом (рис. 7.2).
Типы и размеры свай выбираются в зависимости от инженер-
но-геологических условий строительной площадки, схемы дей-
ствия нагрузок и величин нагрузок от здания путем технико-эко-
номического анализа вариантов. Если изменение числа свай су-
щественно влияет на размеры ростверка, то оптимальную длину
свай необходимо устанавливать исходя из минимальной стоимос-
ти фундамента, так как объем ростверка с увеличением длины
свай уменьшается вследствие уменьшения количества свай. Если
изменение количества свай на размеры ростверка влияет незна-
чительно, то выгоднее применять более короткие сваи.
Выбор длины сваи зависит, в первую очередь, от расположе-
ния несущего слоя грунта, в который заглубляются сваи, и рас-
положения ростверка. Длину свай выбирают по геологическим
профилям. На профилях должны быть показаны линии отметок
пола первого этажа, пола подвала, планировочных отметок, по-
дошвы ростверка, голов и нижних концов свай. Нижний конец
свай, как правило, следует заглублять в малосжимаемые грунты,
прорезая более слабые напластования грунтов (насыпные, тор-
фяные, рыхлые пески и глинистые грунты с показателем конси-
стенции IL > 0,75); при этом заглубление свай в грунты, приня-
тые за основание, должно быть не менее 0,5 м при крупнообло-
245
246
мочных грунтах, гравелистых, крупных и средней крупности пес-
чаных грунтах, а также при глинистых грунтах с показателем кон-
систенции IL < 0,1, и не менее 1 м при прочих видах нескальных
грунтов.
При применении свай с уширениями подошва уширений дол-
жна заглубляться в несущий слой на указанную ранее величину;
при этом верх уширения должен быть ниже глубины промерзания
грунта. При назначении длины свай нужно учитывать примыкаю-
щие к фундаментам здания подвалы, каналы, существующие фун-
даменты и др. Минимальная длина свай в свайных фундаментах
жилых и гражданских зданий с высоким ростверком обычно со-
ставляет не менее 4... 5 м с учетом выступающей выше пола тех-
нического подполья части свай.
При назначении размеров поперечного сечения свай учитыва-
ют полное использование прочности материала сваи. Сваи малых
сечений применяют при небольших внешних нагрузках и малой
несущей способности по грунту. Сваи увеличенных сечений при-
меняют при небольшой длине и действии больших сосредоточен-
ных нагрузок, если под нижними концами залегают прочные грун-
ты, или при действии больших горизонтальных нагрузок и мо-
ментов, или на слабых грунтах.
Конструктивные решения забивных свай. Продольной армату-
рой сборных железобетонных свай служат стержни диаметром
12...32 мм периодического профиля. Величина защитного слоя
продольной арматуры должна быть не менее 3 см. Сваи квадрат-
ного сечения обычно армируют четырьмя или восемью стержня-
ми. В прямоугольных сваях число стержней принимают 8... 12. В про-
цессе забивания наибольшие местные напряжения возникают у
концов свай, поэтому верх и низ свай усиливают поперечной ар-
матурой в виде хомутов и спирали. «Голову» сваи усиливают кос-
венной арматурой в виде сеток. Место расположения уширения
по высоте ствола принимается в зависимости от инженерно-гео-
логических условий площадки. Уширения могут быть на конце сваи,
у поверхности грунта и на любой высоте ствола сваи. Уширение
Рис. 7.2. Конструкции свай:
а — забивные: 1, 2 — призматическая цельная с различными поперечными сече-
ниями и составная; 3 — инъекционная; 4 — камуфлетная; 5 — с верхним ушире-
нием; 6 — с забивным уширением; 7, 8 — с различным расположением ушире-
ния; 9 — с забивным оголовком; 10 — с пустотой; 11, 12 — с раскрывающимися
лопастями; 13 — пирамидальная и трапециевидная; 14 — трубчатые с уширения-
ми; 15 — с лопастями; 16 — с конической полостью; б — набивные: 1 — цилин-
дрическая; 2 — коническая; 3 — с камуфлетным уширением; 4 — профилирован-
ная; 5 — корневидная; 6, 7 — с одним уширением; 8 — буронабивной фунда-
мент — столб; 9 — с многоярусными уширениями; 10 — комбинированная; 11 —
многоярусная корневидная
247
сваи должно быть заглублено в несущий слой грунта не менее чем
на высоту уширения.
Конструктивные решения буронабивных свай. В зависимости от
физико-механических характеристик грунтов набивные сваи мо-
гут применяться без уширений, с одним или несколькими уши-
рениями. Набивные сваи без уширений применяют при их опира-
нии на достаточно прочные сжимаемые или скальные грунты,
когда полностью используется прочность ствола. Набивные сваи с
одним нижним уширением применяют при опирании уширения
на грунт, имеющий модуль деформации более 20 МПа. В других
случаях применяют сваи с несколькими уширениями. Диаметр
ствола сваи назначают из условия обеспечения необходимой проч-
ности. Обычно из условий удобства изготовления принимают ди-
аметр не менее 400 мм, хотя корневидные сваи могут иметь диа-
метр ствола до 150 ...200 мм.
Оптимальное соотношение диаметра уширения D и диаметра
ствола сваи d может колебаться: 2,0 < D/d <3,5. Для восприятия
растягивающих напряжений сваи армируют каркасами, длину и
сечение которых определяют расчетным путем в зависимости от
усилий по высоте сваи. При действии только вертикальных нагру-
зок, когда несущая способность сваи обеспечивается бетоном и
по расчету армирование ствола не требуется, армируют конст-
руктивно только головную часть ствола короткими каркасами дли-
ной 1,5...2,5 м из 4... 10 стержней диаметром 14...20 мм класса
А300.
Выпуски для связи с ростверком должны иметь длину 250...
400 мм. Диаметр арматурного каркаса должен быть на 100...
120 мм меньше диаметра скважины. Для свай-столбов, бетониру-
емых подводным способом, толщина защитного слоя бетона дол-
жна быть не менее 10 см. Набивные сваи можно устраивать как
вертикальными, так и с наклоном (до 1:3). При устройстве свай
с уширениями расстояние в свету между уширениями должно быть
не менее 1 м.
Конструктивные решения козловых свай. Для устройства фунда-
ментов из козловых свай могут быть применены призматические
сваи любого типа. «Головы» свай должны располагаться на мини-
мальном расстоянии друг от друга, определяемом условиями по-
гружения или конструктивными особенностями здания (роствер-
ка). Фундаменты на козловых сваях могут быть ленточные и кусто-
вые. Для устройства таких фундаментов можно использовать при-
зматические сваи с односторонним заострением, погружаемые
попарно. При погружении таких свай в грунт за счет действия
реактивного отпора грунта по наклонной поверхности сваи воз-
никает момент, который разворачивает сваю в грунте относительно
шарнирно закрепленной «головы» сваи в специальном наголов-
248
нике. В связи с возникновением значительных изгибающих мо-
ментов в свае, а также невозможностью значительного поворота
длинных свай в грунте рекомендуется принимать длину таких свай
не более 4... 6 м. Отношение длины сваи к ее толщине в плоскости
отклонения принимают не более 20.
Оптимальные типы и размеры свай выбирают на основе вари-
антного сравнения, по технике-экономическим показателям все-
го фундамента, отнесенным к единице действующей нагрузки I по
объему железобетона, стоимости-трудоемкости и расходу стали),
суммируя данные по сваям и по ростверку.
7.2. Исследования свай и ростверков
Исследованиям разнообразных конструкций свай посвящено
множество научных трудов, тогда как работа железобетонных ро-
стверков изучена недостаточно. Определяющим при назначении
высоты для свайных ростверков является расчет прочности по
наклонным сечениям, поэтому уточнение расчета может принес-
ти определенный экономический эффект. При расчете свайных
ростверков ранее предполагалось их разрушение в результате про-
давливания колонной или сваей с образованием пирамиды про-
давливания, угол наклона сторон которой задан геометрически-
ми размерами ростверка, свай, колонны и их расположением [10].
Считалось, что происходит одновременный отрыв пирамиды про-
давливания от плиты ростверка.
В СП 52-101-2003 изменена схема расчета, но формулы сохра-
нены. Как и при расчете столбчатых фундаментов, не учитывается
фактическое напряженно-деформированное состояние и концен-
трация напряжений, не оценивается значение трещин, не рас-
сматривается влияние горизонтальной жесткости свай (появле-
ние горизонтальной силы при неупругом изгибе ростверка). Эти
факторы могут привести к отличию фактической прочности от
теоретической. Недостаточно изучено рациональное размещение
арматуры в свайных ростверках. Не рассматривался вопрос пред-
напряжения арматуры при ее концентрированном расположении.
Поэтому нами были проведены опыты, в которых было обращено
внимание на изучение следующих вопросов: учет фактического
напряженно-деформированного состояния в зоне образования
наклонных трещин, в том числе концентрации напряжений вблизи
стыка колонны и сваи с плитой ростверка; анализ влияния уси-
лий распора, действующих вследствие неупругих деформаций пли-
ты ростверка и изгиба свай на прочность плиты ростверка по на-
клонным сечениям; возможность концентрированного располо-
жения арматуры ростверка и его влияние на прочность; влияние
249
сваи должно быть заглублено в несущий слой грунта не менее чем
на высоту уширения.
Конструктивные решения буронабивных свай. В зависимости от
физико-механических характеристик грунтов набивные сваи мо-
гут применяться без уширений, с одним или несколькими уши-
рениями. Набивные сваи без уширений применяют при их опира-
нии на достаточно прочные сжимаемые или скальные грунты,
когда полностью используется прочность ствола. Набивные сваи с
одним нижним уширением применяют при опирании уширения
на грунт, имеющий модуль деформации более 20 МПа. В других
случаях применяют сваи с несколькими уширениями. Диаметр
ствола сваи назначают из условия обеспечения необходимой проч-
ности. Обычно из условий удобства изготовления принимают ди-
аметр не менее 400 мм, хотя корневидные сваи могут иметь диа-
метр ствола до 150...200 мм.
Оптимальное соотношение диаметра уширения D и диаметра
ствола сваи d может колебаться: 2,0 < D/d <3,5. Для восприятия
растягивающих напряжений сваи армируют каркасами, длину и
сечение которых определяют расчетным путем в зависимости от
усилий по высоте сваи. При действии только вертикальных нагру-
зок, когда несущая способность сваи обеспечивается бетоном и
по расчету армирование ствола не требуется, армируют конст-
руктивно только головную часть ствола короткими каркасами дли-
ной 1,5...2,5 м из 4... 10 стержней диаметром 14...20 мм класса
АЗОО.
Выпуски для связи с ростверком должны иметь длину 250...
400 мм. Диаметр арматурного каркаса должен быть на 100...
120 мм меньше диаметра скважины. Для свай-столбов, бетониру-
емых подводным способом, толщина защитного слоя бетона дол-
жна быть не менее 10 см. Набивные сваи можно устраивать как
вертикальными, так и с наклоном (до 1:3). При устройстве свай
с уширениями расстояние в свету между уширениями должно быть
не менее 1 м.
Конструктивные решения козловых свай. Для устройства фунда-
ментов из козловых свай могут быть применены призматические
сваи любого типа. «Головы» свай должны располагаться на мини-
мальном расстоянии друг от друга, определяемом условиями по-
гружения или конструктивными особенностями здания (роствер-
ка). Фундаменты на козловых сваях могут быть ленточные и кусто-
вые. Для устройства таких фундаментов можно использовать при-
зматические сваи с односторонним заострением, погружаемые
попарно. При погружении таких свай в грунт за счет действия
реактивного отпора грунта по наклонной поверхности сваи воз-
никает момент, который разворачивает сваю в грунте относительно
шарнирно закрепленной «головы» сваи в специальном наголов-
248
нике. В связи с возникновением значительных изгибающих мо-
ментов в свае, а также невозможностью значительного поворота
длинных свай в грунте рекомендуется принимать длину таких свай
не более 4... 6 м. Отношение длины сваи к ее толщине в плоскости
отклонения принимают не более 20.
Оптимальные типы и размеры свай выбирают на основе вари-
антного сравнения, по технико-экономическим показателям все-
го фундамента, отнесенным к единице действующей нагрузки (по
объему железобетона, стоимости-трудоемкости и расходу стали),
суммируя данные по сваям и по ростверку.
7.2. Исследования свай и ростверков
Исследованиям разнообразных конструкций свай посвящено
множество научных трудов, тогда как работа железобетонных ро-
стверков изучена недостаточно. Определяющим при назначении
высоты для свайных ростверков является расчет прочности по
наклонным сечениям, поэтому уточнение расчета может принес-
ти определенный экономический эффект. При расчете свайных
ростверков ранее предполагалось их разрушение в результате про-
давливания колонной или сваей с образованием пирамиды про-
давливания, угол наклона сторон которой задан геометрически-
ми размерами ростверка, свай, колонны и их расположением [10].
Считалось, что происходит одновременный отрыв пирамиды про-
давливания от плиты ростверка.
В СП 52-101-2003 изменена схема расчета, но формулы сохра-
нены. Как и при расчете столбчатых фундаментов, не учитывается
фактическое напряженно-деформированное состояние и концен-
трация напряжений, не оценивается значение трещин, не рас-
сматривается влияние горизонтальной жесткости свай (появле-
ние горизонтальной силы при неупругом изгибе ростверка). Эти
факторы могут привести к отличию фактической прочности от
теоретической. Недостаточно изучено рациональное размещение
арматуры в свайных ростверках. Не рассматривался вопрос пред-
напряжения арматуры при ее концентрированном расположении.
Поэтому нами были проведены опыты, в которых было обращено
внимание на изучение следующих вопросов: учет фактического
напряженно-деформированного состояния в зоне образования
наклонных трещин, в том числе концентрации напряжений вблизи
стыка колонны и сваи с плитой ростверка; анализ влияния уси-
лий распора, действующих вследствие неупругих деформаций пли-
ты ростверка и изгиба свай на прочность плиты ростверка по на-
клонным сечениям; возможность концентрированного располо-
жения арматуры ростверка и его влияние на прочность; влияние
249
преднапряжения арматуры на сопротивление плиты ростверка
разрушению по наклонным сечениям.
Как и для столбчатых фундаментов, для свайных ростверков
одновременный отрыв пирамиды продавливания по всей плоско-
сти контакта с плитой ростверка невозможен, так как наклонная
трещина не является трещиной нормального отрыва. Берега этой
трещины при перемещении пирамиды продавливания одновременно
с нормальным отрывом испытывают также продольный сдвиг,
причем деформации отрыва сопоставимы с деформациями сдвига.
Для свайных ростверков характерна неравномерность распре-
деления напряжений, связанная с тем, что плита ростверка опи-
рается на отдельные опоры. Выполненные расчеты зон образова-
ния трещин показали, что общая схема трещинообразования для
ростверка отличается сложностью: наиболее опасными зонами, в
которых происходит первоочередное образование наклонных тре-
щин, являются зоны в направлении от угла колонны к ближай-
шему углу сваи. Они характеризуются максимальной концентраци-
ей напряжений и наибольшей высотой развития наклонных тре-
щин. Именно в этих зонах наклонные трещины (в первую очередь,
в растянутой зоне) объединяются с наклонными трещинами в
сжатой зоне (подкалывают сжатую зону), что ослабляет эту зону и
вызывает ее дальнейшее разрушение. В остальной своей части сжа-
тая зона разрушается позже, после разрушения сжатой зоны вбли-
зи углов колонны. Затем следует отделение тела продавливания.
Изгиб плиты ростверка, особенно в неупругой стадии, вызы-
вает увеличение площади его подошвы и, как следствие, гори-
зонтальные деформации «голов» свай. Поскольку защемленные в
грунте сваи имеют некоторую жесткость в горизонтальном на-
правлении, при их горизонтальных перемещениях возникает сила
Н, действие которой приводит к увеличению высоты сжатой зоны
х, что, в свою очередь, должно повысить прочность плиты рост-
верка по наклонным сечениям.
Таким образом, плита ростверка работает не на изгиб, а на
внецентренное сжатие. Это обстоятельство может учитываться при
расположении «голов» свай в достаточно прочных грунтах, или
при больших поперечных размерах свай, или для ростверков с
большим числом свай, в том числе для плитных. Если число свай
незначительно, размеры их невелики и грунты в верхней зоне не
отличаются прочностью, то усилия распора настолько малы, что
при расчете прочности их можно не учитывать. Усилия распора
сконцентрированы в направлении от свай к колонне, т.е. в наи-
более подверженном разрушению направлении. Увеличение вы-
соты сжатой зоны в этом направлении повышает прочность по
наклонным сечениям. Усилия растяжения в рабочей арматуре не-
много снижаются за счет разгружающего действия распора.
250
Опыты были проведены с железобетонными образцами роствер-
ков размерами 1,5 х 1,5 м, опертыми на четыре железобетонные
стойки, которые, в свою очередь, опирались на дно железобе-
тонного лотка размером 4 х 4 м. Таким образом, моделировалось
разрушение четырехсвайного ростверка со сваями-стойками. В опы-
тах выявлена концентрация изгибающих моментов вблизи колон-
ны, а также концентрация нормальных напряжений в угловых зонах
контакта колонны и плиты ростверка. Неравномерно распределя-
ются напряжения в «голове» свай, имеется концентрация напря-
жений в угловой зоне, ближайшей к углу колонны (рис. 7.3). Та-
ким образом, участки, в которых наблюдаются максимальные
значения нормальных напряжений, и есть наиболее вероятные
места возникновения наклонных трещин.
Ультразвуковыми методами были выявлены места возникно-
вения трещин в зоне будущего разрушения. Наклонные трещины
в сжатой зоне, которые и являются началом хрупкого разруше-
ния, возникают, в первую очередь, вблизи углов колонны, в ме-
стах концентрации напряжений i см. рис. 7.3). В сжатой зоне, ослаб-
ленной наклонными трещинами, происходит значительное пере-
распределение напряжений, так как вся поперечная сила в это
время воспринимается только участками неразрушенной сжатой
зоны между угловыми зонами. Затем эта сжатая зона разрушается
и происходит отделение тела продавливания от плиты ростверка.
Наклон трещин в плите с некоторым приближением соответствует
наклону изостат.
При стыке стаканного типа зоны трещинообразования также
характеризуются наличием мест первоочередного образования на-
клонных трещин по направлению от угла колонны к ближайшему
углу сваи, где проходит наиболее интенсивный поток напряже-
ний, так как здесь плита ростверка наиболее жесткая. При изгибе
плиты ростверка в этом направлении действуют наибольшие сжи-
мающие главные напряжения, которые и вызывают первоочеред-
ное образование трещин нормального отрыва.
Испытания образцов ростверка с распределенной по площади
плиты и сконцентрированной арматурой показали, что концент-
рация арматуры в соответствии с представлением о работе ро-
стверков как систем с полосами сжатого бетона (по направлению
потока напряжений от колонны к сваям) и растянутой арматуры
позволяет несколько упростить армирование без снижения вос-
принимаемой нагрузки. Однотипные образцы ростверков показа-
ли практически одинаковую разрушающую нагрузку при разли-
чающихся схемах армирования.
По результатам опытов работу ростверка можно представить в
виде структуры, сочетающей наклонные сжатые стержни из бето-
на, расположенные по направлениям потоков главных сжимаю-
251
г
Рис. 7.3. Результаты испытаний:
а — опытные образцы и приборы; б — схемы действия внутренних сжимающих уси-
лий; в — результаты замеров; г — расчетная схема с учетом сжатых стержней; 1 —
тензорезисторы; 2 — ультразвуковые датчики; 3 — места первоочередного образова-
ния внутренних наклонных трещин в углах; оА, <зу — соответственно нормальные
напряжения в бетоне по осям х, у; N2 — главные сжимающие усилия в бетоне;
М — изгибающий момент в плите; аь а2 — углы наклона сжатых стержней
252
щих напряжений от колонны к сваям, и растянутые стержни ра-
бочей арматуры, связанные с концами этих стержней. Эта схема
удобна для расчета, так как позволяет сосредоточить внимание на
участках бетона, примыкающих к колонне и сваями подвержен-
ных разрушению в первую очередь.
Опыты по определению влияния распора были проведены на
однотипных образцах ростверков, которые опирались на корот-
кие кубы из бетона, не допускающие горизонтальных перемеще-
ний (полная реализация распора), и на шаровые опоры, допуска-
ющие любые горизонтальные перемещения (работа без распора).
Опыты показали, что образование трещин в испытываемых об-
разцах с различными условиями опирания произошло практичес-
ки при одинаковых нагрузках, но разрушение по наклонным се-
чениям ростверка с реализацией распора произошло при нагруз-
ке, почти на 20 % превышающей разрушающую нагрузку образ-
цов ростверков на шаровых опорах. Работа плит ростверков как
каркасно-стержневых систем и соответствующие методы расчета
описаны в [2].
7.3. Расчет свайных фундаментов
Расчет свайных фундаментов и их оснований должен прово-
диться по предельным состояниям:
• по первой группе — по прочности конструкций свай и ро-
стверков, по несущей способности грунта основания свайных
фундаментов и свай, по устойчивости оснований свайных фунда-
ментов в целом, если на них передаются горизонтальные нагруз-
ки (подпорные стены, фундаменты распорных конструкций и др.)
или если основания ограничены откосами либо сложены круто-
падающими слоями грунта;
• по второй группе — по осадкам фундаментов при действии
вертикальных нагрузок, по вертикальным и горизонтальным пе-
ремещениям и углам поворота головы свай при действии верти-
кальных, горизонтальных нагрузок и моментов, по образованию
и раскрытию трещин в элементах железобетонных конструкций
фундаментов.
Расчет по прочности конструкций свай и ростверков произво-
дят в зависимости от их материалов (железобетон, сталь, дерево)
по СНиП и СП. Свайные фундаменты проектируют в следующей
последовательности:
1) оценка инженерно-геологических и гидрогеологических ха-
рактеристик грунтов площадки строительства;
2) определение нагрузок на фундамент и их невыгодных соче-
таний;
253
3) вариантный выбор типа и предварительное назначение раз-
меров свай с учетом грунтовых условий, конструктивных особен-
ностей здания;
4) выбор типа ростверка и предварительное назначение его
размеров;
5) привязка оси свайного фундамента к геологическому разрезу;
6) определение несущей способности одиночных свай по грунту
и материалу;
7) предварительное определение числа свай п и назначение
схемы фундамента: п = Nd/N (Nd — расчетная вертикальная на-
грузка на фундамент, кН; N — расчетная нагрузка на сваю, кН).
Принимается меньшая величина N из расчета свай по прочности
материала сваи и по грунту;
8) расчет фундамента по несущей способности, включая про-
верку нагрузки на сваи с учетом момента и горизонтальной силы,
а также давления по подошве условного массивного свайного фун-
дамента;
9) определение осадки условного массивного свайного фунда-
мента;
10) окончательное уточнение размеров ростверка в плане из
условия размещения полученного числа свай;
11) уточнение конструкции и окончательных размеров фунда-
мента;
12) расчет свай и ростверков по образованию и раскрытию
трещин;
13) окончательная проверка расчета, конструирование рост-
верка.
7.3.1. Расчет по несущей способности грунта
Расчет выполняется из условия
N< Fdftk, (7.1)
где TV — расчетная нагрузка, передаваемая на сваю (продольное
усилие от расчетных нагрузок, действующих на фундамент при
наиболее невыгодном их сочетании); Fd — расчетная несущая спо-
собность грунта основания одиночной сваи, определяемая в со-
ответствии с указаниями настоящей главы; ук — коэффициент на-
дежности.
Коэффициент надежности принимается равным:
• если несущая способность сваи определена по результатам
полевых испытаний статической нагрузкой, то ук = 1,2;
• если несущая способность сваи определена расчетом, в том
числе по результатам динамических испытаний свай, выполнен-
ных без упругих деформаций грунта, то ук = 1,4;
254
• если несущая способность сваи определена расчетом по ре-
зультатам статического зондирования грунта, по результатам ди-
намических испытаний свай, выполненных с учетом упругих де-
формаций грунта, а также по результатам полевых испытаний эта-
лонной сваей или сваей-зондом, то ук = 1,25;
• для фундаментов мостов при низком ростверке (подошва ко-
торого опирается на любые нескальные грунты, за исключением
сильно сжимаемых), висячих сваях и сваях-стойках, а при высо-
ком ростверке только при сваях-стойках, воспринимающих осе-
вую сжимающую нагрузку, независимо от числа свай в фунда-
менте, ук = 1,4 (1,25)*;
• при высоком ростверке и висячих сваях, воспринимающих
сжимающую нагрузку, при любом виде ростверка и висячих сваях
и сваях-стойках, воспринимающих выдергивающую нагрузку, при
числе свай в фундаменте: 21 и более ~ ук~ 1,4 (1,25); 11...20 —
4k= 1,6 (1,4); 6... 10 - ук = 1,65 (1,5); 1 ...5 -ук = 1,75(1,6);
• для фундаментов в виде одиночных свай под колонны при
нагрузке на забивную сваю квадратного сечения более 600 кН
(60 тс) и набивную сваю более 2 500 кН (250 тс) значения коэф-
фициентов надежности следует повышать, принимая ук = 1,4, если
предельное расчетное сопротивление сваи определено по резуль-
татам испытаний статической нагрузкой, и ук - 1,6, если несущая
способность сваи определена другими способами.
Для фундаментов с вертикальными сваями расчетную нагруз-
ку на сваю можно определять по формуле
(7.2)
где Nd — расчетная сжимающая сила, кН; п — число свай; Мх,
Му — расчетные изгибающие моменты в плоскости подошвы от-
носительно главных осей х, у; у, х — расстояния от главных осей
до оси рассчитываемой сваи, м; yh х, — расстояния от главных
осей до оси каждой сваи.
При расчете свай всех видов на выдергивание, а свай-оболо-
чек и свай-столбов также и на вдавливание расчетную нагрузку
или продольное усилие, передаваемое на сваю N, кН, нужно оп-
ределять с учетом собственной массы сваи. Если расчет свайных
фундаментов производится на сочетание воздействий с учетом
ветровых и крановых нагрузок, то передаваемую на крайние сваи
расчетную нагрузку разрешается повышать на 20 % (кроме фунда-
* В скобках приведены значения ук в случае, когда несущая способность сваи
определена по результатам полевых испытаний статической нагрузкой или расче-
та по результатам статического зондирования грунтов.
255
ментов опор линий электропередачи). Свайные фундаменты в це-
лом и сваи, рассчитываемые по предельным состояниям второй
группы (по деформациям), должны удовлетворять условию
5 < [$]„, (7.3)
где 5 — расчетное значение деформации (осадки, перемещения,
относительной разности осадок и др.) сваи и свайного фунда-
мента; [s]„ — предельное значение деформации свайного фунда-
мента, устанавливаемое в задании на проектирование или по ука-
заниям главы СНиП или СП по проектированию оснований зда-
ний и сооружений.
Нагрузки и воздействия, учитываемые в расчетах свайных фун-
даментов, должны определяться по соответствующим главам СНиП:
«Нагрузки и воздействия»; «Основные положения проектирования
строительных конструкций и оснований», «Строительство в сейс-
мических районах»; «Проектирование зданий и сооружений на под-
рабатываемых территориях»; «Проектирование мостов и труб»;
«Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения».
При этом расчет свайных фундаментов и их оснований по не-
сущей способности должен производиться на основные сочета-
ния расчетных нагрузок с коэффициентами надежности по на-
грузке, принимаемыми в соответствии с требованиями главы
СНиП на нагрузки и воздействия, а расчет основания свайных
фундаментов по деформациям — на основные сочетания расчет-
ных нагрузок с коэффициентами надежности по нагрузке, рав-
ными единице. При проектировании свайных фундаментов в слу-
чае действия особых нагрузок (сейсмических, воздействий от де-
формаций земной поверхности при подработках территории и др.)
кроме указанных выше расчетов свайных фундаментов и их осно-
ваний должен производиться также расчет по несущей способно-
сти на особые сочетания нагрузок, а в необходимых случаях (на-
пример, при подработке территории) — и по деформациям. Рас-
чет элементов железобетонных конструкций свайных фундамен-
тов по образованию и раскрытию трещин нужно производить в
соответствии с требованиями глав СНиП и СП по проектирова-
нию бетонных и железобетонных конструкций.
Исходными данными для расчета свайного фундамента являют-
ся инженерно-геологические условия строительной площадки;
физико-механические характеристики грунтов основания; тип зда-
ния или сооружения; нагрузки, действующие на фундамент; усло-
вия строительной площадки. На их основе определяют вид свай, их
длину, размеры поперечного сечения, стык сваи с ростверком,
глубину заложения ростверка. Стык свайного ростверка со сваями
может быть шарнирным (свободное опирание) или жестким. При
монолитных ростверках шарнирный стык выполняют путем задел-
256
ки «головы» сваи в ростверк на глубину 5... 10 см, причем заделка
выпусков арматуры в ростверк не обязательна. Жесткий стык свай-
ного ростверка со сваями предусматривают, если: стволы свай рас-
полагаются в слабых грунтах (рыхлых песках, глинистых грунтах
текучей консистенции, илах, торфах и др.); в месте стыка сжимаю-
щая нагрузка, передаваемая на сваю, приложена с эксцентрисите-
том, выходящим за пределы ее ядра сечения; на сваю действуют
горизонтальные нагрузки, величины перемещений от которых при
свободном опирании оказываются больше предельно допустимых;
в фундаменте имеются наклонные или составные вертикальные
сваи; сваи работают на выдергивающие нагрузки.
При жестком стыке железобетонных свай с монолитным желе-
зобетонным ростверком «головы» сваи заделывают в ростверк на
глубину, равную длине анкеровки арматуры, либо заделывают в
ростверк выпуски арматуры на длину их анкеровки в соответствии
с требованиями глав СНиП и СП по проектированию бетонных и
железобетонных конструкций. В последнем случае в «голове» пред-
варительно напряженных свай должен быть предусмотрен ненап-
рягаемый арматурный каркас, используемый в дальнейшем в ка-
честве анкерной арматуры. Допускается также жесткое сопряже-
ние с помощью сварки закладных стальных элементов при усло-
вии обеспечения требуемой прочности. Анкеровка в ростверк свай,
работающих на выдергивающие нагрузки, должна предусматри-
ваться с заделкой арматуры свай в ростверк на величину, опреде-
ляемую расчетом на выдергивание. Жесткое соединение свай со
сборным ростверком должно обеспечиваться стаканными оголов-
ками. В сборном ростверке можно заделать сваи в специальные
отверстия в ростверке.
Расстояние между осями забивных висячих свай без уширений
в плоскости их нижних концов должно быть не менее 3d (где d —
диаметр круглого или сторона квадратного или большая сторона
прямоугольного поперечного сечения ствола сваи), а свай-сто-
ек — не менее l,5d.
Расстояние в свету между стволами буронабивных свай, сква-
жинами свай-столбов и сваями-оболочками должно быть не менее
1,0 м; между уширенными пятами свай, свай-столбов и свай-оболо-
чек при устройстве их в твердых и полутвердых глинистых грунтах —
0,5 м, а в остальных разновидностях нескальных грунтов — 1,0 м.
Расстояние между наклонными или между наклонными и вер-
тикальными сваями в уровне подошвы ростверка принимают ис-
ходя из конструктивных особенностей фундаментов, обеспече-
ния их надежного заглубления в грунт, армирования и бетониро-
вания ростверка.
Максимальное расстояние между сваями не лимитируется и
определяется внешними нагрузками и несущей способностью свай
9 Тетиор
257
с учетом того, что с увеличением расстояния между сваями рас-
тет объем ростверка. Глубина заложения ростверков определяется
аналогично глубине заложения фундаментов на естественном ос-
новании (см. гл. 2).
При расчете используют расчетные величины прочностных и
деформационных характеристик грунтов: угол внутреннего тре-
ния <р, удельное сцепление с, модуль деформации нескальных грун-
тов Е, удельный вес грунта у, расчетное сопротивление грунта R
под нижним концом сваи и / на боковой поверхности свай. Рас-
четные значения характеристик грунтов нужно определять в соот-
ветствии с требованиями [33] или [26] по проектированию осно-
ваний зданий и сооружений, ограничивая при этом коэффици-
енты надежности по грунту у^, для определения угла внутреннего
трения ср и удельного сцепления с значениями соответственно 1,1
и 1,5.
В расчетах по деформациям допускается принимать для опреде-
ления всех расчетных характеристик грунтов у? = 1. Значения рас-
четных сопротивлений грунтов Лиf используемые в формулах
для определения несущей способности свай, должны принимать-
ся в соответствии с указаниями [33, 34]. Расчетные характеристи-
ки материалов свай и ростверков должны приниматься по СП
или СНиП по проектированию бетонных и железобетонных, сталь-
ных и деревянных конструкций.
Несущую способность свай всех видов определяют как наи-
меньшее из двух значений несущей способности, полученных из
условия сопротивления грунта основания и из условия сопротив-
ления материала свай. При расчете свай по прочности материала
сваю рассматривают как стержень, жестко защемленный в грунте
в сечении, расположенном от подошвы ростверка на расстоянии Zt:
А - 4) + 2/<хе, (7.4)
где /0 — длина участка сваи от подошвы высокого ростверка до уров-
ня планировки грунта, м; а£ — коэффициент деформации, кг1.
Если для буровых свай и свай-оболочек, заделанных сквозь
толщу нескального грунта в скальный грунт, величина 2/ае > /,
где I — глубина погружения сваи, отсчитываемая от нижнего конца
до планировочной поверхности грунта (при высоком ростверке),
или до подошвы ростверка (при низком ростверке), то принима-
ют /1 = 4) + При расчете по прочности материала буроинъекцион-
ных свай, прорезающих слабые грунты с модулем деформации
Е < 5 000 кПа, расчетную длину свай на продольный изгиб ld в
зависимости от диаметра сваи d принимают равной: при Е =
= 500... 2 000 кПа ld = 25 при Е = 2 000... 5 000 кПа ld = 15 J. Если ld
превышает толщину слоя слабого грунта /', то расчетная длина
принимается равной 2Z'.
258
7.3.2. Расчет свай-стоек
Несущая способность свай зависит от схемы работы и вида
свай (рис. 7.4). Несущую способность Fd, кН, забивных свай-стоек
(рис. 7.4, а) квадратного, прямоугольного или полого круглого
1JV
R
б
Рис. 7.4. Расчетные схемы определения несущей способности по грунту:
а — сваи-стойки; б — висячие; в — забивные с уширением ствола; г — с наклонны-
ми гранями; д — набивные с одним или несколькими уширениями; е — винтовые
259
сечения диаметром до 0,8 м и свай-оболочек, набивных свай и
свай-столбов, опирающихся на скальный и малосжимаемый грунт,
определяют по формуле
Fd = ycRA, (7.5)
где ус — коэффициент условий работы сваи в грунте (ус = 1); R —
расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи-стой-
ки; А — площадь опирания, м2, на грунт сваи, сваи-оболочки и
сваи-столба, принимаемая для свай сплошного сечения равной
площади поперечного сечения, а для полых круглых свай и свай-
оболочек — равной площади поперечного сечения нетто при от-
сутствии заполнения их полости бетоном и площади поперечного
сечения брутто — при заполнении этой полости бетоном на вы-
соту не менее трех диаметров.
Для всех видов забивных свай, опирающихся нижним концом
на скальные и крупнообломочные (валунные, галечниковые, ще-
бенистые, гравийные и дресвяные) грунты с песчаным заполни-
телем, R = 20 МПа; для набивных свай, свай-оболочек, заполня-
емых бетоном, свай-столбов, заделанных в невыветренный скаль-
ный грунт (без слабых прослоек) не менее чем на 0,5 м, расчет-
ное сопротивление грунта определяют по формуле
1,5), (7.6)
где Rcn — нормативное (среднее арифметическое значение) вре-
менное сопротивление скального грунта одноосному сжатию в
водонасыщенном состоянии, кПа; yg — коэффициент надежнос-
ти по грунту (yg = 1,4); ld — расчетная глубина заделки набивной
сваи, сваи-оболочки и сваи-столба в скальный грунт, м; df —
наружный диаметр заделанной в скальный грунт части набивной
сваи, сваи-оболочки и сваи-столба, м.
Для свай-оболочек, равномерно опираемых на поверхность не-
выветрелого скального грунта, прикрытого слоем нескальных не-
размываемых грунтов, толщиной не менее трех диаметров сваи-
оболочки расчетное сопротивление грунта определяют по формуле
R = Rc,n/^
7.3.3. Расчет висячих забивных
и вдавливаемых свай
Несущую способность Fd, кН, висячих забивных и вдавливае-
мых свай всех видов (рис. 7.4, б) и свай-оболочек, погружаемых
без выемки грунта и работающих на сжимающую нагрузку, опре-
260
Таблица 7.1. Коэффициенты условий работы грунта для забивных свай
Способы погружения забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек без выемки грунта и виды грунтов Коэффициенты условий работы грунта
под нижним концом сваи усЛ на боковой поверхности сваи ycf
Погружение сплошных и полых свай подвесными механическими, паровоз- душными и дизельными молотами 1,0 1,0
Погружение в пробуренные лидерные скважины с заглублением концов свай ниже забоя скважины не менее 1 м при ее диаметре: равном стороне квадратной сваи на 0,05 м меньше стороны квадратной сваи на 0,15 м меньше стороны квадрат- ной или диаметра круглой сваи 1,0 0,5
1,0 0,6
1,0 1,0
Погружение с подмывом в песчаные грунты при условии добивки на последнем этапе погружения без применения подмыва на 1 м и более 1,0 0,9
Вибропогружение свай-оболочек, вибропогружение и вибровдавливание свай в грунты: а) пески: крупные и средней крупности мелкие пылеватые б) глинистые грунты с показателем текучести IL = 0,5: супеси суглинки глины в) глинистые грунты с показателем текучести L < 0 1,2 1,0
1,1 1,0
1,0 1,0
0,9 0,9
0,8 0,9
0,7 0,9
1,0 1,0
Погружение молотами полых свай с открытым нижним концом при диаметре полости: менее 0,4 м от 0,4 до 0,8 м 1,0 1,0
0,7 1,0
261
Окончание табл. 7.1
Способы погружения забивных и вдавливаемых свай и свай-оболочек без выемки грунта и виды грунтов Коэффициенты условий работы грунта
под нижним концом сваи усЯ на боковой поверхности сваи ус/
Погружение любым способом круглых полых свай с закрытым нижним кон- цом на глубину от 10 ми более с по- следующим устройством камуфлетного уширения в песчаных грунтах средней плотности и в глинистых грунтах с IL < 0,5 при диаметре уширения: 1,0 м (независимо от указанных видов грунта) 1,5 м в песках и супесях 1,5 м в суглинках и глинах 0,9 1,0
0,8 1,0
0,7 1,0
Погружение вдавливанием свай: в пески средней плотности крупные, средней крупности и мелкие в пылеватые пески в глинистые грунты с показателем текучести IL < 0,5 в глинистые грунты с показателем текучести IL > 0,5 1,1 1,0
1,1 0,8
1,1 1,0
1,0 1,0
Таблица 7.2. Расчетные сопротивления под нижним концом свай
Глубина погружения нижнего конца сваи, м Расчетные сопротивления под нижним концом забивных свай и свай-оболочек /?, кПа, погружаемых без выемки грунта
песков средней плотности
граве- листых круп- ных средней крупно- сти мелких пылеватых
глинистых грунтов при показателе текучести IL, равном
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
3 7500 6600 4000 3 000 3100 2000 2000 1200 1 100 600
262
Окончание табл. 7.2
Глубина погружения нижнего конца сваи, м Расчетные сопротивления под нижним концом забивных свай и свай-оболочек R, кПа, погружаемых без выемки грунта
песков средней плотности
граве- листых круп- ных средней крупно- сти мелких пылеватых
глинистых грунтов при показателе текучести IL, равном
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
4 8300 6800 3 800 3200 2100 1250 700
5100 2500 1600
5 8800 7000 4000 3400 2200 1300 800
6200 2800 2000
7 9 700 7300 6900 4 300 3700 3300 2400 1400 850
2200
10 10500 7700 7300 5 000 4000 3500 2600 1500 900
2400
15 11700 8200 7500 5 600 4400 4000 2 900 1650 1000
20 12 600 8500 6200 4800 4500 3 200 1800 1100
25 13 400 9000 6800 5 200 3 500 1950 1200
30 14 200 9 500 7400 5 600 3 800 2100 1300
35 15 000 10000 8000 6000 4100 2 550 1400
Примечания: 1. Значения, указанные в числителе, относятся к пескам, в
знаменателе — к глинам.
2. Глубину погружения нижнего конца сваи при планировке территории срезкой,
подсыпкой, намывом до 3 м следует принимать от уровня природного рельефа, а
при срезке, подсыпке, намыве от 3 до 10 м — от условной отметки, расположенной
соответственно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м ниже уровня подсыпки.
3. Для промежуточных глубин погружения свай и свай-оболочек и промежу-
точных значений текучести IL глинистых грунтов значения R определяются ин-
терполяцией.
4. Для плотных песчаных грунтов, степень плотности которых определена по
материалам статического зондирования, значения для свай, погруженных без
использования подмыва или лидерных скважин, увеличивают на 100 %. При опре-
делении степени плотности грунта по материалам других видов инженерных изыс-
каний и отсутствии данных статического зондирования для плотных песков следу-
ет увеличить на 60 %, но не более чем до 20 МПа.
263
5. Значения расчетных сопротивлений R допускается использовать при усло-
вии, что заглубление сваи в неразмываемый и несрезаемый грунт составляет не
менее 3 м.
6. Значения расчетного сопротивления R под нижним концом забивных свай се-
чением 0,15x0,15 ми менее, используемых в качестве фундаментов под внутренние
перегородки одноэтажных производственных зданий, допускается повышать на 20 %.
7. Для забивных свай, опирающихся нижним концом на рыхлые песчаные
грунты или на глинистые грунты с показателем текучести IL.> 0,6, несущую спо-
собность следует определять по результатам статических испытаний свай.
Таблица 7.3. Расчетные сопротивления
Средняя глубина расположения слоя грунта, м Расчетные сопротивления на /, кПа
песков
крупных и средней крупности мелких пылеватых
глинистых грунтов
0,2 0,3 0,4
1 35 23 15
2 42 30 21
3 48 35 25
4 53 38 27
5 56 40 29
6 58 42 31
8 62 44 33
10 65 46 34
15 72 51 38
20 79 56 41
25 86 61 44
30 93 66 47
35 100 70 50
Примечания: 1. Среднюю глубину расположения слоя грунта при планировке
природного рельефа, а при срезке, подсыпке, намыве от 3 до 10 м — отусловной
ниже уровня подсыпки.
2. Для промежуточных глубин погружения свай и свай-оболочек и промежуточных
3. При определении расчетных сопротивлений грунтов по боковой поверхности свай
4. Значения расчетного сопротивления плотных песчаных грунтов на боковой
5. Расчетные сопротивления супесей и суглинков с коэффициентом пористости
при любых значениях показателя текучести IL.
264
деляют как сумму расчетных сопротивлений грунтов оснований
под нижним концом и на боковой поверхности:
п
(7.8)
где ус — коэффициент условий работы сваи в грунте (ус = 1); ycR,
yCf~ коэффициенты условий работы грунта соответственно под ниж-
грунта f по боковой поверхности свай
боковой поверхности забивных и вдавливаемых свай, свай-оболочек
средней плотности
— - — — —
при показателе текучести IL, равном
0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
12 8 4 4 3 2
17 12 7 5 4 4
20 14 8 7 6 5
22 16 9 8 7 5
24 17 10 8 7 6
25 18 10 8 7 6
26 19 10 8 7 6
27 19 10 8 7 6
28 Г 20 11 8 7 6
30 20 12 8 7 6
32 20 12 8 7 6
34 21 12 9 8 7
36 22 13 9 8 7
территории срезкой, подсыпкой, намывом до 3 м следует принимать от уровня
отметки, расположенной соответственно на 3 м выше уровня срезки или на 3 м
значений текучести IL глинистых грунтов значения f определяются интерполяцией.
f пласты грунтов следует расчленять на однородные слои толщиной не более 2 м.
поверхности свай/ следует увеличивать на 30 %.
е < 0,5 и глин с коэффициентом пористости е < 0,6 следует увеличивать на 15 %
265
ним концом и на боковой поверхности сваи, учитывающие влия-
ние способа погружения сваи на расчетные сопротивления грунта,
определяемые по табл. 7.1 и принимаемые независимо друг от дру-
га; R — расчетное сопротивление грунта под нижним концом сваи,
кПа, определяемое по табл. 7.2; А — площадь опирания, м2, на
грунт сваи, принимаемая по площади поперечного сечения сваи
брутто, или по площади поперечного сечения камуфлетного уши-
рения по его наибольшему диаметру, или по площади сваи-обо-
лочки нетто, м2; и — наружный периметр поперечного сечения
сваи, м; У/ — расчетное сопротивление /-го слоя грунта по боковой
поверхности сваи, кПа, определяемое по табл. 7.3; — толщина
/-го слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью, м.
В формуле (7.8) суммирование расчетных сопротивлений грунта
должно проводиться по всем слоям грунта, пройденным сваей,
за исключением случаев планировки территории срезкой или воз-
можности размыва грунта. В этих случаях должно производиться
суммирование расчетных сопротивлений всех слоев грунта, рас-
положенных ниже планировочного уровня (срезки) и отметки
местного размыва при расчетном паводке.
Несущую способность забивных свай с объемным или плос-
ким уширением нижнего конца определяют по формуле (7.8); при
этом за периметр и на участке ствола принимают периметр попе-
речного сечения уширения (рис. 7.4, в). Расчетное сопротивление
ft грунта на боковой поверхности таких свай на участке ушире-
ния, а в песчаных грунтах и на участке ствола следует принимать
такое же, как для свай без уширения; в глинистых грунтах сопро-
тивление fi на участке ствола, расположенного со стороны плос-
кого уширения, следует принимать равным нулю.
7.3.4. Расчет пирамидальных, трапецеидальных
и ромбовидных свай
Определение несущей способности пирамидальной, трапеце-
идальной и ромбовидной сваи (рис. 7.4, г), прорезающей песча-
ные и глинистые грунты, производят с учетом дополнительного
сопротивления грунта на боковой поверхности таких свай, опре-
деляемого в зависимости от модуля деформации грунта, получае-
мого по результатам компрессионных испытаний грунтов, проре-
заемых сваей. Несущую способность трапецеидальной и ромбо-
видной сваи Fd, кН, с уклоном боковой поверхности ip < 0,025,
определяют по формуле
(7.9)
266
где Uj — наружный периметр z-ro сечения сваи, м; ы0/ ~ сумма
размеров сторон z-ro поперечного сечения сваи; z* — уклон боко-
вой поверхности сваи в долях единицы, определяемый как отно-
шение полуразности сторон поперечного сечения в верхнем и
нижнем конце к длине участка с наклоном граней (при ip > 0,025
следует принимать ip = 0,025); Et — модуль деформации z-ro слоя
грунта, окружающего боковую поверхность сваи, определяемый
по результатам компрессионных испытаний, кПа; к, — коэффи-
циент, значения которого приведены далее; — реологический
коэффициент (£г = 0,8).
Значения коэффициента к.
Вид грунта Коэффициент к.
Пески и супеси......................................0,5
Суглинки............................................0,6
Глины при числе пластичности 1р - 18................0,7
Глины при числе пластичности 1Р = 25
(при 18 < 1Р< 25 к, находят интерполяцией) ......0,9
При ромбовидных сваях суммирование сопротивлений грунта
на боковой поверхности участков с обратным наклоном по фор-
муле (7.8) не производится. Несущую способность пирамидаль-
ных свай с уклоном боковой поверхности z > 0,025 допускается
определять по формуле
(7.Ю)
где А, — площадь боковой поверхности свай в пределах z-ro
слоя грунта, м2; а — угол конусности свай, °; — угол внутрен-
него трения z-ro слоя грунта, °; с, z- — сцепление z-ro слоя грунта,
кПа (кгс/см2); d — диаметр или сторона сечения нижнего конца
сваи, м; щ, п2 — коэффициенты, значения которых приведены
в табл. 7.4.
Таблица 7.4. Значения коэффициентов пъ п2,
Коэф- фици- ент Угол внутреннего трения грунта (pl z, °
4 8 12 16 20 24 28 32 36 40
П\ 0,53 0,48 0,41 0,35 0,30 0,24 0,20 0,15 0,10 0,06
п2 0,94 0,88 0,83 0,78 0,73 0,69 0,65 0,62 0,58 0,54
К 0,06 0,12 0,17 0,22 0,26 0,29 0,32 0,35 0,37 0,39
267
Сопротивление грунта под острием пирамидальном сваи д и
на ее боковой поверхности p't определяется по формуле
HUt
где Е, — модуль деформации грунта Z-ro слоя, определяемый по
результатам прессиометрических испытаний, кПа; vz — коэффи-
циент Пуассона Z-ro слоя грунта, принимаемый в соответствии с
требованиями главы СНиП «Основания зданий и сооружений»;
— коэффициент, значения которого приведены в табл. 7.4.
Природное боковое давление грунта /?0 h кПа, и начальное дав-
ление грунта pPth кПа, определяют по формулам:
Po,i =
YijA;
= PoX 1 + simpu) + c^costpi.,-,
(7.12)
где y1>z — удельный вес грунта Z-ro слоя, кН/м3; Л, — глубина
расположения Z-ro слоя грунта, м.
7.3.5. Расчет висячих набивных и буровых свай
и свай-оболочек, заполняемых бетоном
Несущую способность Fd, кН, набивных и буровых свай с уши-
ренной пятой диаметром до 1,8 м и без уширения, свай-оболо-
чек, воспринимающих осевую сжимающую нагрузку, определяют
по формуле
п
d = Ус 'ЛлЛ/1 + ус//Л
(7.13)
где ус — коэффициент условий работы сваи, принимаемый рав-
ным 0,8 в случае опирания ее на глинистые грунты со степенью
влажности Sr < 0,9 и на лёссовые или лёссовидные, а в осталь-
ных случаях ус - 1; усR — коэффициент условий работы грунта
под нижним концом сваи, принимаемый равным 1 во всех слу-
чаях, за исключением свай с камуфлетным уширением, для ко-
торых ycR = 1,3, и свай с уширенной пятой, бетонируемой под-
водным способом, для которых ycR = 0,9; R — расчетное сопро-
тивление грунта под нижним концом набивной сваи, сваи-обо-
лочки, погружаемой с выемкой грунта из полости с последую-
щим заполнением ее бетоном; А — площадь опирания, м2, на-
268
Таблица 7.5. Коэффициенты условий работы грунта для набивных,
буровых свай и свай-оболочек, устраиваемых с выемкой грунта
Вид свай и способы их устройства Коэффициент условий работы ув грунтах
песках супесях суглинках глинах
Набивные, устраиваемые путем забивки инвентарной трубы с на- конечником 0,8 0,8 0,8 0,7
Набивные виброштампованные 0,9 0,9 0,9 0,9
Буровые, в том числе с уширени- ем, бетонируемые: при отсутствии воды в скважине и при использовании обсадных труб под водой или под глинистым раствором жесткими бетонными смесями, укладываемыми с помощью глубинной вибрации 0,7 0,7 0,7 0,6
0,6 0,6 0,6 0,6
0,8 0,8 0,8 0,7
Буронабивные, полые круглые, устраиваемые при отсутствии воды в скважине 0,8 0,8 0,8 0,7
Сваи-оболочки, погружаемые вибрированием с выемкой грунта 1,0 0,9 0,7 0,6
Сваи-столбы 0,7 0,7 0,7 0,6
Буроинъекционные в обсадных трубах или под бентонитовым раствором с опрессовкой давлени- ем 200...400 кПа (2...4атм) 0,9 0,8 0,8 0,8
Буроинъекционные сваи, образу- емые с уплотнением грунта в сква- жине по разрядно-импульсной технологии 1,3 1,3 1,1 1,1
бивной сваи, сваи-оболочки, принимаемая равной: для набив-
ных свай без уширения — площади поперечного сечения сваи;
для набивных свай с уширением — площади поперечного сече-
269
Таблица 7.6. Значения коэффициентов для определения расчетных сопротивлений песчаных грунтов
в основании набивных, буровых свай и свай-оболочек
Коэффициенты Значения коэффициентов при расчетных значениях угла внутреннего трения грунта <рь °
23 25 27 29 31 33 35 37 39
«1 9,5 12,6 17,3 24,4 34,6 48,6 71,3 108,0 163,0
«2 18,6 24,8 32,8 45,5 64,0 87,6 127,0 185,0 260,0
а3 при h/d, равном: 4,0 5,0 7,5 10,0 12,5 17,5 20,0 22,5 25,0 и более 0,78 0,79 0,80 0,82 0,84 0,85 0,85 0,85 0,87
0,75 0,76 0,77 0,79 0,81 0,82 0,83 0,84 0,85
0,68 0,70 0,71 0,74 0,76 0,78 0,80 0,82 0,84
0,62 0,65 0,67 0,70 0,73 0,75 0,77 0,79 0,81
0,58 0,61 0,63 0,67 0,70 0,73 0,75 0,78 0,80
0,51 0,55 0,58 0,62 0,66 0,69 0,72 0,75 0,78
0,49 0,53 0,57 0,61 0,65 0,68 0,72 0,75 0,78
0,46 0,51 0,55 0,60 0,64 0,67 0,71 0,74 0,77
0,44 0,49 0,54 0,59 0,63 0,67 0,70 0,74 0,77
а4 при d, м, равном: до 0,8 4,0 0,34 0,31 0,29 0,27 0,26 0,25 0,24 0,23 0,22
0,25 0,24 0,23 0,22 0,21 0,20 0,19 0,18 0,17
Примечание. Для промежуточных значений <pb h/d, d величины коэффициентов определяются интерполяцией.
Таблица 7.7. Расчетные сопротивления под нижним концом
набивных свай
Глубина заложения нижнего конца сваи h, м Расчетное сопротивление R, кПа, под нижним концом набивных свай с уширением и без уширения, свай-столбов и свай-оболочек при пылеватых глинистых грунтах с показателем текучести IL
0,0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
3 850 750 650 500 400 300 250
5 1000 850 750 650 500 400 350
7 1 150 1000 850 750 600 500 450
10 1350 1200 1050 950 800 700 600
11 1550 1400 1250 1 100 950 800 700
15 1800 1650 1500 1300 1 100 1000 800
18 2100 1900 1700 1500 1300 1150 950
20 2 300 2100 1900 1650 1450 1250 1050
30 3 300 3 000 2 600 2 300 2 000
40 4 500 4000 3 500 3 000 2 500 —
ния уширения в месте наибольшего его диаметра; для свай-обо-
лочек, заполненных бетоном, — площади поперечного сечения
оболочки брутто; для свай-оболочек с грунтовым ядром без за-
полнения полости бетоном — площади поперечного сечения
нетто; и — периметр ствола сваи, м, принимаемый по диаметру
скважины, обсадной трубы, сваи-оболочки; yCf — коэффициент
условий работы грунта на боковой поверхности набивной сваи,
сваи-оболочки, зависящий от способа образования скважин и
стволов, принимаемый по табл. 7.5; — расчетное сопротивле-
ние z-ro слоя грунта, кПа, на боковой поверхности ствола на-
бивной сваи, сваи-оболочки, принимаемое по табл. 7.3; Л, —
толщина z-ro слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверх-
ностью.
Допускается принимать расчетное сопротивление грунта R.
а) для крупнообломочных грунтов с песчаным заполнителем и
песчаных грунтов в случае устройства набивной сваи с уширен-
ной пятой и без уширения сваи-оболочки, погружаемой с пол-
ным удалением грунтового ядра и сваи-столба, по формуле
R = 0,75а1(у[а!^ + а2азУ1^),
271
а в случае сваи-оболочки, погружаемой с сохранением ненару-
шенного ядра из указанных грунтов на высоту 0,5 м и более, по
формуле
R = а4(у'1а1 d + а2а3У1Л),
где аь ..., а4 — безразмерные коэффициенты, принимаемые по
табл. 7.6 в зависимости от расчетного значения угла внутреннего
трения ср, грунта; — расчетное значение удельного веса грунта в
основании набивной сваи, сваи-оболочки (при водонасыщенных
грунтах с учетом взвешивающего действия воды), кН/м3; у! —
осредненное (по слоям) расчетное значение удельного веса грун-
тов, расположенных выше нижнего конца набивной сваи, сваи-
оболочки (при водонасыщенных грунтах с учетом взвешивающего
действия воды), кН/м3; d — диаметр набивной сваи, уширения
(для сваи с уширенной пятой), сваи-оболочки, м; h — глубина
заложения нижнего конца набивной сваи или ее уширенной пяты,
сваи-оболочки от уровня природного рельефа или планировоч-
ной отметки (при планировке срезкой), м;
б) для глинистых грунтов в случае устройства набивной сваи с
уширением и без уширения, сваи-оболочки, погружаемой с вы-
емкой грунтового ядра (частичной или полной) и заполнением
полости бетоном — по табл. 7.7.
7.3.6. Расчет винтовых свай
Несущую способность Fd, кН, винтовой сваи (рис. 7.4, ё) с
диаметром лопасти d < 1,2 м и длиной / < 10 м, работающей на
сжимающую нагрузку, определяют по формуле
Fd = YctcCjCi + +fiU(h - d)}, (7.14)
где ус — коэффициент условий работы, зависящий от вида на-
грузки, действующей на сваю, и грунтовых условий, определяе-
мый по табл. 7.8; аь сс2 — безразмерные коэффициенты, прини-
маемые по табл. 7.9 в зависимости от расчетного значения угла
внутреннего трения грунта в рабочей зоне <р, (под рабочей зоной
понимается прилегающий к лопасти слой грунта толщиной, рав-
ной d); Ci — расчетное удельное сцепление глинистого или пара-
метр линейности песчаного грунта в рабочей зоне, кПа; Yi — рас-
четный удельный вес грунтов, залегающих выше отметки лопа-
сти, кН/м3; — глубина залегания лопасти сваи от природного
рельефа, а при планировке территории срезкой — от планиро-
вочной отметки, м; А — проекция площади лопасти, м2, считая
по наружному диаметру при работе винтовой сваи на сжимаю-
272
Таблица 7.8. Коэффициенты условий работы винтовых свай
Наименование грунта Коэффициенты ус при нагрузках
сжимающих выдергивающих переменных
Глины и суглинки: твердые, полутвердые и тугопластичные мягкопластичные текучепластичные 0,8 0,7 0,7
0,8 0,7 0,6
0,7 0,4
Пески и супеси: пески маловлажные, супеси твердые пески влажные, супеси пластичные пески водонасыщенные, супеси текучие 0,8 0,7 0,5
0,7 0,6 0,4
0,6 0,5 о,з
Таблица 7.9. Значения коэффициентов аь а2 для винтовых свай
Расчетный угол внутреннего трения грунта в рабочей зоне (р15 ° а. а2 Расчетный угол внутреннего трения грунта в рабочей зоне фь ° «1 а2
13 7,8 2,8 24 18,0 9,2
15 8,4 3,3 26 23,1 12,3
16 9,4 3,8 28 29,5 16,5
18 10,1 4,5 30 38,0 22,5
20 12,1 5,5 32 48,4 31,0
22 15,0 7,0 34 64,9 44,4
щую нагрузку, и проекция рабочей площади лопасти, м2 (за вы-
четом площади сечения ствола) при работе винтовой сваи на вы-
дергивающую нагрузку; / — расчетное сопротивление грунта на
боковой поверхности винтовой сваи, принимаемое по табл. 7.3,
кПа; и — периметр ствола сваи, м; d — диаметр лопасти сваи, м.
Несущую способность винтовой сваи с диаметром лопасти d >
> 1,2 м и длиной / < 10 м определяют по данным испытаний ста-
тической нагрузкой.
273
7.3.7. Расчет несущей способности по результатам
полевых испытаний
Для определения несущей способности свай по результатам
полевых испытаний для каждого здания или сооружения должно
быть проведено (не менее): статических испытаний свай и свай-
штампов — 2; динамических испытаний свай — 6; испытаний грун-
тов эталонной сваей — 6; испытаний свай-зондов — 6; испыта-
ний статическим зондированием — 6.
Несущая способность г’а, кН, свай по результатам их испыта-
ний вдавливающей, выдергивающей и горизонтальной статиче-
ской нагрузкой и по результатам их динамических испытаний оп-
ределяется по формуле
(7.15)
где ус — коэффициент условий работы, принимаемый в случае
вдавливающих или горизонтальных нагрузок равном 1; в случае
выдергивающих нагрузок при глубине погружения сваи или сваи-
оболочки в грунт на 4 м и более равным 0,8 и при глубине по-
гружения менее 4 м равным 0,6 для всех видов зданий и соору-
жений; Fun — нормативное значение предельного сопротивле-
ния сваи или сваи-оболочки, кН, определяемое в соответствии
с указаниями пп. 7.3.4...7.3.7 [34]; yg — коэффициент надежнос-
ти по грунту.
Если число свай или свай-оболочек, испытанных в одинако-
вых грунтовых условиях, меньше шести штук, то нормативное
значение предельного сопротивления сваи и сваи-оболочки в
формуле (7.15) следует принимать равным наименьшему пре-
дельному сопротивлению, полученному из результатов испытаний,
т.е. Fu,n = Fu m^, а коэффициент надежности по грунту yg = 1. Если
число свай или свай-оболочек, испытанных в одинаковых усло-
виях, составляет шесть штук и более, то значения Fu,n и yg сле-
дует определять на основании результатов статистической обра-
ботки частных значений предельных сопротивлений свай Fu, по-
лученных по данным испытаний. При испытании свай статичес-
кой выдергивающей или горизонтальной нагрузкой за частное
значение предельного сопротивления Fu по графикам зависимо-
сти от нагрузок принимается такая нагрузка, без увеличения
которой перемещения сваи непрерывно возрастают. Несущую спо-
собность Fd, кН, забивной висячей сваи, работающей на сжи-
мающую нагрузку, по результатам испытаний грунтов эталон-
ной сваей, испытаний сваи-зонда или статического зондирова-
ния определяют по формуле
274
п
(7.16)
где ус — коэффициент условий работы (ус =1); п ~ число испыта-
ний грунтов эталонной сваей, испытаний сваи-зонда или точек
зондирования; Fu — частное значение предельного сопротивле-
ния сваи в месте испытания грунтов эталонной сваей, испытания
сваи-зонда или в точке зондирования, определяемое в соответ-
ствии с требованиями пп. 5.9...5.11 СНиП 2.02.03-85, кН; yg —
коэффициент надежности по грунту, устанавливаемый в зависи-
мости от изменчивости полученных частных значений предельно-
го сопротивления сваи Fu в местах испытаний грунтов эталонной
сваей, испытаний сваи-зонда или в точках зондирования и числа
этих испытаний или точек при значении доверительной вероят-
ности а = 0,95.
7.3.8. Расчет козловых свай
Расчетная схема козловой сваи представлена на рис. 7.5.
Несущую способность козловой сваи определяют по формуле
п
fd = Ус IcrRa + "S+ "Еfi°!i
(7.17)
где а — поперечный размер сечения нижней наклонной грани
сваи, м; — удельный отпор грунта по боковой поверхности
сваи, МПа, принимаемый по табл. 7.10.
Рис. 7.5. Расчетная схема
козловой сваи
Таблица 7.10. Удельный отпор грунта [ 12]
Средняя глубина расположения слоя грунта, м Величина отпора грунта /Р, МПа, при показателе консистенции IL
0 0,4 0,7 0,8
0,105 0,085 0,035 0,024
2 0,090 0,075 0,033 0,022
3 0,075 0,060 0,025 0,020
4 0,065 0,050 0,020 0,018
5 0,050 0,040 0,018 0,016
6 0,030 0,025 0,015 0,014
7.3.9. Расположение свай в ростверке
Число свай определяется из условия, что ростверк должен рав-
номерно распределять нагрузки на свайный фундамент:
n = yk(N + NR)/Fd, (7.18)
где ук — коэффициент надежности (см. формулу (7.1)); N — рас-
четная нагрузка, действующая по обрезу фундамента; NR — ори-
ентировочный вес ростверка и грунта.
Зная число свай, их размещают в плане и конструируют рост-
верк. При этом в зависимости от вида ростверка принимают ряд-
ное или шахматное расположение свай. Железобетонный ростверк
рассчитывают на продавливание колонной или сваей и на изгиб.
Эти расчеты производят в соответствии с нормами проектирова-
ния железобетонных конструкций. После размещения свай и кон-
струирования ростверка находят фактический вес ростверка и
грунта Nr, определяют фактическую нагрузку на каждую сваю N'
и проверяют условие
N' = (N + NR)/n = Nd/n£Fd.
(7.19)
Если условие не выполняется, то изменяют число свай и про-
изводят повторную проверку. При действии по обрезу фундамен-
та моментов, при внецентренном загружении свайного фунда-
мента, расчетную нагрузку определяют по формуле (7.3).
Если условие JVmax < 1,2Fd не выполняется, то производят кор-
min „ г,
ректировку конструкции свайного ростверка. В результате проек-
276
тирования фактические нагрузки на сваи должны максимально
приближаться к их несущей способности по грунту; в углах любо-
го здания и в узлах пересечения несущих стен зданий наличие
свай обязательно; оси свайных рядов должны совпадать с осями
нагрузок от здания; сваи по осям поперечных стен располагают с
таким расчетом, чтобы они не совпадали с проемами в панелях
первого этажа; каждую панель крупнопанельных зданий рекомен-
дуется опирать не менее чем на две сваи; фундаменты под колон-
ны допускается проектировать с двумя, тремя и более сваями.
При вертикальной нагрузке до 600 кН и отсутствии момента можно
устанавливать колонну на одну квадратную сваю с насадкой, а
при нагрузке до 1 000 кН — на одну трубчатую сваю; при больших
сосредоточенных нагрузках и малых габаритных размерах сооруже-
ний свайное поле проектируется по всей площади сооружения.
Смещение центра тяжести свайного куста относительно оси опо-
ры, обеспечивающее равенство усилий в сваях, определяют по
формуле
f = (7.20)
где е0 — эксцентриситет равнодействующей нагрузок относитель-
но горизонтальной оси, проходящей через точку О пересечения
оси опоры с плоскостью подошвы фундамента, м; с — величина,
определяемая по выражению с = 0,5/] (4 — длина изгиба, м); Тх —
горизонтальная сила, действующая на уровне подошвы роствер-
ка, кН; N — вертикальная нагрузка на фундамент, кН.
Совместить центр тяжести свайного куста с точкой, располо-
женной на расстоянии f от оси колонны (опоры), можно либо
путем одностороннего развития фундамента при равномерном
размещении свай, либо неравномерным размещением свай. Не-
равномерное размещение свай рекомендуется путем деления ус-
ловной эпюры контактных давлений под подошвой ростверка на
равновеликие по площади фигуры. Для восприятия вертикальных
нагрузок и моментов, а также горизонтальных нагрузок допуска-
ется применять вертикальные, наклонные и козловые сваи.
Если горизонтальная сила Т < (0,05...0,10) N (вертикальной
силы), причем на одну сваю приходится Т< 5 кН и угол наклона
равнодействующей а < З...6°, то эту силу не учитывают. В этом
случае расчет свайного фундамента не отличается от расчета свай-
ного фундамента, нагруженного вертикальной силой. Если 0,17V<
< Т< 0,27V, на одну сваю приходится Т- 5... 10 кН, а угол накло-
на равнодействующей а < 11°, то сваи можно запроектировать на-
клонными с углом наклона, совпадающим с направлением рав-
нодействующей, и их несущая способность определяется так же,
как для вертикальных свай. Если Т> 0,22V, нагрузка, приходящая-
ся на сваю, Т> 10 кН, а угол наклона равнодействующей а > 11°,
то свайный фундамент проектируют на козловых или вертикаль-
ных сваях с учетом изгиба свай. Угол наклона свай к вертикали
принимают равным 8...25°.
7.3.10. Расчет по деформациям
Наряду с расчетом по несущей способности свайные фунда-
менты из висячих свай рассчитывают по второй группе предель-
ных состояний, по деформациям (рис. 7.6). Первоначально опре-
деляют среднее давление, передаваемое на грунт в плоскости ниж-
них концов свай по площади, через которую это давление переда-
ется на основание. Эта площадь называется площадью условного
фундамента. Тогда среднее давление по подошве условного фун-
дамента можно определить по формуле
Ps,H (^П ' ’ ^s,tot)/— 7?,
(7.21)
где 2Vn — расчетная нагрузка по обрезу фундамента; Ns,tot — вес
ростверка, свай и грунта в пределах объема условного фундамен-
та; bs, as — соответственно ширина и длина подошвы условного
фундамента.
Если это условие не выполняется, то увеличивают число свай,
изменяют расстояние между сваями или размеры свай. Осадка свай-
ного фундамента определяется одним из методов механики грун-
тов, как для условного фундамента на естественном основании.
Расчет фундаментов из висячих свай, свай-оболочек и свай-стол-
бов и их оснований по деформациям производится, как для ус-
ловного фундамента на естественном основании, в соответствии
с требованиями СП и СНиП по проектированию оснований зда-
ний и сооружений [33, 34].
Границы условного фундамента abed (см. рис. 7.6) определяют-
ся снизу — плоскостью, проходящей через нижние концы, сваи;
сверху — поверхностью планировки грунта; с боков — вертикаль-
ными плоскостями, отстоящими от наружных граней крайних ря-
дов вертикальных свай на расстоянии /rtg((p1[mz/4), а при наличии
наклонных свай — проходящими через нижние концы этих свай.
Средневзвешенное расчетное значение угла внутреннего тре-
ния грунта (pn,w/ определяется по формулам:
h
£фц,Л
2л
(7.22)
278
п
2Фп,/ =Фп,1 +-" + Фп,л’
о
(7.23)
h
где £ <рп i = фпд +... + (рп „ — расчетное значение углов внутрен-
о
него трения для отдельных пройденных сваями слоев грунта тол-
щиной h{, hIh ..., hn\ h — глубина погружения свай в грунт,
считая от подошвы ростверка (Л = h\ + + ... + Л„).
Рис. 7.6. Расчетная схема при определении осадки ростверка:
abed — условный массив грунта со сваями; Нм, b — соответственно глубина и
ширина условного фундамента
В собственный вес условного фундамента при определении его
осадки включаются вес свай и ростверка, а также вес грунта в
объеме условного фундамента. Осадку 5 условного фундамента
определяют аналогично осадке столбчатого фундамента (см. гл. 1),
например методом послойного суммирования.
Осадку ленточных свайных фундаментов с одно-, двух- и трех-
рядным расположением свай (при расстоянии между сваями
3...4<У) определяют по формуле
(7.24)
где п — погонная нагрузка на свайный фундамент, кН/м, причем
в нагрузку включается вес условного фундамента в виде массива
грунта со сваями, ограниченного сверху поверхностью планиров-
ки, с боков — вертикальными плоскостями, проходящими по
наружным граням крайних рядов свай, снизу — плоскостью, про-
ходящей через концы свай; Е, v — минимальные значения соот-
ветственно модуля деформации, кПа, и коэффициента Пуассона
грунта в активной зоне, определяемые применительно к разме-
рам указанного ранее условного фундамента в соответствии с тре-
бованиями главы СНиП на проектирование оснований зданий и
сооружений; 80 — коэффициент, принимаемый по номограмме
приложения 3 СНиП 2.02.03-85 в зависимости от v, приведенной
ширины фундамента b и приведенной глубины активной зоны
Hc/h (Нс — глубина нижней границы активной зоны; h — глуби-
на погружения свай).
Обязательные условия расчета по второму предельному состо-
янию:
s < [s]w;
(7.25)
(7.26)
где s — ожидаемая осадка, полученная по расчету; [s]w — пре-
дельная осадка сооружения, принимаемая по [33]; bs/L — ожи-
даемая относительная осадка сооружения, полученная по расче-
ту; [As/£]„ — предельная относительная осадка сооружения, при-
нимаемая по [33].
Если условия не выполняются, то производят корректировку
принятой конструкции свайного фундамента путем увеличения
длины сваи, поперечного сечения сваи, числа свай в ростверке
и т.д.
280
7.3.11. Расчет свай на совместное действие
вертикальной и горизонтальной сил и момента
Расчет выполняется согласно приложению Д [34] (рис. 7.7). Он
состоит из следующих этапов.
1. Расчет по деформациям в целях проверки соблюдения усло-
вий:
Up < Up, Vp (7.27)
где Up, — расчетные значения соответственно горизонтально-
го перемещения, м, и угла поворота, рад, «головы» сваи; Uu,
— предельные значения соответственно горизонтального пере-
мещения, м, и угла поворота, рад, «головы» сваи, устанавливае-
мые заданием на проектирование.
Грунт рассматривается как линейно деформируемая среда,
свойства которой характеризуются коэффициентом постели cz,
кН/м3. Расчетные значения коэффициента постели cz грунта на
боковой поверхности сваи определяют по формуле
Kz,
(7.28)
Рис. 7.7. Расчетные схемы при одновременном действии N, М, Q для
одной сваи (а), ростверка (6) и сваи в ростверке (в
281
где К — коэффициент пропорциональности, кН/м4, принимае-
мый в зависимости от вида окружающего сваю грунта по табл. 7.11;
z — глубина расположения сечения сваи от расчетной поверхнос-
ти (за расчетную поверхность при высоком ростверке принимает-
ся поверхность грунта, при низком — подошва ростверка), м.
2. Расчет устойчивости грунта, окружающего сваю.
3. Расчет сваи по прочности, образованию и раскрытию трещин.
Изгибающий момент, действующий на «голову» сваи, зависит
от конструкции свайного фундамента: при многорядном (два ряда
и более) расположении свай в фундаменте и жесткой заделке
«головы» сваи в ростверк (рис. 7.7, б) расчетный момент заделки
Таблица 7.11. Значения коэффициента пропорциональности К
Грунты, окружающие сваю, и их характеристики Коэффициент пропорциональности К, кН/м4, для свай
забивных набивных, буро- вых, оболочек и свай-столбов
Глины и суглинки текучепластичные (0,75 <IL< 1,00) 650... 2 500 500... 2 000
Глины и суглинки мягкопластичные (0,50 < IL< 0,75); супеси пластичные (0 < IL < 1); пески пылеватые (0,6 < е < 0,8) 2 500... 5 000 2 000 ...4 000
Глины и суглинки тугопластичные и полутвердые (0 < 1 < 0,5); супеси твердые (IL < 0); пески мелкие (0,60 < е < 0,75); пески средней крупности (0,55 < е < 0,70) 5 000... 8000 4 000... 6 000
"лины и суглинки твердые (IL < 0); пески крупные (0,55 < е < 0,70) 8000... 13 000 6 000... 1 0000
Пески гравелистые (0,55 < е < 0,70); гравий и галька с песчаным запол- нителем 10000... 20000
Примечание. Меньшие значения коэффициента К соответствуют более вы-
соким значениям показателя текучести IL глинистых и коэффициентов пористос-
ти е песчаных грунтов, указанным в скобках, а большие значения коэффициента
К — соответственно более низким значениям IL и е. Для грунтов с промежуточ-
ными значениями характеристик IL и е значения коэффициента К определяют
интерполяцией. Коэффициент Л'для плотных песков должен приниматься на 30 %
выше, чем наибольшие значения приведенных в таблице коэффициентов К для
данного вида грунта.
282
принимается с учетом невозможности поворота «головы» сваи.
При шарнирном опирания ростверка на сваи принимается М = 0.
При однорядном расположении свай в фундаменте с жестким
стыком с ростверком изгибающий момент принимается равно-
мерно распределенным между сваями.
Если свая пересекает несколько слоев грунта, различающихся
значениями Kh то многослойное основание приводят к однослой-
ному, характеризуемому одним приведенным значением К. Для
этого вычисляют толщину /ь м, слоев грунта, определяющих в
основном работу сваи на горизонтальные нагрузки:
4 — 3,5б/ + А,
(7.29)
где d — размер поперечного сечения сваи (наружный диаметр
круглой сваи или сторона квадратной сваи), м; А — коэффици-
ент, равный 1,5.
При двух слоях грунта в пределах глубины 1к приведенное зна-
чение К определяют по формуле
(7.30)
где Къ Кп — коэффициенты пропорциональности для грунтов I и
II слоев; — толщина верхнего слоя.
При расчете свай используют приведенную глубину располо-
жения сечения сваи в грунте z и приведенную глубину погруже-
ния сваи в грунт I :
7 = ае7; z ~ aeZ,
(7.31)
где 7, z — соответственно действительная глубина погружения
нижнего конца сваи в грунт, м, и действительная глубина распо-
ложения сечения сваи в грунте, м; — коэффициент деформа-
ции, 1/м.
Коэффициент деформации определяют по формуле
где Ьр — условная ширина сваи; Е — модуль упругости матери-
ала сваи, кПа (тс/м2); / — момент инерции поперечного сече-
ния сваи, м4.
Для свай с диаметром стволов 0,8 м и более bp = d + 1; для
остальных размеров сечений свай Ьр - 1,5б/ + 0,5, где d — наруж-
ный диаметр круглого сечения свай или сторона квадратного или
прямоугольного сечения свай в плоскости, перпендикулярной
действию нагрузки, м.
283
Глубина I — это фактическая глубина погружения сваи при
опирании на дисперсный или скальный грунт при отсутствии за-
делки в него. Если набивные, буровые сваи, сваи-столбы и обо-
лочки заделаны в грунт не менее чем на 0,5 м в невыветрелый
скальный грунт, то
/ 1С + /§,
где 1С — глубина расположения кровли скального грунта от поверх-
ности грунта (при высоком ростверке) или от подошвы роствер-
ка (при низком ростверке); /5 — дополнительная глубина, равная
d/2 при заделке во все породы, кроме магматических, при кото-
рых она равна нулю.
Расчетные значения горизонтального перемещения Up, м, «го-
ловы» сваи и угла рад, ее поворота определяют по формулам:
Я/о3 М/02, М10 Н%
3EI + 2EI ’ V'’ ' Vo + El + 2EI ’ >
где Uq, \g0 ~ соответственно горизонтальное перемещение, м,
и угол поворота поперечного сечения сваи, рад, в уровне по-
верхности грунта при высоком ростверке, а при низком ро-
стверке — в уровне его подошвы; 77, М — соответственно рас-
четные значения поперечной силы, кН, и изгибающего момента,
кН • м, действующие на «голову» сваи (см. рис. 7.7); /0 — длина
участка сваи, м, равная расстоянию от подошвы ростверка до
поверхности грунта.
Значения горизонтального перемещения Uo, м, «головы» сваи
и угла у0> рад, ее поворота определяют по формулам:
Со = Н^нн + М{]гнм\ \|/0 = Hq£mh + (7.33)
где С/о, \|/0 — соответственно горизонтальное перемещение, м,
и угол поворота, рад, поперечного сечения сваи в уровне рас-
четной поверхности; 7/0, Мо — расчетные значения соответ-
ственно поперечной силы, кН, и изгибающего момента, кН • м,
в уровне расчетной поверхности; еш/ — горизонтальное пере-
мещение сечения от действия силы Н = 1, приложенной в уровне
расчетной поверхности, м/кН; е//л/ — горизонтальное перемеще-
ние сечения от момента Af0 = 1, действующего в уровне расчет-
ной поверхности, 1/кН-м; емн — угол поворота сечения, 1/кН,
от силы Но = 1; гмм — угол поворота сечения, 1/(кНм), от
момента MQ = 1.
Расчетные значения поперечной силы и изгибающего момента
в уровне расчетной поверхности принимают равными:
770 = Н',М.= М + HIq,
284
где Н, М — расчетные значения соответственно поперечной силы,
кН, и изгибающего момента, кН • м, действующие на «голову»
сваи (см. рис. 7.7).
Перемещения вычисляют по формулам:
£Л/Я ~гНМ - 2 ГГ ^0’ ------77^
с£Е1 wEl qlEI
С С" Ст
(7.34)
где Aq, Bq, Со — безразмерные коэффициенты, принимаемые по
табл. Д2 СП 50-102-2003 [34] в зависимости от приведенной глу-
бины / погружения сваи_в грунт и условия опирания нижнего
конца свай (для величин /, не указанных в табл. Д.2, нужно ок-
руглить / до ближайшего табличного значения).
Расчет устойчивости окружающего сваю грунта производят из
условия ограничения расчетного давления ог, передаваемого на
грунт боковой поверхностью сваи.
Устойчивость окружающего сваю грунта проверяют по формуле
^П|П2—— (YiZtg<Pi + fo),
COS Ср!
(7.35)
где oz — расчетное давление на грунт, кПа, боковой поверхности
сваи, на глубинах z от поверхности грунта (при высоком роствер-
ке) или от подошвы низкого ростверка; z — глубина, для кото-
рой определены значения о^; гц — коэффициент, равный 1, кро-
ме фундаментов распорных сооружений, для которых г], = 0,7;
ц2 — коэффициент, учитывающий долю постоянной нагрузки в
суммарной нагрузке; — расчетный удельный вес грунта нена-
рушенной структуры, определяемый в водонасыщенных грунтах с
учетом взвешивания в воде, кН/м3; (рь — расчетные значения
соответственно угла внутреннего трения грунта, °, и удельного
сцепления грунта, кПа; £ — коэффициент, принимаемый для за-
бивных свай и свай-оболочек равным 0,6, а для всех остальных
видов свай — 0,3.
Глубина расположения расчетных сечений ^ваи от расчетной
поверхности зависит от приведенной глубины / погружения сваи
в грунт: при I < 2,5 проверка выполняется для двух сечений, рас-
положенных на глубине z = l/Ъ и z = /; при / < 2,5 проверка вы-
полняется в одном сечении на глубине z = 0,85/ае.
Коэффициент, учитывающий долю постоянной нагрузки в сум-
марной нагрузке, определяют по формуле
Т|2 = (Мс + М,)1(пМс + М,),
(7.36)
где Мс — момент от внешних постоянных нагрузок в сечении свай-
ного фундамента, проведенном через нижние концы свай; Mt —
285
момент от внешних временных нагрузок; п — коэффициент, при-
нимаемый равным 2,5, за исключением случаев расчета: а) осо-
бо ответственных сооружений, для которых при / _^ 2,5 й = 4 и
при I > 5 п = 2,5; при промежуточных значениях / значение п
определяют интерполяцией; б) фундаментов с однорядным рас-
положением свай на внецентренно приложенную вертикальную
сжимающую нагрузку, для которых п = 4 независимо от значе-
ния I.
При нарушении неравенства (7.35) конструкции фундамента
корректируют.
Расчетное давление на грунт по контакту с боковой поверхно-
стью сваи и расчетный изгибающий момент определяют по фор-
мулам:
Mz = v^EIupA3 - ае£7Уо#з + + Я0^з/ае J (7.37)
Qz = a^EIi/pAi - a^EI\i/0E4 + аеМ0С4 + HqD4,
NZ=N,
где К — коэффициент пропорциональности, принимаемый по
табл. 7.11; z — приведенная глубина; Ah Bb Ch D, — безразмер-
ные коэффициенты, принимаемые по табл. Д.З приложения Д [34]
в зависимости от приведенной глубины расположения сечения
сваи в грунте.
Для свай, имеющих жесткую заделку в ростверк, учитывается
расчетный момент заделки, который обеспечивается невозмож-
ностью поворота «головы» сваи:
71/ — + 4елм/ + zo /2 EI
(7.38)
где /0 — длина участка свай от подошвы высокого ростверка до
поверхности грунта, м (при низком ростверке /0 - 0). Знак «-»
означает, что при горизонтальной силе Я, направленной слева
направо, на «голову» сваи со стороны заделки передается момент,
направленный против часовой стрелки.
7.3.12. Расчет свай по материалу
Проверка сечений сваи по материалу выполняется по предель-
ным состояниям первой и второй групп (по прочности, по обра-
зованию и раскрытию трещин) на совместное действие расчет-
ных усилий: вертикальной силы ЛС, изгибающего момента М7 и
At*
поперечной силы Нг. Расчеты конструкций свай выполняют на
действие усилий от здания или сооружения, а забивных свай —
также на усилия, возникающие в них от собственного веса при
изготовлении, складировании, перевозке, при подъеме на копер
за одну точку, удаленную от головы сваи на 0,3/.
Минимальную площадь сечения продольной рабочей армату-
ры в свае определяют расчетом на изгибающие моменты, дей-
ствующие при подъеме свай на копер за одну точку. Положение
штыря для строповки сваи при подаче на копер и положение двух
петель для подъема сваи при транспортировании и складирова-
нии выбирают из условия равенства изгибающих моментов над
точками строповки и в пролете. Это обеспечивает минимальные
моменты от собственного веса. Усилие в свае от собственного веса
нужно определять с учетом коэффициента динамичности: при
транспортировании и подъеме за две петли — 1,8; при подъеме на
копер — 1,5.
Расчеты выполняют в зависимости от материала сваи соглас-
но требованиям соответствующих СП и глав СНиП. Сваю рас-
считывают как внецентренно загруженный элемент. Максималь-
ное значение расчетного момента в свае определяют по
эпюре изгибающих моментов. В частном случае максимальный
момент может действовать в заделке «головы» сваи в ростверк,
т.е. М™* = Mf. Уменьшение перемещений ростверка и свай и, как
следствие, снижение давления боковой поверхности свай на грунт
достигаются введением наклонных свай, дополнительных свай,
устройством жестких узлов в «голове» свай; увеличением их се-
чения.
При определении несущей способности свай по материалу рас-
четное сопротивление бетона определяют с учетом коэффициен-
та условий работы ybi = 0,9, предусмотренного главой СНиП по
проектированию бетонных и железобетонных конструкций для
элементов, бетонируемых в вертикальном положении, а также
коэффициента условий работы, учитывающего влияние способа
производства свайных работ:
• в глинистых грунтах, показатель текучести которых позволяет
бурить скважины и бетонировать их без крепления стенок, при
положении горизонта грунтовых вод в период строительства ниже
пяты свай усв = 1,0;
• в грунтах, где крепление скважин и бетонирование осуще-
ствляются с применением извлекаемых обсадных труб при отсут-
ствии воды в скважинах (при бетонировании сухим способом),
Тсв= 0,9;
• в грунтах, бурение скважин в которых производится с при-
менением извлекаемых обсадных тру" и бетонированием под во-
дой, усв = 0,8;
287
• в грунтах, бурение скважин в которых производится под гли-
нистым раствором или при избыточном давлении воды (без, об-
садных труб) и бетонирование под этим же раствором, усв = 0,7.
При расчете прочности свай по материалу ствола соблюдают
условие
N < Np, (7.39)
где N — продольное усилие в опасном сечении сваи, кН; Np —
расчетная несущая способность по материалу ствола сваи, кН.
Несущая способность железобетонных свай по материалу оп-
ределяется как для внецентренно нагруженного элемента по фор-
муле
Np < ^(yb}RbAb + RscAs>tot), (7.40)
где Np — продольное усилие от расчетных нагрузок; ф — коэффи-
циент продольного изгиба ствола, принимаемый по табл. 7.12 (при
нормальных напластованиях и низких ростверках принимается
Ф = 1. При расположении ствола сваи в толще торфов, разжижен-
ных глинистых грунтов, слабых илов или в воде, а также при вы-
соких ростверках продольный изгиб ствола учитывается в преде-
лах его свободной длины; при этом за свободную длину ствола
принимают расстояние от низа ростверка до поверхности грунта,
обеспечивающего достаточную жесткость основания или до по-
дошвы слабого грунта); уЛ1 — коэффициент условий работы бето-
на (для сечений свай менее 30 х 30 см уй1 = 0,9; в остальных случа-
ях уь\ ~ 1); К — расчетное сопротивление бетона осевому сжатию;
Аь — площадь поперечного сечения сваи; Rsc — расчетное сопро-
тивление арматуры сжатию; ASff(,f — площадь поперечного сечения
всей продольной арматуры.
Для трубчатых свай и свай-оболочек при действии сжимающей
силы
Рс Ус(,УЬ1^Ь,гег^Ь "I” Psc^s)>
(7.41)
R-b,red ~ + ^Ц7?5 с;г(1
при IJd <12
ц = 4Д^/г/(£>0,
где Rs,cir — расчетное сопротивление спиральной арматуры, МПа;
lQ — длина участка сваи от подошвы ростверка до уровня грунта;
As cir — площадь поперечного сечения стержня спиральной арма-
туры; d— диаметр сваи-оболочки, м; Dcir — диаметр спирали, м;
t — шаг спирали, м.
При l$/d> 12 работа спирали не учитывается.
Для набивных свай при действии сжимающей силы
РС Ус^^ыУь^Ь + Psc-^s)^
(7.42)
288
Таблица 7.12. Значения коэффициента <р
1с/ь lc/d ф 1е/Ь k/d Ф
14 12,1 0,93 24 20,8 0,73
16 13,9 0,89 26 22,5 0,68
18 15,6 0,85 28 24,3 0,64
20 17,3 0,81 30 26,0 0,58
22 19,1 0,77
Примечание: 1С — расчетная длина сваи; b — наименьший размер сечения
сваи; d — диаметр сваи.
где уд1 — коэффициент условий работы, принимаемый для эле-
ментов, бетонируемых в вертикальном положении, равным 0,9;
уь — коэффициент условий работы, учитывающий влияние спо-
соба производства свайных работ (в глинистых грунтах, консис-
тенция которых позволяет бурить скважины и бетонировать их без
крепления стенок, при положении горизонта грунтовых вод в пе-
риод строительства ниже пяты свай уь = 1,0; в грунтах, крепление
скважин и бетонирование в которых осуществляется с примене-
нием извлекаемых обсадных труб при отсутствий воды в скважи-
нах (при бетонировании сухим способом), уь = 0,9; в грунтах,
бетонирование скважин в которых производится с применением
извлекаемых обсадных труб, и при бетонировании под водой ~
— 0,8; в грунтах, бурение скважин в которых бетонирование про-
изводится под глинистым раствором у* = 0,7).
7.3.13. Расчет прочности ростверков под колонны
Расчет железобетонных ростверков под колонны (рис. 7.8) или
стены производят на основное и особое сочетания расчетных на-
грузок. После размещения свай в плане и определения всех разме-
ров ростверка уточняют вертикальную нагрузку на отдельную сваю
по приведенным ранее формулам. Расчет железобетонных роствер-
ков под колонну производят на продавливание колонной и угло-
вой сваей нижней плиты ростверка, на изгиб, по поперечной
силе в наклонных сечениях, на местное сжатие (смятие) под тор-
цами сборных железобетонных колонн или под опорными плита-
ми стальных колонн, а также проверяют прочность стакана для
опирания колонны (см. рис. 7.8).
10 Тетиор
289
При определении сечений продольной и поперечной армату-
ры стаканной части ростверка, если отношение толщины стенок
стакана к высоте его уступа или глубине стакана равно или боль-
ше 0,75, стенки стакана не армируются. Если это отношение мень-
ше 0,75, то стенки стакана рассчитывают как железобетонные эле-
менты. Порядок расчета стаканной части ростверка аналогичен
расчету стаканной части столбчатых фундаментов на естествен-
ном основании (см. гл. 3).
Расчет на продавливание допускается производить по [30] или
[23]. Расчет на продавливание по [23] производят для каждой плос-
кости продавливания как при расчете фундаментов с плоской по-
дошвой (см. гл. 3). Расчет на продавливание по [30] производят из
условия
п
II III
а
Рис. 7.8. Расчетные схемы столбчатого ростверка (а); продавливания пли-
ты сваей (6); на основе представления о концентрированных потоках глав-
ных напряжений (в):
1 — расчетное поперечное сечение; 2 — пирамида продавливания
290
7Vi < Rfaiihfo
(7.43)
где — вертикальное усилие от внешней нагрузки; и — пери-
метр контура расчетного поперечного сечения, расположенного
на расстоянии О,5Ло от границы площадки опирания внешней
нагрузки; Ло — рабочая высота элемента, равная среднеарифме-
тическому значению рабочих высот для продольной арматуры в
направлениях осей х и у.
При размерах прямоугольной площадки опирания a}xb}
и = 2(6?!+ Ьх + 2Л0). Усилие 7V] — это суммарная реакция свай за
пределами расчетного поперечного сечения (рис. 7.8, а).
Расчет на продавливание ростверка одной сваек производят из
условия
Np < RbtuhQ, (7.44)
где и — периметр контура расчетного поперечного сечения, рас-
положенного на расстоянии О,5Ло от грани сваи <см. рис. 7.8, б).
Расчет на продавливание при совместном действии силы N и
изгибающего момента М производят из условия
М М
u+Wb
- Rbtfyh
(7.45)
где Wb — момент сопротивления контура расчетного поперечно-
го сечения; отношение M/Wb принимается не более NJu.
При расчете на продавливание всего ростверка высотой Н про-
давливающее усилие определяется как суммарная реакция всех
свай за пределами расчетного сечения во всех направлениях. При
действии нормальной силы и момента прочность на продавлива-
ние можно определить (с небольшим приближением) только для
наиболее нагруженной реакциями свай ростверка.
Расчет ростверка на продавливание колонной прямоугольного
сечения по [23] производят в предположении образования пира-
миды продавливания, причем ее основание может быть располо-
жено у грани ближайших свай или сваи могут находиться за пре-
делами основания пирамиды:
Fd < [ai(Z>c + с2) + a2(hc + CiJjA,/?*,.
(7.46)
где Fd — продавливающее усилие, равное сумме реакций свай,
расположенных за пределами нижнего основания пирамиды про-
давливания (реакции свай определяются только от нормальной
силы, действующей в сечении колонны у обреза ростверка); аь
а2 — безразмерные коэффициенты; bc> hc — размеры сечения ко-
лонны, м; с2 — расстояние от грани колонны до плоскости с
размерами hc; Ci — расстояние от плоскости грани колонны с
291
размером bc до плоскости ближайшей грани сваи, м; /?0 — рабо-
чая высота сечения, принимаемая от верха нижней рабочей ар-
матуры до дна стакана ростверка под сборные и до верха роствер-
ка под монолитные железобетонные колонны, м; Rbt — расчетное
сопротивление бетона растяжению.
Безразмерные коэффициенты определяются по следующим
формулам:
(Xi = 1,6(1 — кх/3)(кх + 1/Zq); ^7}
а2 = 1,6(1 - к2/3){к2 + 1/&2); кх = cx/h^ к2 = c2/hQ.
При определении величины расчетной продавливающей силы
по [23] предполагается, что пирамида продавливания ограничи-
вается боковыми сторонами, проходящими от наружных граней
колонн до ближайших граней свай, причем наклон граней при
<?]>/?! или с2> hx составляет 45°; при этом угол наклона граней
принимается при сх < 0,3/?i или с2 < 0,3/?i соответствующим с} =
= 0,3/?! или с2 = 0,37?!. Исходя из этого коэффициенты кх и к2 при
C\/hx > 1 и c2//?i > 1 принимаются равными 1, a q и с2 — равными
/?!; при cx/hx < 0,3 и c2/hx < 0,3 коэффициенты кх и к2 принима-
ются равными 0,3, а сх и с2 — равными 0,3 h}. При многорядном
расположении свай расчет на продавливание производится по двум
схемам: по пирамиде продавливания, стороны которой проходят
от наружных граней колонны до ближайших граней свай, и по
пирамиде, две или все четыре стороны которой наклонены под
углом 45°.
При многорядном расположении свай проверку прочности
производят по наклонным сечениям, проходящим через внутрен-
ние грани каждого ряда свай. При колонне квадратного сечения
Fd < 2q (hc + q)/?Л; Fd=Y Fpi, (7.48)
где z^Fpi — сумма реакций всех свай, расположенных с одной
стороны от оси колонны в наиболее нагруженной части роствер-
ка за вычетом реакций свай, расположенных в зоне пирамиды
продавливания с этой же стороны от оси колонны.
При моментах, действующих в двух направлениях, величину
определяют в каждом направлении отдельно, а в расчете
принимают большую из полученных величин.
При продавливании колонной ростверка
Np < 2цЛ,т1Л; ц = 0,8 - уср; у = 0,0025 м2/кН;
— ^>^-^b,inin-Fbf/Chchg/),
(7.49)
где — наименьшая площадь вертикального сечения бетона
ростверка по оси колонны за вычетом стакана и площади трапе-
ции, расположенной под стаканом с наклоненными под углом
45° сторонами, м2; hs, — глубина заделки колонны в стакан ро-
стверка, м.
При продавливании ростверка угловой сваей
Np < [р^г + с02/2) + р2(Л,1 + с01/2)]/201^ (7.50)
где Np — расчетная нагрузка на угловую сваю, кН; р2 — без-
размерные коэффициенты, определяемые по табл. 7.13; #01, Ь02 —
расстояния от внутренних граней угловой сваи до наружных гра-
ней плиты ростверка, м; cOi > со?. — расстояния от плоскости внут-
ренних граней свай до ближайших граней подколонника роствер-
ка или до ближайших граней ступени при ступенчатом ростверке,
м; А01 — высота нижней ступени от верха свай, м.
При расчете наклонных сечений ростверка на действие попе-
речной силы должны удовлетворяться два условия [30] (см. рис. 7.8):
а.ах < 2,5^Ло; Q < \,5Rbtbh\/c, (7.51)
где Qmax — максимальная поперечная сила у грани колонны; b —
ширина подошвы ростверка, м; Ло — рабочая высота ростверка в
рассматриваемом сечении, м; Q — сумма реакций всех свай, на-
ходящихся за пределами наклонного сечения, кН; с — длина про-
Таблица 7.13. Значения коэффициента 0
кы — Э1 ₽/ r 01 - c0i7koi Р/ koi - c0i/
0,30 1,05 0,48 0,78 0,64 0,69
0,32 1,00 0,50 0,76 0,67 0,68
0,34 0,96 0,52 0,75 0,70 0,67
0,36 0,92 0,54 0,74 0,75 0,66
0,38 0,89 0,56 0,73 0,80 0,65
0,40 0,86 0,58 0,72 1,00 0,64
0,42 0,84 0,60 0,71
0,44 0,82 0,62 0,70
Примечания: 1. При и к02 меньше 0,3 коэффициенты р принимаются
такими же, как и при А(л = 0,3, т. е. равными 1,05; при этом с01 и с02 принимаются
равными 0,3 А01. При AOi и ко2 больше 1 коэффициенты р принимаются равными
0,64; при этом с01 и с02 принимается равными А01. Если угловая свая в ростверках с
подколонниками заходит в плане за обе грани подколонника на 50 мм и более, то
проверку на продавливание ростверка угловой сваей производить не требуется.
293
екции наклонного сечения, равная расстоянию от плоскости внут-
ренних граней свай до ближайшей грани подколонника или сту-
пени ростверка, а при плитных ростверках — до ближайшей гра-
ни колонны.
При расчете наклонных сечений ростверка на действие попе-
речной силы по [23] проверяют условие
Отах — ’ ^bt Ъ
(7.52)
где т — безразмерный коэффициент, принимаемый по табл. 7.14
в зависимости от отношения c/h§.
В ступенчатых ростверках при проверке прочности наклонных
сечений, пересекающих две ступени, за расчетную величину ши-
рины Ъ принимают приведенную величину Ьг, определенную по
формуле
Ьг- + ^2^02/(^01+ ^02),
где Z>2 — ширина соответственно нижней и второй ступеней,
м; Л01, Л02 — рабочая высота соответственно нижней и второй
ступени, м.
Расчет прочности плиты ростверка на изгиб по нормальным
сечениям (см. рис. 7.8) (определение площади рабочей арматуры)
производят по формулам:
blaj blpXj Mfr blМ^ь, 53)
4/ = ма, /(О,944); 4„ =М„„ /(0,944) '> Лш - маш /(0,9H!>Rs),( ’
где Mah Mbi — изгибающие моменты в рассматриваемых сечени-
ях, кНм; Np — расчетная нагрузка на сваю, нормальная к площа-
ди подошвы ростверка, кН; xz, у, — расстояния от осей свай до
рассматриваемого сечения, м; MQb — возможные разгружа-
ющие изгибающие моменты в этих же сечениях от местной на-
грузки, кНм; Ash AsH, AsIli — площадь поперечного сечения ар-
матуры, см2, соответственно в сечениях I— /, /7—7/, III— III пъ
всю ширину ростверка; Mah MaJh MaIII — изгибающие моменты
соответственно в сечениях /— /, II—II, III—III, кНм; Ло, Hq —
рабочая высота ростверка в соответствующих сечениях, м; Rs —
расчетное сопротивление рабочей арматуры растяжению.
Расчет ростверка на местное сжатие под торцами сборных же-
лезобетонных колонн квадратного и прямоугольного сечений и
под торцами двухветвевых колонн с распоркой внизу производят
по формуле
bi- l,5RbAb,
где N — расчетная нормальная сила в сечении колонны у обреза
ростверка, кН; Rb — призменная прочность бетона; Аь — площадь
сечения колонны (для двухветвевых колонн с распоркой), м2.
294
Таблица 7.14. Значения коэффициента т
с/Л0 т с/Л0 т с/й0 т с/Л0 т
0,3 2,45 0,42 1,81 0,54 1,47 0,78 1,15
0,31 2,38 0,43 1,77 0,56 1,43 0,80 1,13
0,32 2,31 0,44 1,73 0,58 1,39 0,82 1,11
0,33 2,24 0,45 1,70 0,60 1,36 0,84 1,09
0,34 2,18 0,46 1,67 0,62 1,33 0,86 1,08
0,35 2,12 0,47 1,64 0.64 1,30 0,88 1,07
0,36 2,07 0.48 1,61 0,66 1,27 0,90 1,06
0,37 2,02 0,49 1,59 0,68 1,25 0,92 1,04
0,38 1,97 0,50 1,56 0,70 1,23 0,94 1,03
0,39 1,93 0,51 1,54 0,72 1,20 0,96 1,02
0,40 1,88 0,52 1,52 0,74 1,18 0,98 1,01
0,41 1,85 0,53 1,49 0,76 1,16 1,00 1,00
Примечание. При с < О,ЗЛо коэффициент т принимается равным 2,45; при
с > й0 коэффициент т определяется из условия т = hQ/c и принимается не менее
0,6.
Расчет ростверка на местное сжатие для двухветвевых колонн
без распорки внизу производят по формуле
Nx < 2RbAh\,
(7.54)
где 7V) -максимальная расчетная сила в сечении более нагруженной
ветви колонны, кН; АЬ\ — площадь сечения ветви колонны, м2.
7.3.14. Расчет прочности ленточных и плитно-
свайных ростверков
Расчет ленточных ростверков (рис. 7.9) на эксплуатационные
нагрузки при сплошных стенах или стенах с проемами, располо-
женными на высоте более Z, ведется в зависимости от соотноше-
ния а и L (см. рис. 7.9, а, в, г).
295
При а < Lp/2
MSUp = — л)/12, A/max — QqG /12,
a = 0,0314з/Е/р/£Ь; p0 = <hLp/a,
(7.55)
где qQ — расчетная равномерно распределенная нагрузка от зда-
ния на уровне низа ростверка, кН/м; Ер1р — жесткость роствер-
ка, МПа • см4; Е — модуль упругости кладки, МПа; b — ширина
кирпичной кладки, крупноблочной стены или цоколя, см; р0 —
максимальная ордината эпюры нагрузки над гранью сваи, кН.
При Lp/2 <a<Lp
Msup = -qQa(2Lp - a)/12;
[2 (6Z2 -4o£„ + a2)+l?p(Lp -6a)/a2];
T
a = 0,03 \4]/EpIp/Eb.
(7.56)
г
d
Рис. 7.9. Расчетные схемы ленточных ростверков под стены:
а, в, г — при сплошных стенах или стенах с проемами на высоте более £; б, д —
при проемах, расположенных непосредственно над ростверком
296
При а> Lp
Msup = -q0L}/\2-, M„m =^-fy,a = 0,0314з/ £„/р/FA. (7.57)
При расположении проемов непосредственно над ростверком
(рис. 7.9, б, д)
Msup = -qQSQLp - 2S)/\2-
= ^s2-a = 0,0314з/£/р/£/>.
(7.58)
При расстоянии от грани сваи до проема меньше а эпюра на-
грузки принимается в виде трапеции, равновеликой площади тре-
угольника.
Ленточные ростверки под кирпичные или крупноблочные сте-
ны рассчитывают на изгиб как балки, опирающиеся на сваи, и на
смятие кладки над сваей [3]. Расчет прочности на нагрузки в пе-
риод строительства производят по формулам:
Msup = q^Ii/12-, Msp = Q = qM Lc = l,05(£ - rf),
I
где Msupj Msp — соответственно опорный и пролетный моменты,
кН • м; qbw — вес свежеуложенной кладки высотой 0,5 £, но не
меньше, чем высота одного ряда блоков и собственный вес ро-
стверка, кН • м; Lc — расчетный пролет, м; Q — поперечная сила,
кН; L — расстояние между осями свай, м.
При двухрядном расположении свай за расчетный пролет при-
нимается расстояние между осями свай, а при шахматном распо-
ложении свай расчетный пролет принимается равным длине про-
екции расстояния между осями свай по диагонали на продольную
ось ростверка.
Если высота кладки от верха ростверка до низа проема менее
0,3£, то учитывается вес кладки до верхней грани железобетонной
перемычки, при каменных перемычках — вес кладки стен до от-
метки, превышающей отметку верха проема на 1/3 его ширины.
Расчет прочности и трещиностойкости плитно-свайных роствер-
ков можно выполнять аналогично расчету плитных фундаментов,
как перевернутых плит перекрытий, загруженных контактным дав-
лением грунта и реакциями свай. При этом для удобства расчетов
после расчета плиты ростверка по поперечной силе на действие
давления одной сваи, в связи с частым расположением свай,
можно заменить сосредоточенные усилия от свай на подошву рост-
верка на распределенное давление, добавляемое к отпору грунта.
Для более точного расчета рекомендуется использовать программ-
ный комплекс «Лира».
297
7.3.15. Расчет прочности ростверков с учетом
образования сжатых полос
Условием прочности в предположении разрушения по наклон-
ным сечениям плиты ростверка можно считать условие образова-
ния наклонной трещины в сжатой зоне вблизи стыка с колонной
(подколенником), а для квадратной или прямоугольной площад-
ки передачи нагрузки — вблизи угла колонны или подколенника
(для расчета прочности плиты над сваей вблизи угла сваи). В этих
зонах напряжения от изгиба, определяемые с учетом возможного
действия распора, должны суммироваться с местными напряже-
ниями от давления колонны (сваи); при этом для квадратных или
прямоугольных площадок передачи нагрузки нужно вводить ко-
эффициент концентрации напряжений, позволяющий учесть не-
благоприятное с точки зрения прочности распределение нормаль-
ных напряжений в зоне стыка колонны (сваи) и плиты ростверка.
Удобным для расчета является представление о концентрирован-
ных потоках главных сжимающих напряжений (рис. 7.10). Исследова-
ния и расчеты ростверков в предположении их каркасно-стержне-
вой модели приведены в [2]. Каркасно-стержневая модель роствер-
ков в этой работе также основана на представлении о действии внутри
плит ростверков концентрированных потоков главных сжимающих
напряжений. Разрушением является достижение предела призмен-
ной прочности сжимающими напряжениями в условных сжатых по-
лосах. Расчет заключается в определении несущей способности ус-
ловных бетонных стержней (полос), в направлении которых действуют
концентрированные потоки главных напряжений. При симметрич-
ном ростверке, когда длины полос одинаковы,
N< nAbRbs'm2a, (7.59)
где п — число свай; Аь — площадь сечения сваи; а — угол наклона
оси полосы.
Для ростверка с различной длиной полос
N < у-7^ sin2 а2 + •-•> (7.60)
где п, т — число свай в двух направлениях; а2 ~ углы наклона
полос; /ь /2 — длина соответственно самой короткой полосы и
более длинной полосы.
Если полосы от нескольких свай пересекаются, то к макси-
мальным напряжениям в самой короткой полосе добавляются на-
пряжения в более длинных полосах и суммарные напряжения равны
Rb (см. рис. 7.10, рис. 7.3, б, г). В этом случае несущая способность
самой короткой полосы снижается. Например, если пересекаются
полосы от двух свай, то
298
N= 2[y46az,1sin2a1
+ y4daz,2sin2a2cos(a1 - a2)]; aw + o62 = Rb,
sin2a2 (7.61)
<5 bl = 2 •
sin2 a!
Поэтому конструирование ростверков с пересечением многих
условных полос от свай менее рационально. Несущая способность
ростверков при продавливании во многом зависит от качества
бетона в месте примыкания колонны к ростверку, где начинают-
ся условные полосы. В связи с представлением о концентрирован-
ных потоках сжимающих напряжений от колонн к сваям интере-
сен расчет растянутой арматуры при ее концентрации. Расчетные
формулы построены на предположении о работе плиты ростверка
как структурной конструкции.
Для ростверка с тремя, четырьмя, пятью и шестью сваями
вполне возможно размещение арматуры с ее концентрацией. Для
ростверков с ббльшим числом свай этот вопрос требует специ-
ального рассмотрения. Целесообразно концентрировать арматуру
б
в
Рис. 7.10. Возможные схемы армирования ростверков:
а — с обычной арматурой; б, в — преднапряженных; 1 — сваи; 2 — ростверк; 3 —
напрягаемая арматура
299
в зонах действия растягивающих усилии в соответствии с пред-
ставлением о работе плиты ростверка как структурной конструк-
ции. В этом случае арматуру можно располагать по двум схемам:
одновременно по диагоналям и периметру ростверка или только
по периметру ростверка.
Для армирования по периметру ростверка с тремя сваями
^2 =
(7.62)
где NsX, Ns2 — усилия в арматуре; N, Му — соответственно нор-
мальная сила и изгибающий момент в уровне стыке с плитой
ростверка; I — расстояние между осями свай; Ло — рабочая высо-
та сечения плиты ростверка; а, b — размеры поперечного сече-
ния колонны (подколонника).
Для ростверка с четырьмя сваями
N,=
Nl
й2 V мх
Sh,
(7.63)
Для ростверка с шестью сваями при действии момента в од-
ном направлении вдоль оси
7V7
6 Йо
(7.64)
При концентрации арматуры по диагоналям и по периметру
четырехсвайного ростверка
(Vsl
(7.65)
При подборе арматуры по вычисленным усилиям Ns и воз-
можности учета разгружающего действия распора Н необходимо
из усилий Ns вычесть значение распора Н при полученных гори-
зонтальных перемещениях свай. Усилие преднапряжения концен-
трированной арматуры можно подбирать таким, чтобы в растяну-
той зоне при эксплуатационных нагрузках не возникали растяги-
вающие усилия. Расположение преднапряженной арматуры для не-
которых типов ростверков показано на рис. 7.10, в, г. Усилие об-
жатия создает состояние двух- и трехосного сжатия в бетоне сжа-
той зоны и значительно повышает прочность ростверка по на-
клонным сечениям.
300
7.4. Особенности конструирования
ростверков
Конструирование ростверков начинают с размещения свай по
подошве ростверка и назначения стыков свай с ростверком. Пос-
ле размещения свай уточняют форму (квадратная, треугольная и
др.) и размеры ростверка. Определение высоты ростверка начи-
нают с определения отметок верхнего обреза и подошвы. Отметку
подошвы ростверка определяют прибавлением к отметке обреза
необходимой по расчетным и конструктивным требованиям тол-
щины ростверка. 1 олщину ростверка определяют расчетным пу-
тем; она должна обеспечивать необходимую глубину заделки го-
лов свай (в фундаментах каркасных зданий нужно учитывать глу-
бину стакана под колонну).
Глубина заложения ростверка зависит от конструктивных осо-
бенностей здания (глубины подвалов и др.). В жилых и обществен-
ных зданиях без подвалов подошва ростверка должна быть на
0,15... 0,20 м ниже планировочных отметок. При наличии подвала
или технического подполья отметки подошвы ростверков под на-
ружные стены совпадают с отметками пола подвала. В зданиях с
техническим подпольем отметки подошвы ростверка под наруж-
ные стены должны назначаться с учетом глубины промерзания
грунта и склонности его к морозному пучению. Отметку верха
ростверка доводят до низа перекрытия над подпольем. В произ-
водственных зданиях с подвалами, технологическими каналами,
приямками отметка верха ростверка может совпадать с отметкой
пола подвала или каналов. Если вблизи ростверка нет заглублен-
ных помещений, то его верх назначается от уровня планировоч-
ных отметок: при железобетонных колоннах — на отметке 0,15 м;
при стальных колоннах — на отметке 1,0 м.
При строительстве на грунтах, склонных к морозному пуче-
нию, предусматривают конструктивные мероприятия по предотв-
ращению влияния сил морозного пучения на свайный ростверк.
Например, между подошвой ростверка и поверхностью грунта
выполняют зазор 0,2 м и более, под подошвой ростверка устраи-
вают подготовку из песка толщиной 0,1... 0,15 м. Расстояние от
края ростверка до грани сваи (свес) должно быть не менее 5 см.
В местах прохождения осадочных швов ростверк должен быть раз-
резан, а под его краями необходимо предусматривать сваи. При
проектировании фундаментов на местности с большими перепа-
дами рельефа ростверк должен быть выполнен с вертикальными
перепадами, располагаемыми над сваями. Перепады должны со-
ставлять 40...60 см.
Напряжение в бетоне ростверка от давления, передаваемого
торцом сваи, как правило, не должно превышать 30 % расчетного
301
сопротивления бетона ростверка. Если напряжение выше, то над
верхним концом сваи следует укладывать одну (в случае превы-
шения напряжений на 15...20 % расчетного сопротивления бето-
на ростверка) или две (при напряжениях, превышающих на
20... 30 % расчетное сопротивление бетона) сетки из стержней
диаметром 12 мм. Длина каждой стороны сетки должна превы-
шать на 0,5 м толщину ствола сваи. Размеры ячеек сетки рекомен-
дуется назначать от 10x10 см для свай до 15x15 см для свай-
оболочек и свай-столбов. Нижнюю (или одиночную) сетку следу-
ет располагать непосредственно над торцом сваи, а верхнюю —
на расстоянии 10... 15 см от нижней.
В целях предотвращения возможности исчерпания прочнос-
ти по наклонным сечениям, повышения прочности, а также
снижения расхода материалов и повышения надежности рост-
верков могут быть рекомендованы мероприятия, направленные
на исключение мест резкой концентрации напряжений и по-
вышение несущей способности и трещиностойкости сжатой
зоны (рис. 7.11).
При забивке на одну отметку можно исключить разбивку «голов»
свай и осуществить стык с центральным стержнем (рис. 7.11, я),
исключив входящий угол. Рационален стык сборных свай с уст-
ройством в составе монолитного ростверка монолитных вутов,
которые снижают концентрацию напряжений в стыке. С помощью
такого стыка можно сократить расход бетона (высоту ростверка).
Учитывая что наклонная трещина тормозится в сжатой зоне, эту
зону можно конструировать из бетона более высокого класса или
с дисперсным армированием (рис. 7.11, б).
Необходимо исключить концентраторы напряжений в стыках
колонны с ростверком, свай с ростверком. Входящие углы, кото-
рые образуются в стыках, нужно сгладить с помощью вутов
(рис. 7.11, в). Так как сваи заделываются в ростверк, то возможно
устройство вутов на глубину защитного слоя, чтобы упростить
эту операцию и не изменять принципиально конструкцию стыка.
Большое значение для ростверка со значительным количе-
ством свай, особенно при наличии в верхней зоне основания
достаточно плотных грунтов, имеет учет усилий распора. Для более
полного развития этого эффекта рационально устройство край-
них наклонных свай, которые воспринимают горизонтальную на-
грузку — усилия распора — и ограничивают горизонтальные пе-
ремещения ростверка при неупругих деформациях изгиба
(рис. 7.11, г). При полной реализации распора, когда горизон-
тальные перемещения ростверка ограничиваются жесткими сва-
ями в плотном грунте и наклонными крайними сваями, высота
сжатой зоны увеличивается и она воспринимает более высокую
внешнюю нагрузку.
302
е
Рис. 7.11. Пути совершенствования ростверков:
а...в — снижение концентрации напряжений, повышение прочности на попе-
речную силу; г...е — создание благоприятных горизонтальных сжимающих напря-
жений; 1 — устройство вутов в месте концентрации напряжений; 2 — ростверк;
3 — сваи; 4 — бетон повышенной прочности; 5 — напрягаемая арматура; 6 —
стакан; 7 — наклонные сваи
Эффективно применение преднапряженных свайных роствер-
ков (рис. 7.11, Э). Если уровень натяжения арматуры выбрать дос-
таточно высокий, чтобы высота сжатой зоны была максимальна
и занимала всю (или почти всю) высоту сечения, то исчерпание
прочности по наклонным сечениям можно практически исклю-
чить. Монолитные свайные ростверки можно выполнять преднап-
ряженными с использованием бетона на напрягающем цемен-
те (НЦ), а небольшие ростверки можно изготавливать сборными
железобетонными с навивкой кольцевой преднапряженной ар-
матуры из проволоки.
Для стыкования свай с ростверком при этом оставляют стака-
ны, которые после монтажа бетонируют. Эффективно с точки зре-
ния исключения разрушения устройство кустовых свайных роствер-
ков с наклонными сваями (рис. 7.11, е), которые позволяют при
одинаковой несущей способности по грунту получить значитель-
ное снижение площади ростверка. При небольших расстояниях
между «головами» свай и рациональном ориентировании их осей
можно добиться высокой прочности ростверков.
Безростверковые свайные фундаменты (рис. 7.12), в том числе
с верхом оголовка под полом первого этажа, можно применять
при любых сжимаемых грунтах. Не рекомендуется их применять в
303
районах с сейсмичностью более 6 баллов, в сильно- и среднеза-
торфованных и просадочных грунтах II типа мощностью более 6 м,
в илах, в набухающих грунтах, на подрабатываемых территориях и
в закарстованных районах. В безростверковых свайных фундамен-
тах расстановка свай в плане должна производиться из условия их
равномерного загружения вертикальной нагрузкой под попереч-
ные и продольные стены. Конструкция стыка колонны и роствер-
ка принимается аналогично узлу опирания колонн на обычный
столбчатый фундамент.
Самым простым и в то же время требующим тщательного вы-
полнения безростверковым фундаментом является свая-колонна,
представляющая собой единый элемент, недостатком которого
является необходимость точного погружения в плане и по высоте.
Известны разнообразные безростверковые типы фундаментов в
виде одной сваи под колонну (рис. 7.12, а...и) и под стены
(рис. 7.12, к, л). Надежное соединение колонны и сваи в безрост-
верковом фундаменте чаще всего обеспечивается железобетонной
обоймой с последующим замоноличиванием колонны в этой обой-
ме.
iZTV
Рис. 7.12. Конструкции безростверковых свайных фундаментов:
а... в — на забивных сваях; г...е — на набивных сваях; ж... и — на сваях-оболоч-
ках; к, л -— опирание балок на сваи; 7 — колонна; 2 — насадка (стакан); 3 — свая;
4 — сварной стык; 5 — монолитный бетон; 6 — песок; 7 — монолитный стакан;
8 — балка; 9 — оголовок
304
7.5. Контролируемые показатели для свай
Нормами установлен перечень контролируемых показателей для
свай [24], которые необходимо выполнять на всех стадиях их изго-
товления (табл. 7.15).
Таблица 7.15. Контролируемые показатели для свай
Технические требования Предельные отклонения Метод контроля и объем
Установка на место погруже- ния свай размером по диаго- нали или диаметром, м: до 0,5 0,6... 1,0 более 1,0 ±10* (±5) ±20* (±10) ±30* (±12) Измерительный, каждая свая
Величина отказа забиваемых свай Не должна превышать расчетной величины То же
Положение в плане забивных свай диаметром или стороной сечения до 0,5 м включительно: а) однорядное расположение свай: поперек оси свайного ряда вдоль оси свайного ряда б) кустов и лент с расположе- нием свай в два и три ряда: крайних свай поперек оси свайного ряда остальных свай и крайних свай вдоль свайного ряда в) сплошное свайное поле под всем зданием или сооруже- нием: крайние сваи средние сваи одиночные сваи д) сваи-колонны ±0,2J ±О,Зб7 ±0,2J ±0,3^ ±0,2й? ±0,4iZ ±5 см ±3 см »
305
Продолжение табл. 7.15
Технические требования Предельные отклонения Метод контроля и объем
Положение в плане забивных, набивных и буронабивных свай диаметром более 0,5 м: поперек ряда вдоль ряда при кустовом расположении свай для круглых одиночных полых свай под колонны ±10 см ±15см ±8 см »
Отметки голов свай: с монолитным ростверком со сборным ростверком безростверковый фундамент со сборным оголовком сваи-колонны ±3 см +1 см ±5 см -3 см »
Вертикальность оси забивных свай, кроме свай-стоек ±2% Измерительный, 20 % свай, выбран- ных произвольно
Размеры скважин и уши- рений буронабивных свай: отметки устья, забоя и уширений диаметр скважины диаметр уширения вертикальность оси скважины ±10 см ±5 см ±10 см Измерительный, каждая скважина, по отметкам на бу- ровом оборудова- нии
±1% Измерительный, 20 % принимаемых скважин, выбран- ных произвольно
Сплошность ствола полых набивных свай Ствол сваи не должен иметь вы- валов бетона пло- щадью более 100 см2 или обна- жений рабочей арматуры Визуальный, каждая свая
306
Продолжение табл. 7.15
Технические требования Предельные отклонения Метод контроля и объем
Глубина скважин под сваи- стойки, устанавливаемые буроопускным способом, для ростверка: монолитного сборного +5, -20 см +3, -20 см Измерительный, каждая свая по отметке «головы» сваи, установлен- ной в скважину
Требования к «головам» свай, кроме свай, на которые на- грузки передаются непо- средственно без оголовка (платформенный стык) Торцы должны быть горизонталь- ными с отклоне- ниями не более 5°, ширина сколов бетона по пери- метру сваи не долж- на превышать 50 мм, клиновид- ные сколы по уг- лам должны быть не глубже 3 5 мм и должны быть не менее чем на 30 мм короче глубины заделки Технический ос- мотр, каждая свая
Требования к «головам» свай, на которые нагрузки передаются непосредственно без оголовка (платформен- ный стык) Торцы должны быть горизонталь- ными с отклоне- ниями не более 0,02, не должны иметь сколов бе- тона по пери- метру шириной более 25 мм, клиновидных сколов углов на глубину более 15 мм То же
Монтаж сборных ростверков: фундаменты жилых и общественных зданий ±10** (±5) Измерительный, каждый ростверк
307
Окончание табл. 7.15
Технические требования Предельные отклонения Метод контроля и объем
фундаменты промышлен- ных зданий ±20** (±10)
Смещение осей оголовка относительно осей сваи ±10 мм Измерительный, каждый оголовок
Толщина растворного шва между ростверком и оголовком До 30 мм То же
Толщина шва после монтажа при платформенном опира- нии До 8 мм »
Зазор между поверхностью грунта и нижней плоскостью ростверка в набухающих грунтах Не менее установленного в проекте Измерительный, каждый ростверк
Толщина растворного шва безростверковых свайных фундаментов: между плитой и оголовком между стеновой панелью и оголовком До 30 мм До 20 мм То же
Предельные отклонения, мм, без кондуктора; в скобках — предельные от-
клонения, мм, с кондуктором.
Смещение, мм, относительно разбивочных осей; в скобках — отклонения,
мм, в отметках поверхностей.
Контрольные вопросы
1. В чем преимущества свайных фундаментов?
2. Почему применяют и забивные, и набивные сваи? Чем вызвано
многообразие типов и технологий выполнения свай?
3. Какие типы поперечных сечений свай вы знаете? В чем их эффек-
тивность?
4. За счет чего сваи воспринимают внешнюю нагрузку? По какому
принципу подразделяют сваи-стойки и висячие сваи?
5. Как работают сваи с наклонными гранями?
6. Как работают сваи с уширениями ствола? Можно ли делать не-
сколько уширений по высоте?
7. Для чего предназначены свайные ростверки? Какие типы свайных
ростверков вы знаете?
308
8. Как работают сваи при совместном действии продольной силы и
изгибающего момента?
9. Что такое полосы сжимающих напряжений в ростверке? В каких
случаях можно учитывать работу таких полос?
10. Как и в каких сечениях нужно рассчитывать свайный ростверк на
продавливание?
11. Как рассчитать арматуру в подошве ростверка?
12. Каковы пути сокращения расхода материалов в свайных роствер-
ках?
13. В чем преимущества безростверковых свайных фундаментов?
ГЛАВА 8
АНКЕРНЫЕ ФУНДАМЕНТЫ
8.1. Конструктивные решения
Анкерные фундаменты (рис. 8.1) служат для восприятия вы-
рывающих усилий, направленных перпендикулярно или под уг-
лом к открытой (горизонтальной, наклонной, вертикальной) по-
верхности грунта: в оттяжках опор высоковольтных линий (ВЛ), в
оттяжках напряженно-растянутых конструкций покрытий, в со-
оружениях башенного типа на оттяжках, в заанкеренных подпор-
ных стенах, в стенах в грунте, в сооружениях для удержания ополз-
ней, в подземных сооружениях и др. В настоящее время анкерные
фундаменты изготавливают из железобетона, стали, пластмасс,
пленок, сеток.
По способу изготовления анкеры подразделяются на сборные
и сборно-монолитные. По схеме работы анкеры подразделяются
на свободно лежащие массивные гравитационные анкеры (в том
числе, с использованием сил присоса за счет сцепления и атмос-
ферного давления); анкеры мелкого и глубокого заложения; ан-
керы трения. По конструкции фундаменты подразделяются на сле-
дующие виды (см. рис. 8.1): винтовые сваи; сваи с уширениями;
сваи с наклонными гранями; сваи с раскрывающимся уширени-
ем; козловые анкеры; иглообразные анкеры; зачеканиваемые и
инъекционные анкеры; анкерные железобетонные фундаменты;
винтовые анкеры; раскрывающиеся анкеры; гарпунные анкеры.
В подпорных стенах в качестве анкеров используют анкерующие
сетки и пленки в виде напряженно-растянутых мембран.
Рост анкерного усилия путем увеличения объема вовлекаемого
в работу грунта достигается устройством дополнительных винто-
вых лопастей или уширений на анкере, приданием анкеру клино-
образной формы для увеличения горизонтальных деформаций грун-
та. Расход материалов на единицу несущей способности уменьша-
ют путем применения облегченных конструкций анкеров: винто-
вых, раскрывающихся, оболочек, мембран. Для увеличения на-
грузки на один анкер при одинаковом расходе материалов приме-
няют тонкостенные анкеры вместо плоских плит или увеличива-
ют заглубление.
310
в
к
м
Рис. 8.1. Конструкции анкерных фундаментов:
а — винтовой анкер; б — свая с уширениями; в — свая с наклонными гранями;
г— свая с раскрывающимся уширением; д — козловой анкер; е, ж — иглообраз-
ные анкеры; з — зачеканиваемый анкер; и — анкерный железобетонный фунда-
мент; к — винтовой анкер; л — раскрывающийся анкер; м — гарпунный анкер
311
8.2. Экспериментальные данные
Были испытаны анкерные фундаменты в форме плит, кони-
ческих оболочек, свай-оболочек конической формы и с ушире-
нием ствола. При выдергивании анкерных фундаментов в связных
грунтах при неглубоком заложении образуется тело вырыва кони-
ческой формы, выходящее на поверхность грунта; при глубоком
заложении это тело не образуется. Обнаружено некоторое влия-
ние формы фундаментной плиты на напряженное состояние ос-
нования. Для плоских и вогнутых анкеров характерна концентра-
ция напряжений у краев и седлообразная форма эпюры контакт-
ных давлений. Увеличение выпуклости анкеров приводит к сни-
жению концентрации краевых напряжений и более равномерно-
му распределению напряжений в основании.
Для выпуклых анкеров установлено более равномерное рас-
пределение напряжений не только в вертикальном, но и в гори-
зонтальном направлении. Экспериментально установлено также
некоторое увеличение касательных напряжений и напряжений,
направленных по линии действия нагрузки. Наибольшие значения
этих напряжений при выпуклой форме фундамента наблюдаются
вблизи вершины оболочки, тогда как при вогнутой форме фунда-
мента они действуют на некотором расстоянии, ближе к поверх-
ности основания. При выдергивании выпуклых анкеров глубокого
заложения напряжения концентрируются в зоне над анкером, не
выходя на поверхность основания. Для анкеров мелкого заложе-
ния напряжения концентрируются у поверхности основания.
Формы эпюр контактных давлений были проверены при ис-
пытаниях железобетонных крупномасштабных и натурных образ-
цов. ыло установлено, что для вогнутых анкерных оболочек эпю-
ра контактных давлений седлообразна, тогда как при выдергива-
нии выпуклых анкерных оболочек она сразу принимает параболи-
ческую форму. Увеличение нагрузки, вызывающее рост неупругих
деформаций оболочек одновременно с ростом пластических де-
формаций основания в зонах по контуру фундамента, образова-
ние и раскрытие трещин приводят к постепенному изменению
эпюры контактных давлений.
Для вогнутых оболочек наблюдается опережающий рост ор-
динат контактных давлений вблизи центра оболочек и замедлен-
ное нарастание давлений у краев фундамента. Это приводит сна-
чала к количественному, а затем и к качественному изменению
эпюры контактных давлений, заключающемуся в перераспреде-
лении давлений и концентрации их в центральной части фунда-
мента. Для выпуклых анкерных оболочек не наблюдается каче-
ственного изменения формы эпюры контактных давлений. В про-
цессе роста нагрузки заметен опережающий рост контактных
312
давлений вблизи оси вращения, но общая форма эпюры остает-
ся неизменной.
При выдергивании анкерных фундаментов форма упругого ядра
зависит от глубины заложения анкеров и направления выдерги-
вающего усилия. При вертикальном направлении усилия и глубо-
ком заложении анкера над выпуклыми фундаментами при накло-
не образующей, большем угла внутреннего трения песка, упругое
ядро не образуется. Над вогнутыми оболочками образуется упру-
гое ядро в форме треугольника с углом при основании, прибли-
зительно равным углу внутреннего трения песка. Над плоскими
гладкими плитами образуется небольшое упругое ядро в виде тре-
угольника с вогнутыми сторонами. Упругое ядро над плоскими
плитами с шероховатой поверхностью имеет такую же форму и
размеры, как и над вогнутыми анкерами, что объясняется увели-
чением сил трения между фундаментом и грунтом.
При мелком заложении анкеров размеры упругого ядра возра-
стают, увеличивается в 1,8 —2,1 раза угол наклона образующей и
соответственно высота ядра. Ядро имеет коническую форму с уг-
лом при основании для выпуклых анкеров 1,3... 1,4<р; для вогнутых
анкеров — 1,8...2,1(р; для плоских анкеров — 1,1... 1,2(р (где ср —
угол внутреннего трения песка). При наклонном приложении вы-
рывающего усилия указанные ранее закономерности образования
упругого ядра сохраняются.
В первой фазе перемещение анкера происходит вследствие уп-
лотнения вышележащего грунта и образования в нем уплотнен-
ных зон. В песчаных грунтах анкер перемещается также из-за осы-
пания грунта в полость, образующуюся под анкером. Наиболее
быстро заполняется полость, образующаяся под вогнутыми анке-
рами. Объем песка, заполняющего полость под вогнутыми анке-
рами, намного больше, чем под выпуклыми и плоскими анкера-
ми, что снижает несущую способность таких анкеров в песчаных
грунтах. Вследствие наклона поверхности выпуклых анкеров и воз-
никновения горизонтальных составляющих давления на грунт зона
деформируемого грунта для выпуклых анкеров в песчаных грунтах
больше, чем для вогнутых и плоских анкеров.
Во второй фазе перемещение анкеров в глинистых грунтах про-
исходит с образованием цилиндрического тела вырыва, перехо-
дящего в верхней части в коническое (при глубоком заложении),
или конического гела вырыва (при мелком заложении). В песча-
ных грунтах, обладающих сцеплением, перемещение анкера про-
исходит так же, как в глинистых грунтах. В водонасыщенных и
сыпучих песчаных грунтах, не обладающих сцеплением, тело вы-
рыва не образуется.
В результате лабораторных и натурных испытаний свай-оболо-
чек было установлено, что путем устройства уширения или кони-
313
ческой формы сваи-оболочки можно значительно повысить несу-
щую способность свай в слабых глинистых грунтах при действии
выдергивающих усилий.
Результаты экспериментальных исследований формы уплотнен-
ного ядра над анкерами различной формы подошвы позволили
предположить, что форма подошвы анкера должна оказывать не-
значительное влияние на несущую способность основания над
анкером. В предельном состоянии контактная поверхность фунда-
мента или уплотненного грунта, работающего совместно с фунда-
ментом, совпадает с одной из линий скольжения.
Форма подошвы анкера должна значительно влиять на несущую
способность основания только при мелком заложении.
Для проверки влияния формы подошвы на несущую способ-
ность основания были проведены опыты на стальных моделях
фундаментов, нагружаемых вдавливающим или выдергивающим
усилием в железобетонном грунтовом лотке размером 2x2x2 м.
Опыты проводились в рыхлом среднезернистом песке объемным
весом 1,58 т/м3. Было установлено, что форма подошвы больше
всего влияет на несущую способность при мелком заложении
фундаментов.
С увеличением глубины заложения несущая способность плос-
ких образцов приближается к несущей способности вогнутых и
выпуклых образцов.
При действии на фундаменты вырывающих нагрузок наиболь-
шую несущую способность имеют выпуклые модели, причем с
увеличением выпуклости несущая способность увеличивается. Если
на глубине заложения, равной одному диаметру анкера, несущая
способность выпуклого анкера на 17 % больше, чем плоского ан-
кера, то на удвоенной глубине заложения превышение составля-
ет только 10%, а на утроенной глубине несущая способность ан-
керов всех форм практически одинакова.
Натурными испытаниями анкерных фундаментов диаметром
2 м с различными углами наклона образующей и фундамента в
виде плоской круглой плиты были подтверждены данные лабора-
торных испытаний.
Установлено также, что в глинистых грунтах влияние формы
подошвы анкеров меньше, чем в песчаных грунтах.
8.3. Расчет анкерных фундаментов
Анкерные фундаменты рассчитывают в той же последователь-
ности, что и столбчатые (или свайные) фундаменты. Производят
расчет несущей способности по грунту, расчет прочности и тре-
щиностойкости по материалу — железобетону или расчет проч-
314
ности по стали или дереву. В некоторых случаях проверяют пере-
мещения (например, для вертикально забитых анкерных свай,
нагружаемых наклонной или горизонтальной силой).
Расчет несущей способности по грунту (анкерная плита, вин-
товая свая при мелком заложении лопасти) (рис. 8.2, а):
Fd = 1C(Q + Mcosy + G);
2/ftgy
D
nHci
cosy
(D + Tftgy),
(8.1)
д e ж з и
Рис. 8.2. Расчетные схемы анкерных фундаментов:
4
а — плита мелкого заложения; б — плита глубокого заложения; в — наклонный
анкер; г — свая с уширением; д — свая с несколькими уширениями; е — коничес-
кая свая; ж, з — гибкие анкеры; и — анкер в скальном грунте; к — козловой анкер
315
где ус — коэффициент условий работы; Q — масса грунта в объеме
усеченного конуса; — сила сопротивления грунта отрыву, дей-
ствующая по боковой поверхности конуса; у — угол наклона обра-
зующей конуса выпирания к оси анкерного фундамента (у = ср для
связных прочных грунтов; у = 0,66<р для тугопластичных грунтов;
= 0,3(р для слабо уплотненных грунтов); G — собственная масса
анкерного фундамента; у( — осредненное расчетное значение удель-
ного веса грунта в зоне выше анкера (при водонасыщенных грун-
тах— с учетом взвешивающего действия воды); Н — глубина зало-
жения анкера; D — диаметр анкера; — удельное сцепление грунта.
При многослойном напластовании принимают тело выпира-
ния в виде сочетания усеченных конусов с углами у2> Уз и т.д.
Расчет несущей способности анкера при глубоком заложе-
нии (рис. 8.2, б):
Fd = Yc[0,785(Z>2 - d2)(MyCl + MqYuH) + f.(H + Z>)] + G. (8.2)
Оптимальная величина H определяется из уравнения
- 0,785 (Р2 - J2) МуС] + f„D = О,
(8.3)
где yi — осредненное расчетное значение удельного веса грунта в
зоне выше анкера (при водонасыщенных грунтах — с учетом взве-
шивающего действия воды); Ci — удельное сцепление грунта; d —
диаметр ствола, м; fu — среднее удельное сопротивление по боко-
вой поверхности; Mq, Му— коэффициенты, принимаемые по табл.
1.5 (см. гл. 1).
Расчет несущей способности при наклонном положении пли-
ты (рис. 8.2, в) производится по приведенным ранее формулам.
При мелком заложении принимается измененная форма тела вы-
пора. Расчет анкерной плиты при горизонтальной нагрузке при-
веден в [10].
Расчет несущей способности анкерной буронабивной сваи с
уширением ствола (рис. 8.2, г):
(8.4)
где ус — коэффициент условий работы сваи (ус = 1); ycR — коэф-
фициент условий работы грунта (yCjR = 1 во всех случаях, за ис-
ключением свай с камуфлетным уширением, для которых
316
ycR = 1,3, и свай с уширенной пятой, бетонируемой подводным
способом, для которых ycR = 0,9); Aw — площадь поперечного се-
чения уширения без учета площади ствола; и — периметр ствола
сваи, м; yCf — коэффициент условий работы грунта на боковой
поверхности набивной сваи, сваи-оболочки, зависящий от спо-
соба образования скважин и стволов, принимаемый по табл. 7.5.
Расчет несущей способности буронабивной сваи с несколь-
кими уширениями ствола (рис. 8.2, д):
Fd = Yc(«SYc/ZO + 6 + 7VicosV + g, (8.5)
где Ц — толщина /-го слоя грунта, соприкасающегося с боковой
поверхностью.
Расстояние между соседними уширениями по высоте не долж-
но превышать 2,5 диаметра уширения (в этом случае свая работа-
ет как свая большого диаметра, равного диаметру уширения).
Расчет несущей способности забивной сваи., работающей на
выдергивание:
п
^du ~ с ' fify,
/=1
(8.6)
где ус — коэффициент условий работы, принимаемый для свай,
погружаемых в грунт на глубину менее 4 м, равным 0,7, на глуби-
ну 4 м и более — равным 0,8 для всех зданий и сооружений.
При расчете по материалу железобетонных свай при действии
выдергивающей силы
d YcC^-S^S "I" Rsp^sp)}
(8.7)
где yc — коэффициент условий работы сваи (ус = 1); Rs — расчет-
ное сопротивление арматуры; As — площадь продольной армату-
ры; Rsp — расчетное сопротивление напряженной арматуры; Asp —
площадь продольной напряженной арматуры.
Расчет несущей способности винтовой сваи (см. рис. 8.1, к)
диаметром лопасти d < 1,2 м и длиной I < 10 м, работающей на
выдергивающую нагрузку, производят по формуле
Fd = Y<[(«i‘'i + «2У1Л1М +fu(h - </)],
(8.8)
где ус — коэффициент условий работы, зависящий от вида на-
грузки, действующей на сваю, и грунтовых условий, определяе-
мый по табл. 7.8; аьа2 — безразмерные коэффициенты, прини-
маемые по табл. 7.9 в зависимости от расчетного значения угла
внутреннего трения грунта в рабочей зоне <р,- (под рабочей зоной
понимается прилегающий к лопасти слой грунта толщиной, рав-
ной d); Cj — расчетное удельное сцепление глинистого грунта или
параметр линейности песчаного грунта в рабочей зоне, кПа; у! —
317
расчетный удельный вес грунтов, залегающих выше отметки,
кН/м3; h — глубина залегания лопасти сваи от природного рель-
ефа, а при планировке территории срезкой — от планировочной
отметки, м; А — проекция площади лопасти, м2, считая по на-
ружному диаметру при работе винтовой сваи на сжимающую на-
грузку, и проекция рабочей площади лопасти (за вычетом площа-
ди сечения ствола), м2, при работе винтовой сваи на выдергива-
ющую нагрузку; / — расчетное сопротивление грунта на боковой
поверхности винтовой сваи, кПа, принимаемое по табл. 7.3; и —
периметр ствола сваи, м; d — диаметр лопасти сваи, м.
Несущую способность винтовой свам диаметром лопасти d >
> 1,2 м и длиной / > 10 м определяют по данным испытаний вин-
товых свай статической нагрузкой.
Расчет несущей способности набивной сваи., сваи-оболоч-
ки, работающих на выдергивающие нагрузки:
п
Fdu =
»=i
(8.9)
Расчет несущей способности козловой сваи (см. рис. 8.2, к):
Fd = Yc («X Yc/A + «Z fi°hi) ’ (8-1 °)
где a — ширина сечения наклонной стороны сваи, м; fp — удель-
ный отпор грунта по боковой поверхности сваи, МПа, определя-
емый по табл. 7.10.
Рекомендуемая длина свай — не более 4...6 м; отношение дли-
ны к толщине 1/Ь должно составлять 5...20; рациональный угол
поворота а = 10... 20°.
Расчет несущей способности буронабивной конической сваи
(рис. 8.2, е):
d — Yr 4 ipifi + , Fd Ус^^, Ycf
(8.11)
где J] — расчетное сопротивление z-го слоя грунта по боковой
поверхности анкера, МПа.
Расчет несущей способности иглообразного анкера'.
а) без инъекции раствора в окружающий грунт (рис. 8.2, ж) —
(8.12)
б) с инъекцией раствора в окружающий грунт (рис. 8.2, з) —
Fd = Ус (УскЯЛ + "Е yc/fJi),
(8.13)
где f — расчетное сопротивление z-го слоя грунта по поверхности
закрепленного грунта (сопротивление срезу грунта).
318
Расчет несущей способности зачеканиваемого в скважину
анкера (рис. 8.2, и):
Fd = yc(Q+ 7V|Cosy); Fd = ^RSASI, + RSAS.
(8.14)
Расчет расклиниваемого козлового анкера производят ана-
логично расчету анкерного фундамента мелкого заложения.
8.4. Конструирование фундаментов
Глубину заложения анкерных фундаментов определяют ана-
логично глубине заложения столбчатых и ленточных фундамен-
тов (см. гл. 2, 3). Глубина заложения анкера связана также с необ-
ходимой несущей способностью по грунту. Классы бетона и ар-
матуры, толщину защитного слоя принимают в соответствии с
рекомендациями для столбчатых и свайных фундаментов. Разме-
ры в плане, толщину фундамента назначают по расчету, разме-
ры в плане зависят от требуемой несущей способности по грун-
ту. Способы армирования, размеры сеток принимают аналогич-
но способам армирования и размерам сеток столбчатых и свай-
ных фундаментов.
Ответственной частью конструирования является способ креп-
ления оттяжки к анкерному фундаменту. Наиболее широко при-
меняются петлевое шарнирное соединение гибкой оттяжки и петли
в верхней части фундамента (см. рис. 8.2). Сечение петли в верхней
части фундамента определяют расчетным путем.
Номенклатура свайных фундаментов из забивных свай (рис. 8.3,
а... в, е...к) разработана институтом «Энергосетьпроект». Типы
принятых свай — призматические сваи с анкерной петлей или
болтами в верхней части. Длина свай определяется расчетным пу-
тем; обычно используют сваи длиной 6... 12 м, сечением 25x25,
30x30, 35x35, 40x40 см. Число анкерный болтов — 1, 2, 4. Но-
менклатура фундаментов из сборных железобетонных блоков (см.
рис. 8.3, г, д) разработана институтом «Энергосетьпроект». Блоки
имеют размер подошвы 1 х 1; 2,0 х 1,5; 1,5 х 2,0; 1,5 х 3,0; 2 х 3; 2 х 4 м.
Глубина заложения блоков — 2,5...3,0 м; высота блоков — 0,45;
0,60 м.
Конструкции фундаментов из винтовых свай (рис. 8.4, а...в)
разработаны институтом «Фундаментпроект». Приняты два типа
свай: стальные и с железобетонным стволом. Стальные сваи име-
ют длину 6; 8; 10; 12 м; диаметр лопасти 0,6; 0,8; 1,0; 1,2 м; допу-
стимое давление грунта на лопасти — до 15 кг/см2. Сваи со сталь-
ной лопастью и железобетонным стволом отличаются от стальных
свай только материалом ствола.
319
Фундаменты из зачеканиваемых болтов (см. рис. 8.4) крепятся
к основанию болтами. Конструкции зачеканиваемых болтов раз-
работаны харьковским «Промстройниипроектом»: а) с запекан-
кой на основе эпоксидной смолы; б) с зачеканкой на основе
жесткой цементно-песчаной смеси. Предусматривается следующий
состав работ: бурение скважины станками или перфораторами в
скальном грунте, приготовление эпоксидного клея или цемент-
но-песчаного раствора, установка болтов, зачеканка с виброуп-
лотнением.
з
и
Рис. 8.3. Анкерные фундаменты:
а...в — свайные; г, д — из сборных блоков; е...з — схемы фундаментов соответ-
ственно с одной, двумя и четырьмя сваями; и, к — анкерные сваи
320
а б в
Рис. 8.4. Анкерные фундаменты:
а...в — винтовые сваи; г — зачеканиваемые анкеры; д — буронабивная свая; е —
корневидная буронабивная свая; ж — гибкий инъецируемый анкер
Для анкерных фундаментов из буронабивных свай (см. рис. 8.4)
применяются обычные буронабивные сваи с уширением (ушире-
ниями) ствола (см. гл. 7).
Анкеры иглообразного типа (гибкие) (см. рис. 8.4) устраива-
ются следующим образом: после бурения или проходки с помо-
щью трубы скважины в нее монтируется оттяжка, устраивается
уплотнение на небольшом расстоянии от торца скважины. Затем
производится инъекция закрепляющего состава в полость сква-
жины, ограниченную уплотнением. Для хорошей анкеровки от-
11 Тетиор
321
Узел 3
Узел 4
д
Рис. 8.5. Анкерные фундаменты в условиях слабых грунтов:
а — плавающий; б — свайный; в — фундамент блочный с ряжевым ограждением;
г — фундамент блочный с шпунтовым ограждением; д — железобетонный анкер
с засыпкой бутом
322
тяжки в зоне ее контакта с закрепляющим составом устраивают-
ся уширения. Возможно устройство камуфлетного уширения на
конце анкера.
Конструкции анкерных фундаментов в условиях особо непроч-
ных грунтов разработаны институтом «Энергосетьпроект» (рис. 8.5).
Плавающие фундаменты выполняют в виде плота (из бревен или
пустотелых стальных или железобетонных элементов). Свайные фун-
даменты выполняют из свай, забитых в минеральное дно слабого
грунта (торфа). Блочные фундаменты из отдельных сборных бло-
ков с ряжевым ограждением устраиваются из сборных блоков,
устанавливаемых на минеральное дно особо непрочного грунта —
торфа.
Контрольные вопросы
1. Каковы функции анкерных фундаментов? В чем их принципиальное
отличие от других фундаментов?
2. Как деформируется грунт над анкером при действии вырывающего
усилия? Влияет ли глубина заложения анкерной плиты на схему дефор-
мации грунта?
3. Как влияет форма анкерной плиты (выпуклая, вогнутая, плоская)
на воспринимаемое анкером усилие?
4. За счет чего воспринимает внешнюю нагрузку анкерная свая?
5. Как влияет уширение ствола или винтовая лопасть на стволе на
величину анкерующего усилия?
6. Каковы конструкции анкеров в условиях особо непрочных (слабых)
грунтов — торфов?
7. Каковы конструкции анкерных фундаментов опор ВЛ?
8. В чем преимущество массивных (гравитационных) анкеров?
9. Какова конструкция анкера в условиях скальных грунтов?
ГЛАВА 9
ФУНДАМЕНТЫ В ОСОБЫХ УСЛОВИЯХ
9.1. Фундаменты в условиях сейсмических
воздействий
Сейсмические воздействия {землетрясения) — это колеба-
ния земной поверхности в результате быстрого выхода накапли-
ваемой энергии при резком взаимном смещении глубинных плат-
форм Земли в стыках, вулканизма и других внутренних сил пла-
неты. Землетрясения через грунт в основании вызывают колеба-
ния зданий и сооружений, что ведет к возникновению в возве-
денных на поверхности грунта зданиях и сооружениях сил инер-
ции, оказывающих силовые воздействия на строительные конст-
рукции. Для зданий и инженерных сооружений, воспринимающих
постоянное активное давление грунта (подпорных стен, подзем-
ных зданий), землетрясения немного повышают активное давле-
ние грунта, снижая угол его внутреннего трения.
Чаще всего центры землетрясений располагаются на значитель-
ных расстояниях от городов и на большой глубине от поверхности
грунта. К зданиям обычно издалека приходят горизонтальные и
вертикальные колебания грунта. При этом одна за другой следуют
волны сжатия и растяжения. При большой длине зданий, сопос-
тавимой с длиной волны (десятки метров) они могут вызвать дей-
ствие дополнительных усилий сжатия и растяжения. Для большин-
ства зданий и сооружений (кроме большепролетных) основным
видом опасных сейсмических воздействий являются горизонталь-
ные колебания поверхности основания. Для большепролетных зда-
ний (когда значительные силы инерции возникают при верти-
кальных колебаниях большепролетных конструкций) и при рас-
положении здания вблизи эпицентра землетрясения опасны и вер-
тикальные колебания грунта. Для фундаментов определяющими
являются горизонтальные колебания.
Интенсивность землетрясений оценивают в баллах по стандарт-
ной шкале, включающей в себя инструментально замеряемую
(обычно замеряют ускорение колебаний и их амплитуду) и опи-
сательную части. Сейсмический балл устанавливают в зависимос-
ти от района строительства с учетом дополнительного микрорай-
онирования, на основе инженерно-геологических условий строи-
324
тельной площадки и истории проявления землетрясений. При силе
землетрясений 6 баллов и менее специальный расчет зданий и
фундаментов не требуется, но вводятся мероприятия по повыше-
нию качества работ и улучшению узлов (стыков). Расчет с учетом
сейсмических воздействий производят при землетрясениях силой
7... 9 баллов. В районах с землетрясениями силой 10 баллов строи-
тельство экономически не оправдано и поэтому не рекомендует-
ся (разрешается в исключительных случаях).
Фундаменты в условиях сейсмических воздействий проектиру-
ют как с учетом восприятия дополнительных усилий, вызванных
этими воздействиями (сейсмостойкие фундаменты), так и для
снижения интенсивности сейсмических воздействий на здание
(сейсмоизолирующие фундаменты). Сейсмостойкие фундаменты
рассчитывают и конструируют с учетом восприятия дополнитель-
ных горизонтальных нагрузок. Сейсмоизолирующие фундаменты
изолируют здание от дополнительных горизонтальных перемеще-
ний грунта.
Грунты в сейсмических районах подразделяются на три катего-
рии: I — хорошие; II — среднего качества; III — низкого качества.
При благоприятных грунтовых условиях (скальные или другие проч-
ные грунты) разрешается уменьшать сейсмичность района на один
балл. При неблагоприятных грунтовых условиях (слабые грунты с
высоким уровнем грунтовых вод) сейсмичность повышают на один
балл. Расчет оснований и фундаментов в сейсмически опасных
районах выполняют на основные и особые сочетания нагрузок,
причем в последние включают сейсмическую нагрузку. Эту на-
грузку определяют путем динамического расчета зданий на коле-
бания и прикладывают в точках размещения масс элементов кон-
струкции (в уровнях этажей).
При строительстве в сейсмических районах глубину заложения
фундаментов назначают не менее 1 м, причем грунты III катего-
рии требуют искусственного улучшения. Фундаменты зданий и их
отдельных отсеков следует закладывать на одной глубине, а в зда-
ниях повышенной этажности следует предусматривать дополни-
тельное заглубление фундаментов. Рекомендуется проектировать
план здания наиболее простым, без выступов и входящих углов.
Если же здание имеет сложную форму в плане и по высоте, то
необходимо устраивать антисейсмические швы, которые разделя-
ют здание на простые блоки, как в плане, так и по высоте. При
этом нужно стремиться к симметричности блоков и более равно-
мерному распределению масс по высоте и жесткостей здания
(диафрагм, связей) в плане.
При проектировании фундаментов нужно стремиться к их боль-
шей жесткости и обеспечению их совместной работы при сейс-
мических воздействиях. Чтобы не допускать относительных пере-
325
мещений отдельных фундаментов при сейсмических воздействи-
ях, рекомендуются плитные фундаменты или фундаменты из пе-
рекрестных лент. Сборные фундаменты устраивают с перевязкой
блоков в узлах и укладкой дополнительных арматурных сеток, а
также с устройством монолитного железобетонного пояса по верху
фундамента. В каркасных зданиях допускается применение отдель-
ных фундаментов, которые соединяют между собой железобетон-
ными балками — связями в двух направлениях. При использова-
нии свайных фундаментов необходима жесткая заделка свай в
соединенные между собой ростверки, расположенные в одном
уровне, причем нижние концы свай следует опирать на более плот-
ные слои грунтов оснований. Устройство фундаментов в сейсми-
чески опасных районах гарантирует нормальную эксплуатацию
зданий только в том случае, если их надземная часть возведена с
учетом сейсмических воздействий.
Сейсмостойкие фундаменты должны проектироваться как обыч-
ные фундаменты с дополнительным учетом обеспечения боль-
шей жесткости в узлах и восприятия дополнительных усилий,
приходящих от зданий или инженерных сооружений в результате
их колебаний и действия сил инерции. Их конструкции связаны
также с возможным использованием антисейсмических меропри-
ятий в зданиях, например пассивной сейсмозащиты в виде под-
вешенных в верхней части здания масс, перемещающихся в про-
тивофазе к сейсмическим колебаниям здания и существенно сни-
жающих сейсмические воздействия. Расчет оснований по несущей
способности ведут с учетом вертикальной составляющей внецент-
ренной нагрузки, передаваемой фундаментом на грунт, и гори-
зонтальной составляющей при расчете на сдвиг фундамента 133].
Сейсмоизолирующие фундаменты должны исключить горизон-
тальные перемещения зданий при землетрясениях, причем это
необходимо как с точки зрения сокращения затрат, так и исходя
из соображений исключения негативных воздействий на жителей.
Существуют разнообразные конструкции сейсмоизолирующих
фундаментов, нс только исследованных экспериментально, но и
показавших работоспособность при реальных землетрясениях. Наи-
большее применение нашли фундаменты, в которых между зда-
нием и грунтом введены элементы качения или скольжения, су-
щественно снижающие горизонтальные усилия (рис. 9.1).
Наиболее успешно были использованы два типа элементов ка-
чения: бетонные цилиндры высотой на этаж и качающиеся стой-
ки. Цилиндры, установленные в подвале и ориентированные пер-
пендикулярно известному направлению сейсмических воздействий
(здание в г. Мехико, для которого постоянный эпицентр земле-
трясений расположен на большом удалении под дном моря), по-
зволили исключить сейсмические воздействия при реальном зем-
326
i
д
г
Рис. 9.1. Конструкции сейсмоизолированных фундаментов:
а — в виде цилиндрических катков; б — в виде качающихся колонн; в — со скользя-
щими опорами; г, д — узлы качающихся колонн и скользящих опор; 1 — здание и
верхняя плита; 2 — железобетонные катки; 3 — нижняя плита фундамента; 4 —
упругие элементы; 5 — качающиеся стойки высотой на этаж; 6 — стаканы; 7 —
скользящие элементы (опоры); 8 — упругие ограничители перемещений по контуру
летрясении. При такой конструкции необходимо устройство огра-
ничителя горизонтальных перемещений, который выполняют в
виде стены подвала по периметру здания, отделенной от его стен.
Между зданием и стеной вводят пружины, возвращающие здание
в начальное положение. Цилиндры применимы только при извест-
ном постоянном направлении горизонтальных колебаний грунта
при землетрясении.
Качающиеся стойки высотой на этаж были разработаны и ус-
пешно применены трестом «Севастопольстрой» при строитель-
стве 9-этажных жилых зданий в г. Севастополе. Между сплошной
фундаментной плитой и такой же плитой перекрытия первого
этажа были установлены круглые в плане железобетонные стой-
ки, торцы которых имели высокопрочные стальные закладные
детали сферической формы, контактирующие со стальными плос-
кими закладными деталями в железобетонных плитах. Сложная
криволинейная форма закладных деталей в торцах колонн обеспе-
чивала небольшой подъем плиты перекрытия первого этажа при
отклонении стоек от вертикали. Поэтому при горизонтальном воз-
действии на фундаментную плиту оно не передавалось на здание,
которое после небольшого подъема стремилось занять прежнее
положение, оставаясь в инерции покоя, вверху и внизу стоек в
327
плитах были выполнены железобетонные стаканы с упругими
вставками, которые ограничивали наибольшие отклонения ко-
лонн от вертикали — около 10 см (эта величина при реальных
землетрясениях была совершенно недостижима).
Сейсмоизолирующие фундаменты также показали работоспо-
собность при реальном землетрясении. Такие конструкции можно
применять при любом направлении сейсмических колебаний (в
Крыму эпицентры землетрясений расположены в разных местах
Крыма, как на удалении от берега под дном моря, так и в при-
брежной зоне).
Сейсмоизолирующие фундаменты с элементами скольжения
были разработаны и применены ЦНИИСК. В качестве элементов
скольжения были использованы сталефторопластовые изолято-
ры, представляющие собой наборы перемежающихся стальных и
фторопластовых пластин, имеющих очень низкий коэффициент
трения. Эти наборы устанавливали с расчетным шагом между двумя
железобетонными поясами: в фундаменте и в перекрытии перво-
го этажа. Для возврата здания в исходное положение в процессе
колебаний служили пружины, устанавливаемые по периметру зда-
ния и упирающиеся в стенку, изолированную от здания.
Все описанные ранее системы сейсмоизоляции могут успешно
применяться только при низкочастотных колебаниях грунта, по-
этому при назначении сейсмоизолирующей конструкции необхо-
дима информация о преобладающих частотах колебаний в конк-
ретном районе строительства.
9.2. Фундаменты на вечномерзлых грунтах
В условиях вечномерзлых грунтов фундаменты устраивают с
учетом того, что вечномерзлый грунт обладает высокими проч-
ностными и деформационными характеристиками в естествен-
ном замороженном состоянии й в то же время эти показатели
резко снижаются при оттаивании. Поэтому лучшим способом стро-
ительства является сохранение вечномерзлого состояния грунта
при возведении и эксплуатации зданий. Для этого нужно исклю-
чить поступление теплоты от здания в грунт (например, поднять
здание над поверхностью грунта и одновременно устроить тепло-
изоляцию грунта для предотвращения его оттаивания в летний
период), хотя в отдельных случаях (легкие здания, относительно
прочный грунт) можно возводить и обычные фундаменты с отта-
иванием грунта.
Вечномерзлыми называются грунты, находящиеся в мерзлом
состоянии в течение трех и более лет. Они представляют собой
ярко выраженные структурно-неустойчивые грунты; при их отта-
328
ивании происходит просадка вследствие нарушения природной
структуры. Вечномерзлые грунты распространены на значитель-
ной территории на северо-востоке Российской Федерации. В ре-
зультате оттаивания слоя вечномерзлого грунта под зданиями мо-
гут происходить очень большие и неравномерные осадки зданий.
Проектировать фундаменты на вечномерзлых грунтах нужно в
соответствии с нормативными документами [27]. Вопросы проек-
тирования и способы возведения фундаментов при наличии веч-
номерзлых грунтов рассмотрены в [18]. При проектировании фун-
даментов в районах распространения вечномерзлых грунтов до-
полнительно учитываются мерзлотно-грунтовые условия строи-
тельной площадки и изменения этих условий в результате строи-
тельства и хозяйственного освоения территории; тепловые и ме-
ханические взаимодействия сооружений с грунтами основания.
Мерзлотно-грунтовые условия характеризуются:
• распространением и формой залегания вечномерзлых грун-
тов;
• составом, сложением и строением грунтов;
• толщиной сезоннооттаивающих и сезоннопромерзающих
слоев;
• температурным режимом грунтов;
• физико-механическими свойствами грунтов, в том числе и
при отрицательных температурах;
• мерзлотными процессами, развивающимися при промерза-
нии и оттаивании;
• климатическими условиями.
Дополнительными характеристиками мерзлых грунтов по срав-
нению с талыми являются:
• льдистость и суммарная влажность, включающая в себя все
виды воды в мерзлом грунте;
• морозная текстура;
• степень заполнения пор грунта льдом;
• относительная просадочность грунта при протаивании;
• характеристики деформативности грунтов после оттаивания;
• пучинистость грунтов;
• касательные силы пучения;
• теплофизические характеристики (коэффициенты теплопро-
водности, объемной теплоемкости в мерзлом и талом состояниях);
• засоленность грунта.
В зависимости от мерзлотно-грунтовых и климатических усло-
вий и особенностей сооружений принимается один из принци-
пов использования грунтов в качестве их оснований:
1) использование грунтов основания в мерзлом состоянии в
течение всего периода эксплуатации сооружения путем сохране-
ния этого состояния или путем искусственного замораживания
329
грунтов и поддержания их в этом состоянии во время эксплуата-
ции;
2) использование грунтов основания в оттаявшем состоянии
путем предварительного оттаивания грунтов, оттаивания во вре-
мя эксплуатации сооружения или замены мерзлых грунтов на та-
лые.
Первый принцип применяют, если грунты оснований можно
сохранить в мерзлом состоянии при экономически оправданных
затратах на мероприятия, обеспечивающие это состояние. Вечно-
мерзлое состояние сохраняют с помощью следующих конструк-
тивных решений (рис. 9.2): возведение зданий над грунтом на сва-
ях или других фундаментах, на подсыпках, устройство теплоизо-
ляции на поверхности грунта, устройство вентилируемых подпо-
лий, размещение на первом этаже зданий неотапливаемых поме-
щений, прокладка вентилируемых каналов и труб под полами,
Рис. 9.2. Схемы (а...г) устройства фундаментов при сохранении
в основании вечномерзлого состояния грунтов:
1 — здание; 2 — высокий ростверк; 3 — оттаивающий слой грунта; 4 — вечномер-
злый грунт; 5 — граница верха вечномерзлого грунта; 6 — теплоизоляционная
подсыпка; 7 — теплоизоляция; 8 — вентиляция; 9 — вентиляционные каналы,
охлаждающие грунт
330
искусственное охлаждение грунта с по-
мощью замораживающих колонок, в
которых циркулирует охлаждающий газ
или жидкость.
При использовании первого принци-
па чаще всего применяют свайные фун-
даменты (рис. 9.3, 9.4). Здание на свай-
ных фундаментах поднимают над поверх-
ностью грунта на величину, допускаю-
щую периодический проход людей под
зданием для устройства утепляющего
слоя и ухода за ним. Обычно эта величи-
на принимается в пределах 1,2... 2,0 м. Для
защиты утепляющего слоя под зданием
по периметру выполняют защитно-деко-
ративную стенку из легких панелей (алю-
миниевых и др.), не доходящую до уров-
ня грунта, в целях обеспечения вентиля-
ции (см. рис. 9.3). Такие конструкции были
успешно использованы при возведении
многоэтажных жилых и гражданских зда-
ний, производственных объектов в Яку-
тии и др. (см. рис. 9.4).
Опыт эксплуатации таких конструк-
ций показал, что сравнительно тонкие
сваи не обладали долговечностью, они
Рис. 9.3. Узел фундамента
на вечномерзлых грунтах:
1 — свая; 2 — скважина; 3 —
стена здания; 4 — декоратив-
ный экран; 5 — балка ро-
стверка; 6 — граница вечно-
мерзлого грунта (стрелкой
показано направление движе-
ния воздуха)
не выдерживали длительного воздействия попеременного замо-
раживания и оттаивания в зоне верха основания, что приводило
к их постепенному разрушению и необходимости проведения мас-
сового усиления путем наращивания сечения. Вокруг сваи уста-
навливали круглую стальную опалубку и наращивали сечение пу-
тем обетонирования (см. рис. 9.4).
В последние годы для устранения этого недостатка были разра-
ботаны и применены пространственные конструкции фундамен-
тов (рис. 9.5). Сборные железобетонные складки монтируют на
постель из профилированного по форме складки замороженного
песка, после чего над складкой строят здание с таким же зазором
между грунтом и полом здания, как и при свайных фундаментах.
Здания опираются на поперечные стены большого сечения, ко-
торые значительно лучше противостоят переменному заморажи-
ванию и оттаиванию, чем сваи.
По способу погружения в вечномерзлые грунты сваи подраз-
деляются:
• на буроопускные, погружаемые в предварительно пробурен-
ные скважины, имеющие больший диаметр, чем сваи; в скважи-
331
Рис. 9.4. Схемы устройства фундаментов при использовании в основа-
нии вечномерзлого грунта:
а — высокий свайный ростверк под бескаркасным зданием; б — складчатый фунда-
мент; в — высокий ростверк под каркасным зданием; г — узел усиления сваи; 1 —
свая; 2 — участок наращивания сечения (обетонирования сваи) в активной зоне;
3 — стена здания; 4 — декоративный экран; 5 — балка ростверка; 6 — граница
вечномерзлого грунта (стрелкой показано направление движения воздуха)
ны нагнетают грунтовый раствор, быстро замерзающий вокруг
сваи;
• бурозабивные, погружаемые с помощью забивки в заранее
пробуренные скважины (лидеры) диаметром на 1...2 см меньше
диаметра сваи;
• опускные, погружаемые забивкой в предварительно оттаива-
емый грунт, для чего используют паровые иглы. Можно устраи-
вать и столбчатые фундаменты в предварительно пробуренных
скважинах диаметром 0,8... 1,2 м. Делать другие фундаменты эко-
332
номически невыгодно из-за большой трудоемкости разработки
вечномерзлых грунтов.
При устройстве фундаментов по второму принципу допуска-
ется оттаивание грунта. В этом случае при возведении и эксплуата-
ции зданий и сооружений необходимо предусматривать меры по
уменьшению неравномерных осадок или приспосабливать конст-
рукции здания к восприятию возможных неравномерных осадок.
Для уменьшения деформаций основания проводят следующие
мероприятия: предварительно оттаивают грунт на требуемую глу-
бину перед возведением здания с дальнейшим уплотнением или
закреплением оттаявшего грунта; полностью заменяют вечномерз-
лый грунт песчаным или крупнообломочным грунтом; регулиру-
ют глубину оттаивания грунта в процессе эксплуатации здания,
прокладывая у фундаментов обогревающие трубопроводы; устра-
ивают наружные стены зданий на консолях, относя фундаменты
наружных стен внутрь здания для уменьшения неравномерных
б
Рис. 9.5. Новый тип фундамента на вечномерзлых грунтах:
а, б — разрезы; в — поперечный разрез одной складки; г — общий вид одной
складки; 1 — складка; 2 — балка; 3 — ложе из влажного замерзшего песка; - —
продух; 5 — вечномерзлый грунт; 6 — стены подвала здания; 7 — складчатая
оболочка; 8 — выпуски арматуры для соединения в узле; 9 — монтажные петли
333
осадок, так как осадка внутренних фундаментов больше, чем на-
ружных, из-за неодинаковой высоты слоя оттаявшего грунта; вы-
полняют регулируемые фундаменты под малоэтажными здания-
ми, имеющие в своем составе винтовые домкраты, позволяющие
регулировать возможные крены и перекосы.
Для оттаивания вечномерзлых грунтов используется электро-,
гидро- и паропрогрев. Выбор первого или второго принципа ис-
пользования вечномерзлых грунтов в качестве оснований зданий и
сооружений осуществляют на основе экономического анализа раз-
личных вариантов конструктивных решений. При использовании
грунтов основания в оттаявшем состоянии различают два основ-
ных случая: когда оттаивание произведено до возведения сооруже-
ния и когда частично или полностью грунты основания оттаивают
в процессе эксплуатации сооружения. В первом случае фундаменты
рассчитывают как для сооружений, возводимых на талых грунтах.
Дополнительно рассчитывают возможность промерзания грунтов
под фундаментами и выпучивание фундаментов во время возведе-
ния сооружения до ввода отапливающих агрегатов в эксплуатацию.
Сооружения, грунты в основании которых оттаивают во время
эксплуатации, должны иметь конструкции, приспособленные к не-
равномерным осадкам, возникающим при оттаивании грунтов под
нагрузкой. Глубина заложения фундаментов при проектировании
по первому принципу должна быть в условиях пучинистых грунтов
не менее чем на 1,0 м ниже расчетной глубины оттаивания грунтов
Ht, определяемой из выражения
(9.1)
где mt — коэффициент теплового влияния здания (для зданий с
вентилируемыми подпольями у наружных стен при устройстве
покрытий черного цвета mt = 1,2; при других покрытиях или их
отсутствии mt - 1,0; у внутренних стен mt = 0,8); Н" — норматив-
ная глубина сезонного оттаивания грунта.
Нормативную глубину сезонного оттаивания грунта Н? при-
нимают по данным многолетних наблюдений или по картам [27].
Глубину заложения фундаментов при допущении оттаивания грун-
тов принимают, как для обычных фундаментов. Основания при
использовании первого принципа рассчитывают по первому пре-
дельному состоянию (по несущей способности), если грунты на-
ходятся в твердомерзлом состоянии. При пластично-мерзлом со-
стоянии глинистых грунтов, имеющих температуру, близкую к
температуре замерзания, расчет производится дополнительно по
второму предельному состоянию (по деформациям). Несущую спо-
собность оснований центрально-нагруженных фундаментов опре-
деляют из условия
334
F; = k2m2R?A + kxmx^ (9.2)
/=1
где k2, kx — коэффициенты однородности, принимаемые обычно
равными 0,8; т2, тх — коэффициенты условий работы, прини-
маемые по табл. 9.1, 9.2; 7?" — нормативное сопротивление мерз-
лого грунта, кН/м2, принимаемое по табл. 9.3; А — площадь подош-
вы фундамента, м2 (для свай — площадь поперечного сечения
сваи у нижнего конца); п — число слоев вечномерзлых грунтов,
смерзающихся с боковыми поверхностями фундаментов; 7^" —
нормативное сопротивление грунтов сдвигу по поверхности смер-
зания, кН/м2, для середины /-го слоя, определяемое по табл. 9.4;
A^i — площадь смерзания грунта z-ro слоя с боковыми поверхно-
стями фундамента, м2.
Для столбчатых фундаментов в формуле (9.2) второе слагаемое
не учитывается, если проектом не предусмотрено уплотнение об-
ратной засыпки грунта и смерзание ее с фундаментом. Внецент-
ренно нагруженные фундаменты рассчитываются также исходя
из условия N < F.
Дополнительно проверяется наибольшее давление у края по-
дошвы фундамента, которое не должно превышать \,2k2m2Rf, где
к2, т2 и Rf имеют те же значения, что и в формуле (9.2).
аблица 9.1. Значения коэффициента условий работы т2
Виды фундаментов Видь; грунтов т2
Все, кроме свайных Все виды 1,0
Свайные Крупнообломочные, без значительных ледяных включений (Л* < 0,03) 2,5
Пески крупные и средней крупности, без значительных ледяных включений (Л„ < 0,03) 1,5
Крупнообломочные, пески при ЛА > 0,03, а также пески мелкие и глинистые грунты (включая пылеватые) при Л* < 0,1 1,2
Все виды глинистых грунтов с сетчатой и слоистой текстурой при Л* > 0,1 1,0
Примечания: 1. При опирании сваи на лед несущая способность острия не
учитывается.
2. Для деревянных свай, погруженных с применением пропаривания или в
скважины, залитые раствором грунта, т2 = 1,0.
3. Лл — льдистость грунта за счет прослоек льда.
335
Таблица 9.2. Значения коэффициента условий работы тх
Виды фундаментов Условия устройства фундаментов /7?1
Все, кроме свайных Устанавливаемые в открытые котлованы с послойным уплотнением обратной засыпки: при температуре /0 - -2 °C при температуре /0 > -2 °C 1,0 0,9
Свайные Погружаемые в скважины, залитые раст- вором грунта без его виброуплотнения или погружаемые с оттаиванием 1,0
Бурозабивные или забивные сваи, а также сваи, свободно погружаемые в скважины с виброуплотнением заливаемого раст- вора грунта 1,1
П римечание. /0 — температура грунта на глубине нулевых колебаний тем-
ператур.
Эксцентриситет равнодействующей нагрузки на уровне подо-
швы фундамента при тщательном уплотнении грунтов вокруг
нижней его ступени можно определить по формуле
N 1
где М — момент внешних сил от расчетных нагрузок, входящих в 7V,
относительно центра тяжести площади подошвы фундамента, кН • м;
Mf ~ часть момента М, кН • м, воспринимаемая касательными си-
лами смерзания грунта с боковыми поверхностями нижней ступени
фундамента высотой Лш; N — расчетная нагрузка от сооружения на
основание, включая вес фундамента и грунта на его обрезах, кН.
Для прямоугольного в плане фундамента шириной b и длиной 7
Mf = k^N^hlib + 0,57). (9.4)
Если Mf > М, то фундамент рассчитывается как центрально-
нагруженный.
Расчет оснований по деформациям при сохранении в основа-
нии вечномерзлого состояния грунтов во время эксплуатации со-
оружений производится только при наличии пластично-мерзлых
грунтов, имеющих модуль деформации Е < 15 МПа. Этот расчет
выполняется аналогично расчету фундаментов на талых грунтах
(см. гл. 1).
336
12 Тетиор
Таблица 9.3. Нормативные сопротивления мерзлых грунтов нормальному давлению Rf4 кН/м2
№ п/п Виды грунтов Rnf, кН/м2, при максимальной среднемесячной температуре 7тах, °C, равной
-0,5 -1,0 -1,5 -2,0 -2,5 -3,0 -3,5 -4,0 и ниже
1 Крупнообломочные, пески крупные и средней крупности 900 1200 1400 1600 1750 1900 2100 2 250
2 Пески мелкие и пылеватые 700 900 1 100 1250 1400 1550 1700 1800
3 Супеси 500 700 850 1000 1 100 1250 1350 1450
4 Суглинки и глины 400 550 700 850 950 1050 1 100 1200
Все виды грунтов с ледяными прослойками и включениями при 0,2 < Лй < 0,4 300 400 500 600 700 750 800 850
Примечания: 1. При грунтах, указанных в п. 5, следует устраивать песчаные подушки толщиной не менее 0,2 м.
2. Для кратковременных нагрузок, действующих в течение времени Т, ч, значения умножают на следующие коэффициенты
(при условии продолжительности перерыва действия нагрузки не менее времени ее приложения):
при Т= 0,5 к = 1,5; при Т= 1,0 к = 1,4; при Т= 2,0 к = 1,3; при Т- 8,0 к = 1,2; при Т= 24,0 к = 1,1.
3. Значения R" по пп. 1 ...4 принимаются для грунтов, у которых Л* < 0,2.
4. При Лй > 0,4 нормативные сопротивления грунтов устанавливаются по данным специальных исследований.
Таблица 9.4. Нормативные сопротивления сдвигу мерзлых грунтов
R%, кН/м2, по поверхности смерзания с деревянными
и железобетонными фундаментами
Виды грунтов Я", кН/м2, при максимальной температуре слоя /, °C, равной
-0,5 -1,0 -1,5 -2,0 -2,5 -3,0 -3,5 до -4,0
Глинистые, в том числе пылеватые 50 100 125 150 175 200 225 250
Песчаные 80 130 160 200 230 260 290 325
Примечания: 1. При смерзании с металлическими поверхностями, если
они специально не обработаны, R" умножают на коэффициент 0,7.
2. Максимальную температуру слоя устанавливают в начале сезонного про-
мерзания.
Висячие сваи погружают в вечномерзлые грунты, используе-
мые по первому принципу (в мерзлом состоянии), буроопуск-
ным, опускным и бурозабивным способами. Буроопускной спо-
соб погружения свай применяется при средней температуре веч-
номерзлого грунта по длине сваи не выше -0,5 °C. Сваи погружа-
ют в предварительно пробуренные скважины, диаметр которых
не меньше чем на 5 см превышает наибольший размер попереч-
ного сечения сваи; полость между стенками скважины и сваей
заполняется грунтовым или специальным раствором. Скважины
перед погружением в них свай должны быть очищены от воды,
шлама, льда или снега. Толщина слоя жидкого шлама или воды на
дне скважины при погружении свай не должна превышать 15 см.
Наличие на дне скважины замерзшего или сухого шлама, льда
или обвалов грунта не допускается. Сваи перед погружением в
скважины следует очищать от снега, комьев мерзлого грунта и
жировых пятен.
Сваи должны быть погружены в сроки, исключающие оплыва-
ние стенок скважин (как правило, не позднее чем через 4 ч после
их очистки и приемки). Заливать в скважину грунтовый или спе-
циальный раствор следует, как правило, непосредственно перед
погружением сваи. После погружения сваи проверяют соответ-
ствие отметки нижнего конца сваи проектной отметке, а также
правильность расположения сваи в плане и по вертикали. При
буроопускном способе погружения висячих свай нужно полнос-
тью заполнить пазухи между стенками скважины и сваей грунто-
вым раствором (методом вытеснения при погружении свай пред-
варительно залитого грунтового раствора, дополнительным уп-
лотнением раствора вибрацией и др.).
338
Опускной способ погружения свай применяется в твердомерз-
лых глинистых грунтах, мелких и пылевидных песках, содержа-
щих не более 15 % крупнообломочных включений со средней тем-
пературой вечномерзлых грунтов не выше -1,5 °C. Сваи погружа-
ют с оттаиванием грунта. Диаметр зоны оттаивания не должен
превышать удвоенного значения большей стороны поперечного
сечения свай. Для ускорения вмерзания свай допускается приме-
нять искусственное охлаждение грунтов.
Железобетонные сваи можно погружать в оттаянные грунты
зимой не ранее чем через 20 ч после окончания оттаивания, ле-
том — не ранее чем через 12 ч.
Бурозабивной способ погружения свай допускается применять
в пластично-мерзлых грунтах без крупнообломочных включений.
Сваи погружают забивкой в предварительно пробуренные сква-
жины диаметром на 1 ...2 см меньше наименьшего размера попе-
речного сечения сваи. Возможность применения бурозабивного
способа устанавливают по материалам инженерно-геокриологи-
ческих изысканий, а также пробной забивки свай с измерением
температуры грунтов на день забивки. Контрольная добивка свай
после их вмерзания не допускается. Бурозабивным способом по-
гружают только сваи со сплошным поперечным сечением (допус-
кается погружение этим способом полых стальных свай при усло-
вии сохранения их целостности в процессе забивки, с извлечени-
ем и освидетельствованием контрольных свай). В зимнее время не
допускается, чтобы перед погружением бурозабивных свай грунт
на стенках скважины перешел из пластично-мерзлого состояния
в твердомерзлое.
Расчетная загрузка свайных фундаментов допускается только
после достижения расчетного температурного режима грунтов
оснований. При погружении свай-стоек в вечномерзлые грунты
буроопускным способом диаметр скважин должен превышать наи-
больший размер поперечного сечения сваи не меньше чем на 15 см.
При этом минимальное заглубление дна скважины под сваи-стойки
в практически несжимаемые при оттаивании грунты определяет-
ся проектом, но должно быть не меньше 0,5 м. Зазор между стен-
кой скважины и боковой поверхностью сваи-стойки в месте ее
контакта с практически несжимаемыми грунтами должен запол-
няться цементным, цементно-песчаным или другими раствора-
ми, согласно проекту. При бурении скважин под сваи-стойки нуж-
но дополнительно контролировать скважины: с глубины, соот-
ветствующей проектной глубине залегания практически несжи-
маемых при оттаивании грунтов, отбирают образцы грунта, кото-
рые маркируют и сохраняют до оформления акта приемки сква-
жин. В случае несоответствия полученных результатов проектным
данным изменяют проектную глубину скважины или способ за-
339
делки нижнего конца сваи в практически несжимаемый при отта-
ивании грунт.
9.3. Фундаменты на просадочных грунтах
Просадкой грунтов называется быстро протекающая осадка,
возникающая при коренном изменении структуры грунтов вслед-
ствие избыточного увлажнения. Просадочные грунты относятся к
структурно-неустойчивым грунтам, которые меняют свои физи-
ко-механические свойства при внешних воздействиях. Свойством
просадки обладают обычно лёссы и лёссовидные суглинки. Вслед-
ствие наличия крупных пор эти грунты иногда называют макро-
пористыми.
Просадочные лёссовые грунты обладают следующими свой-
ствами: они состоят в основном из пылеватых частиц, имеют
большую пористость (около 50 %) и малую влажность. На образ-
цах грунта видны крупные поры (макропоры диаметром 0,5 ...5,0
мм и более). В грунте содержится значительное количество кар-
бонатов. При замачивании они быстро размокают и теряют пер-
воначальную структуру. Расчет оснований, сложенных лёссовыми
грунтами, выполняют по деформациям, которые равны сумме осад-
ки от внешней нагрузки и просадки при замачивании. Просадоч-
ные грунты характеризуются относительной просадочностью, на-
чальным просадочным давлением и начальной просадочной влаж-
ностью.
Относительная просадочность — это относительная де-
формация грунта при его замачивании под нагрузкой. Она уста-
навливается при испытаниях грунтов при разных напряжениях,
вызванных нагрузкой от фундамента и от собственного веса грун-
та. По результатам испытаний строят график зависимости е5/ от Р,
позволяющий определять ev/ при любом давлении. Грунт с е5/ < 0,01
считается непросадочным.
Относительную просадочность определяют по формуле
е„ = h"’p hsa,’p , (9.5)
где hnp — высота, см, образца грунта природной влажности, обжа-
того без возможности бокового расширения давлением р, равным
давлению на данной глубине от веса сооружения и собственного
веса вышележащего грунта; hsatp — высота, см, того же образца
грунта после замачивания при сохранении давления р, кг/см2; hn g —
высота, см, того же образца грунта природной влажности, обжа-
того давлением, равным природному, без возможности бокового
расширения.
340
Начальное просадочное давление pst — это минимальное дав-
ление для проявления просадочных свойств при полном водона-
сыщении грунтов. Оно определяется в компрессионных приборах
(как давление при е5/ = 0,01), при испытаниях грунтов в полевых
условиях (как давление на пределе пропорциональности графика
«осадка-нагрузка») и при замачивании котлованов (как давление
от собственного веса грунта на глубине, на которой начинается
просадка от собственного веса).
Начальная просадочная влажность essl ~ это минимальная
влажность, при которой начинается появление просадочных
свойств грунтов.
В зависимости от условий проявления просадочности лёссовых
грунтов различают два типа грунтовых условий:
• I тип грунтовых условий, при которых просадка происходит в
основном от действия внешней нагрузки, а просадка от собственно-
го веса либо не происходит, либо ее значение не превышает 5 см;
• II тип грунтовых условий, при которых просадка происходит
от внешней нагрузки и собственного веса при значении просадки
более 5 см.
Так как е5/ в пределах строительной площадки существенно ме-
няется, для получения достоверных данных необходимо опреде-
лить е5/ в разных точках как по простиранию, так и по глубине.
В зависимости от величины е5/ при возможности замачивания вы-
бирают тип фундамента и основания. Для определения ожидаемой
просадки необходимо иметь следующие исходные материалы:
• напластование грунтов, относительная просадочность каж-
дого слоя при любом интересующем давлении, положение уров-
ня грунтовых вод;
• размеры фундамента, глубина его заложения, давление по
подошве.
Затем обычными методами определяются напряжения от соб-
ственного веса грунта и от дополнительной нагрузки, передавае-
мой фундаментом. Эпюра давлений от собственного веса строит-
ся на всю просадочную толщу до уровня, где е5/ < 0,01, или до
уровня грунтовых вод. Эпюра давлений от уплотняющей нагрузки
(фундамента) строится на глубину, установленную нормами (см.
гл. 1). Зная величину суммарных напряжений в каждом слое грунта
и относительную просадочность при данном напряжении, нахо-
дят величину просадки:
$sl ~ > (9*6)
/=1
где п — число слоев, на которое разбита просадочная толща; е^- —
относительная просадочность грунта z-го слоя в пределах основа-
341
ния при давлении р, равном сумме природного давления и избы-
точного давления от фундамента сооружения в середине рассмат-
риваемого слоя; hi — толщина z-ro слоя, см; ks[i — коэффициент.
При b > 12 м ksli = 1 в пределах зоны просадки (где b — ширина
фундамента); при b < 3 м к,и = 0,5 + 1,5(р - ps^/pQ (где р —
среднее давление под подошвой фундамента, кПа; р0 = 100 кПа);
при 3 м < Ь < 12 м kslJ определяется по интерполяции между
значениями, полученными при 3 и 12 м.
Глубину просадочной толщи hsl принимают равной hslp (глу-
бине верхней зоны при просадке от внешней нагрузки); при этом
нижняя граница принимается на глубине, где + azq = psf,
ozmin > Psb При определении просадки от собственного веса ss(,q
глубина просадочной толщи hs{ = hsig начиная с глубины zg, где
®S,min > Psi'
При определении просадки от собственного веса kst = 1 при
hst < 15 м и ksl = 1,25 при hsl > 20 м; при промежуточных значениях
ksi определяют интерполяцией.
Проектирование фундаментов на просадочных грунтах осуще-
ствляется в следующей последовательности:
а) оцениваются инженерно-геологические условия, свойства
грунтов, определяется тип грунтовых условий по просадочности;
б) рассматриваются варианты устранения просадочных свойств
грунтов, прорезки всей толщи грунтов глубокими фундамента-
ми, комплекс водозащитных и конструктивных мероприятий;
в) выбирается глубина заложения фундамента;
г) определяются размеры фундамента на естественном осно-
вании;
д) определяется возможная просадка основания;
е) уточняются тип основания, глубина заложения, тип фунда-
мента, размеры фундамента;
е) в случае необходимости рассчитывается искусственное ос-
нование;
ж) производится конструктивный расчет фундамента.
При анализе инженерно-геологических условий, в первую оче-
редь, оценивают просадочные свойства грунтов. Возможность про-
садки от собственного веса и ее величина определяются в процессе
изысканий путем опытного замачивания в полевых условиях. В за-
висимости от типа грунтовых условий назначаются мероприятия,
обеспечивающие эксплуатационную пригодность сооружения.
При I типе просадка возможна только от веса сооружения при
попадании воды непосредственно под фундаменты. Для исключе-
ния возможности такой просадки устраняют просадочность грун-
та в пределах деформируемой зоны (около 1,5Z>, где b — ширина
фундамента). При II типе требуется осуществить дополнительные
водозащитные или конструктивные мероприятия и устранить про-
342
садочные свойства грунта на всю глубину просадочной толщи. При
выборе глубины заложения фундаментов учитывают, что верхняя
часть лёссовых грунтов часто разрыхлена землероями. Эту зону
прорезают и закладывают фундаменты на отметке, где число хо-
дов землероев — не больше двух на 1 м2 дна котлована.
При проектировании учитывают, что прорезка всего проса-
дочного слоя снижает просадку до нуля. Рост стоимости фунда-
мента при этом может быть компенсирован экономией на уст-
ройстве искусственного основания или водозащитных и конст-
руктивных мероприятиях. Это устанавливается технико-экономи-
ческим сравнением вариантов. Устройство глубоких котлованов в
просадочных грунтах технически не затруднено: грунты безвод-
ны, хорошо держат вертикальные откосы, разработка осуществ-
ляется обычными землеройными механизмами.
Предварительное определение размеров фундаментов на про-
садочном грунте производится так же, как на обычных непроса-
дочных грунтах, с использованием расчетного сопротивления грун-
та Rq (табл. 9.5).
При устранении просадочности необходимо соблюдение усло-
вий:
— Psb (Psi ^'zq (9.7)
где аад, azqQ — напряжения от собственного веса грунта соответ-
ственно на кровле подстилающего слоя и на отметке заложения
подошвы фундамента; Rc — расчетное сопротивление уплотнен-
ного грунта; ос — коэффициент рассеивания дополнительного дав-
ления на кровле неуплотненного слоя.
Таблица 9.5. Расчетные сопротивления кПа
Виды грунтов Rq, кПа, для грунтов
природного сложения с плот- ностью В сухом СОСТОЯНИИ Pт/м3 уплотненных с плотностью в сухом состоянии Pj, т/м3
1,35 1,55 1,60 1,70
Супеси 300 150 350 180 200 250
Суглинки 350 180 400 200 250 350
Примечание. В числителе приведены значения Rq для незамеченных проса-
дочных грунтов со степенью влажности 0,5; в знаменателе — значения Rq для
таких же грунтов со степенью влажности 5/> 0,8 и для замоченных просадочных
грунтов.
343
После определения размеров фундамента определяют возмож-
ную просадку основания (см. ранее). При этом должно удовлетво-
ряться требование расчета оснований по деформациям:
(9.8)
где (s + ssi) — возможное суммарное значение осадки и просадки;
s— деформация вследствие просадки; su — предельная деформа-
ция основания для данного сооружения, принимаемая по [26,
33].
Если ожидаемая просадка больше предельной, то необходимо
принять водозащитные или конструктивные мероприятия либо
использовать свайный фундамент или искусственное основание.
В зависимости от принятых мер может потребоваться повторный
расчет фундамента для новых условий основания. При проектиро-
вании фундаментов в грунтовых условиях II типа по просадочно-
сти необходимо учитывать отрицательное (негативное) трение по
боковой поверхности глубоких фундаментов или свай в результа-
те просадки грунта.
Для устранения просадочности при I типе грунтовых условий,
если толща просадочных грунтов не превышает 5 ...6 м, применя-
ют следующие способы (рис. 9.6):
1) уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками. Этот способ ис-
пользуют при предварительном доведении влажности грунта до оп-
тимальной w0, если глубина заложения фундамента составляет
1,5...2,0 м. Значение w0 определяют по результатам опытного уп-
лотнения. В этом случае слой просадочных грунтов имеет мощность
3,5 ...4,0 м, что позволяет уплотнять его с помощью трамбования.
Приближенная глубина уплотнения hs = kd, где к — коэффициент,
определяемый по результатам экспериментальных исследований,
равный для супесей и суглинков 1,8, для глин 1,5; d — диаметр
основания трамбовки. Так как на глубину hs влияет множество фак-
торов, начиная от характеристик грунта и кончая режимом уплот-
нения, рекомендуется устанавливать ее опытным путем;
2) устройство ленточных и столбчатых фундаментов в вытрам-
бованных котлованах с помощью пирамидальных трамбовок (после
трамбовки пирамидальный котлован заполняют бетоном враспор)
или пирамидальных свай, забиваемых в предварительно пробурен-
ную скважину, на дне которой уложен щебень или бетон. При уст-
ройстве таких фундаментов на их несущую способность и степень
устранения просадочных свойств также влияет множество факто-
ров, начиная от характеристик грунта и кончая режимами уплот-
нения (это особенно проявляется при недостаточно контролируе-
мом процессе втрамбовывания жесткого материала — щебня или
бетона — в основание), поэтому лучше устанавливать фактические
данные по степени устранения просадочности опытным путем;
344
3
Рис. 9.6. Способы устройства фундаментов в просадочных грунтах:
а — уплотнение грунтов тяжелыми трамбовками; б — устройство фундаментов в
вытрамбованном ложе; в — полная прорезка просадочных грунтов свайным фун-
даментом; г — уплотнение грунтов подводными взрывами с замачиванием; д —
закрепление всей толщи просадочных грунтов; е — уплотнение грунтовыми свая-
ми; ж — прорезка просадочной толщи буронабивными сваями с уширением ство-
ла; з — расчетная схема забивного блока; и — ленточный фундамент с забивными
блоками; 7 — просадочный грунт; 2 — уплотненный грунт; 3 — непросадочный
грунт; 4 — забивные блоки и сваи; 5 — жесткий материал (бетон, щебень); 6 —
сваи; 7 — грунт, уплотненный взрывами с замачиванием; 8 — грунтовые сваи;
9 — буронабивные сваи с уширением; dp — высота блока
3) уплотнение с устройством подушек из непросадочных мест-
ных грунтов. Этот способ применяют в том случае, если с помо-
щью трамбования не удается уплотнить грунт на требуемую глу-
бину. Подушку устраивают над уплотненным слоем грунта;
4) применение свайных фундаментов с полной прорезкой слоев
просадочных грунтов для передачи давления на нижележащий слой
непросадочного грунта;
5) уплотнение грунтов подводными взрывами при предвари-
тельном замачивании. Взрывы подготавливают в пробуренных сква-
345
жинах на дне заранее разработанного котлована, который обвало-
вывают насыпями. Затем в котлован наливают воду и производят
взрывы, которые способствуют мгновенному уплотнению грунта.
Известны близкие по способу выполнения и принципу работы
конструкции фундаментов малоэтажных зданий в виде забивных
блоков и в вытрамбованном ложе. Фундаменты из забивных бло-
ков — это сравнительно короткие сборные блоки в форме пере-
вернутой пирамиды, забиваемые в грунт подобно пирамидаль-
ным сваям. При устройстве фундаментов в вытрамбованном ложе
сначала забивают в грунт инвентарные пирамидальные или кони-
ческие элементы (трамбовки), устраивая вытрамбованные котло-
ваны, в которых затем бетонируют монолитные фундаменты или
устанавливают сборные конструкции. Их применяют как в непро-
садочных, так и в просадочных грунтах. В первом случае эти фун-
даменты позволяют снизить расход материалов, во втором — ус-
транить просадочные свойства грунтов.
Забивные блоки и трамбовки можно погружать в грунт с по-
мощью обычных сваебойных агрегатов. Вытрамбованные котлова-
ны также устраивают с помощью сбрасываемой с высоты 4...8 м
трамбовки, получая глубину уплотнения в пределах 0,6...3,0 м.
После забивки блока или после трамбовки вокруг них образует-
ся уплотненная зона грунта, что повышает несущую способность
или устраняет просадочность. Полученный трамбованием котло-
ван заполняют бетоном или монтируют в него сборный фунда-
мент. Такие фундаменты можно использовать подобно отдельно
стоящим или свайным фундаментам: как столбчатые под колонны
каркасных зданий и как ленточные под стены, в том числе преры-
вистые, с расчетным расстоянием между отдельными забивными
блоками или блоками в вытрамбованных котлованах. Рекомендует-
ся использовать фундаменты в вытрамбованных котлованах в про-
садочных грунтах II типа, если суммарная величина деформации,
определяемая просадкой от собственного веса грунта и осадкой от
нагрузки, не превышает предельных значений, рекомендуемых
нормами, а также для одноэтажных производственных и складских
зданий с конструкциями, малочувствительными к неравномерным
деформациям, с нагрузкой на отдельный фундамент не более 400 кН
и просадкой от собственного веса грунта до 20 см.
В проект забивных фундаментов входят обычные данные, при-
веденные ранее для свайных фундаментов; в случае выполнения
фундаментов с трамбованием грунта в проекте дополнительно
указывают размеры предусматриваемых в результате трамбования
котлованов, параметры используемых трамбовок (размеры, мас-
са, высота сбрасывания, рекомендуемое количество ударов), ре-
комендуемую влажность трамбуемых грунтов, требуемое количе-
ство воды для увлажнения грунтов, ориентировочные размеры
346
уплотненной зоны, расстояния между котлованами прерывистых
ленточных фундаментов, размеры уширенной зоны основания,
объем втрамбованного в грунт жесткого материала (бетона, щеб-
ня, песчано-гравийной смеси), расчетные прочностные и дефор-
мационные характеристики уплотненных грунтов, условное рас-
четное сопротивление и действующие нагрузки.
При устройстве фундаментов неглубокого заложения минималь-
ную глубину вытрамбованных котлованов определяют по формуле
^,min = 1,2ЛУ(1 - р/р^), (9.9)
где hs — максимальная толщина уплотненного слоя (hs ~ 1,5/>от);
Pj — среднее значение плотности сухого грунта от верха трамбо-
вания до нижней границы уплотненной зоны; pjs — среднее зна-
чение плотности сухого грунта в пределах уплотняемой зоны.
Среднее значение плотности сухого грунта в пределах уплот-
няемой зоны определяют по формуле
Pj,s “ 0,5[pj + >5,rppvv/(iS'rpM; + сор)], (9. 10)
где — влажность грунта (Sr = 0,9); р — плотность грунта; рн, —
плотность воды; со — влажность.
Конструктивные решения узлов опирания колонн или стен на
фундаменты в виде забивных блоков или в вытрамбованном ложе
аналогичны конструктивным решениям узлов для столбчатых, лен-
точных или свайных фундаментов: колонны могут заделываться в
стакан (см. рис. 9.6), стены из штучных материалов опирают на
фундаментные балки, а панельные — непосредственно на блоки
фундамента. Фундаментные балки опирают непосредственно на
фундаменты или на набетонки. Блоки прерывистых ленточных
фундаментов размещают на расчетных расстояниях.
Расчетное сопротивление грунта основания забивных блоков
или в вытрамбованном котловане находят как минимальное зна-
чение из двух расчетных сопротивлений:
1) полученного с использованием прочностных характеристик
(рп и сп уплотненных грунтов в водонасыщенном состоянии;
2) определенного по формуле (1.9) по давлению на грунт при-
родного сложения, подстилающего уплотненную зону.
Максимальное расчетное сопротивление грунта в вытрамбо-
ванном котловане на глубине 0,5^ не должно превышать R =
= 0,5 МПа при ширине фундамента Ьт < 0,8 м и R = 0,6 МПа при
Ьт > 1,4 м (где R — расчетное сопротивление грунта, кПа). При
Ьт = 0,8... 1,4 м расчетное сопротивление грунта определяется ин-
терполяцией.
Для отдельно стоящих столбчатых и прерывистых ленточных
фундаментов краевые давления отах и amin определяют по форму-
ле (см. рис. 9.6)
347
araax =(W + G)/4, ± Af - 0,5/А^ )/fK.
min
(9.И)
где N — суммарное вертикальное усилие, кН; G — собственный
вес фундамента, кН; Ат — площадь фундамента на глубине 0,5<Ур,
м; — суммарный момент всех сил относительно подошвы
фундамента, кН/м; fn — реактивный отпор грунта; W — момент
сопротивления сечения фундамента на глубине 0,5^,, м3.
Реактивный отпор грунта определяют по формуле
fn ~~ ®
(9.12)
где а - 60 кПа; b = 0,4; ош — среднее вертикальное напряжение в
сечении фундамента на глубине 0,5^,, кПа.
Если при забивке трамбовки в дно котлована втрамбовывают
жесткий насыпной материал (щебень, жесткий бетон и др.), то
несущую способность такого фундамента с уширенным основа-
нием определяют при полном замачивании просадочного грунта
как наименьшее из значений несущей способности по жесткому
материалу, втрамбованному в дно котлована, по уплотненному
грунту в пределах зоны уплотнения, по грунту природной плот-
ности и влажности, находящемуся ниже уплотненной зоны.
Несущую способность Ff по втрамбованному материалу опре-
деляют по формуле
Ff=ycFcrA, (9.13)
где ус — коэффициент условий работы фундамента (ус = 1); Fcr —
параметр, принимаемый для жесткого бетона, щебня и гравия
равным 10000 кПа, для крупного песка — 5 000 кПа; А — пло-
щадь нижнего сечения фундамента, м2.
Несущую способность по уплотненному слою в вытрамбо-
ванных котлованах определяют по формуле
Ffi = [ЛЛг + dpum(fmtcX + гуй^г)], (9-14)
где Rs — расчетное сопротивление уплотненного грунта, Па, под
втрамбованным в дно котлована жестким материалом, опреде-
ляемое по табл. 9.6; АЬг — площадь поперечного сечения основа-
ния из жесткого материала в месте наибольшего уширения, м2;
ит — периметр поперечного сечения в средней части фундамен-
та, м; fm — расчетное сопротивление грунта, Па, по боковой
поверхности наклонной части фундамента, принимаемое по
табл. 9.7; ус1 — коэффициент условий работы по боковой поверх-
ности фундамента (ус1 = 0,8); i — уклон боковых граней фунда-
мента; уС2 — коэффициент условий работы(ус1 = 0,5); Е — модуль
общей деформации грунта в пределах наклонной части фунда-
мента, определяемый при компрессионных испытаниях водона-
348
Таблица 9.6. Расчетные сопротивления уплотненного грунта под
втамбованным в дно котлована жестким материалом Rit Па
Глубина до низа втрамбованного материала, м Rs, Па, при показателе текучести IL
0 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6
2 6500 2 900 2 000 1400 900 700 500
3 7500 4000 3 000 2000 1200 1100 600
4 8300 5100 3 800 2500 1600 1250 700
5 8800 6200 4 000 2 800 2000 1300 800
6 9250 6550 4150 3 050 2100 1350 825
сыщенных грунтов при давлениях от 0 до psl; — коэффициент
= 0,8).
Несущую способность фундаментов по грунту природного
сложения, подстилающего уплотненную зону, определяют по
формуле
Г/з = + dpum(f^ci + гуй^)]. (9.15)
где у' — коэффициент условий работы подстилающего слоя грун-
та, значения которого приведены далее; R — расчетное сопро-
тивление подстилающего слоя грунта, определяемое по форму-
ле (1.9) (см. гл. 1) для непросадочных грунтов и по формуле (9.6)
для просадочных грунтов с коэффициентом к= 1,2 (при определе-
нии R по результатам штамповых испытаний) или к = 1,5 (при
Таблица 9.7. Расчетные сопротивления грунта по боковой поверхности
наклонной части фундамента fmi Па
Средняя глубина распо- ложения слоя грунта, м fm при показателе текучести IL
0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,8 1,0
1 35 23 15 12 8 4 2
2 42 30 21 17 12 5 4
3 48 34 25 20 14 7 5
4 52 38 27 22 16 8 5
5 56 40 29 24 17 8 6
6 58 42 31 25 18 8 6
349
определении по данным компрессионных опытов); As — площадь
поперечного сечения зоны уплотненного грунта в месте наиболь-
шего диаметра.
Значения коэффициента условий работы } J
Глубина трамбования, м.... 2,0 2,5 3,0 3,5
Т' .......................1,0 1,2 1,4 1,6
При действии горизонтальных нагрузок несущую способность
фундаментов проверяют по формуле
h = lJ„b„d <^Fhi+Y M,!dP ’ (9'16>
где — коэффициент условий работы (у„ = 0,8); fn — горизон-
тальная составляющая реактивного отпора грунта (9.12); ХЛ;/ —
горизонтальная составляющая равнодействующих сил; ХМ — сум-
ма моментов всех сил, действующих на фундамент относительно
центра тяжести сечения верха фундамента; dp — высота части
фундамента, располагающейся в грунте.
Осадки основания фундаментов определяют по схеме двухслой-
ного основания из уплотненного слоя мощностью 1,5/>от и под-
стилающего просадочного грунта. Они определяются без учета сжа-
тия жесткого материала, втрамбованного в грунт основания. Раз-
мер фундамента в плане принимается равным размерам попереч-
ного сечения уширенного основания из жесткого материала в месте
наибольшего уширения, глубина заложения — по низу уширен-
ной части основания.
При проектировании фундаментов в грунтовых условиях II типа
по просадочности применяют полный комплекс мероприятий по
устранению просадочности, в том числе водозащитные и конст-
руктивные мероприятия. Применяю! следующие способы и ме-
роприятия (см. рис. 9.6):
1) устройство свайных фундаментов с прорезкой толщи про-
садочных грунтов;
2) закрепление всей толщи просадочных грунтов методами,
приведенными в [33];
3) уплотнение грунтов грунтовыми сваями;
4) устройство фундаментов из набивных свай с уширенной
пятой, заведенных в нижележащий слой непросадочного грунта;
5) уплотнение грунтов с помощью предварительного замачи-
вания и подводных взрывов при последующем уплотнении трам-
бованием верхнего слоя грунта;
6) водозащитные мероприятия для уменьшения вероятности
замачивания оснований. При возведении легких зданий и соору-
жений можно полностью исключить возможность проникнове-
ния в основания фундаментов дождевых, хозяйственных и под-
350
земных вод путем планировки территории, устройства дерновых
и асфальтовых покрытий. Для отвода дождевых вод в дождевую
канализацию устраивают кюветы, канавы, лотки. Особое внима-
ние следует обратить на удаление воды от фундаментов. Для этого
обратную засыпку фундаментов тщательно трамбуют и устраива-
ют водонепроницаемую отмостку, с которой вода отводится с
помощью лотков в кюветы и канализацию;
7) конструктивные мероприятия должны назначаться для иск-
лючения влияния неравномерных деформаций на здание: повы-
шение прочности и пространственной жесткости или увеличение
податливости зданий в стыках и швах.
9.4. Фундаменты на сильносжимаемых
водонасыщенных грунтах
Иногда здания и инженерные сооружения возводят на слабых
грунтах, характеризуемых сильной и неравномерной сжимаемос-
тью. При возведении зданий и сооружений, чувствительных к не-
равномерным осадкам, к сильносжимаемым относятся грунты,
обладающие модулем общей деформации менее 5 МПа и имеющие
коэффициент относительной сжимаемости около 0,015 см"/кг. К ним
относятся насыпные грунты, илы, торфянистые и слабоуплот-
ненные глинистые грунты (озерно-ледниковые ленточные глины
и суглинки, супеси и суглинки, содержащие органику и др.). Эти
грунты обладаю!' неравномерной сжимаемостью, что затрудняет
прогноз ожидаемых осадок. Осадка зданий на таких грунтах вызы-
вается их уплотнением, вспучиванием или разрушением. Причи-
ны, приводящие к развитию неравномерных осадок, приведены
далее.
Здания и сооружения с различной жесткостью и прочностью
конструкций и узлов неодинаково чувствительны к неравномер-
ным осадкам. Так, более гибкие сооружения, следующие за пере-
мещением поверхности грунта, деформируются почти без допол-
нительных усилий в конструкциях. Например, разрезные балки
(в покрытиях, перекрытиях) допускают неравномерную осадку
опор (колонн) без возникновения дополнительных усилий. В жест-
ких узлах каркасных зданий возникают дополнительные усилия
при неравномерных осадках фундаментов; жесткие высокие со-
оружения (телевизионные башни, дымовые трубы, водонапор-
ные башни и др.) при неравномерных деформациях основания
сооружения испытывают крен.
Большая часть сооружений обладает конечной жесткостью,
поэтому при различной податливости основания происходит час-
тичное выравнивание осадок и одновременно перераспределение
351
давления по подошве фундаментов, вызывающее концентрацию
давления на участках, под которыми основание обладает боль-
шей жесткостью. Это приводит к возникновению дополнительных
усилий в фундаментах и несущих конструкциях сооружений. Когда
конструкции не способны воспринять дополнительные усилия, в
них появляются трещины и в сечениях с трещинами резко снижа-
ется жесткость. Это способствует развитию неравномерных оса-
док, уменьшению концентрации давления по подошве фундамен-
тов, действию дополнительных усилий в несущих конструкциях.
Перераспределение давления по подошве фундаментов при
большой неоднородности грунтов основания зависит от разме-
ров сооружения и распределения давления в плане; соотноше-
ния жесткостей сооружения и основания; степени неравномер-
ности податливости основания по площади застройки; соотно-
шения скорости возведения сооружения и увеличения его жест-
кости во времени, с одной стороны, и развития осадок и их
неравномерности во времени — с другой стороны. Поэтому нуж-
но хотя бы ориентировочно оценить возможное перераспределе-
ние давления по подошве фундаментов и возникающие при этом
дополнительные усилия в конструкциях зданий. Вследствие слож-
ности расчета неравномерно сжимаемого основания совместно
со зданием можно назначить конструктивные мероприятия, на-
правленные на уменьшение чувствительности конструкций к
неравномерным осадкам.
Для уменьшения влияния ожидаемой неравномерности осад-
ки принимают следующие меры: изменение заглубления подо-
швы фундаментов из расчета одинаковой мощности сильносжи-
маемого грунта ниже подошвы; изменение площади подошвы
фундаментов с учетом будущих осадок; использование верхнего
более плотного слоя в качестве распределительной подушки (при
его наличии); замена верхнего слоя слабого слоя грунта на пес-
чаную подушку; выполнение более глубокого подвала в части
здания, осадка которой ожидается больше соседних частей.
При прогнозируемой осадке зданий более 15 см зданиям или
отдельным блокам, опирающимся на более слабый грунт, прида-
ют строительный подъем, поднимая отметку подошвы фундамента
на величину ожидаемой осадки; в месте примыкания внешних
сетей к фундаментам предусматривают зазор не менее ожидаемой
осадки; вводы и выпуски прокладывают в каналах, обеспечиваю-
щих нормальную эксплуатацию трубопроводов при неравномер-
ной осадке; канализационные выпуски делают с уклонами, га-
рантирующими их работу после развития неравномерной осадки;
зазор в осадочном шве делают из расчета возможного крена от-
дельных частей сооружений не менее 3 см, заполняя его упругим
материалом.
352
При проектировании фундаментов на сильносжимаемых грун-
тах основное внимание уделяется оценке их сжимаемости и из-
менчивости этой характеристики. Особое внимание должно уде-
ляться тщательности и полноте изысканий: испытаниям сжимае-
мости, определению структурной прочности сжатия, фильтраци-
онных свойств, содержания органического вещества и степени
его разложения в биогенных грунтах. При неравномерной подат-
ливости основания здания испытывают прогиб, выгиб, или бо-
лее сложную форму деформации [3], поэтому в конструкциях воз-
никают дополнительные усилия.
Применяют следующие способы устройства фундаментов на
сильносжимаемых водонасыщенных грунтах (рис. 9.7):
1) устройство железобетонных поясов в стенах или фундамен-
тах. Эти пояса должны воспринимать изгибающие моменты, дей-
ствующие на здание при его прогибе или перегибе вследствие
неравномерной осадки основания [3]. При таком расчете необхо-
димо знать неравномерность осадок, чтобы выявить перераспре-
деление контактных давлений, которое вызывает действие изги-
бающих моментов. Для определения неравномерности осадок нуж-
а б в д
еж з
Рис. 9.7. Способы строительства на слабых водонасыщенных грунтах:
а...в — устройство железобетонных поясов в стене или фундаменте и схема рас-
пределения усилий в вертикальном сечении стены при перегибе; г — песчаные
сваи (дрены); д — вертикальные дренажные прорези; е — песчаная подушка; ж —
коробчатый «плавающий» фундамент; з — коробчатый «плавающий» фундамент
с оболочкой; 1 — стена; 2 — железобетонные пояса внутри стены или в виде
уширенного шва; 3 — пригрузочная насыпь; 4 — горизонтальный дренаж б виде
песчаной подушки; 5 — дрены; 6 — дренажные прорези; 7 — песчаная подушка;
8 — коробчатые фундаменты; 9 — уровень грунтовых вод; Hi, Hb Н — высота
расположения железобетонных поясов (а = 0,1 Н)
353
ны подробные данные по инженерно-геологическим изыскани-
ям, которые дают возможность вычислить осадки и определить их
неравномерность;
2) устройство песчаных дрен в слабом грунте для уменьшения
расстояния движения воды из глинистого слабого грунта в целях
сокращения времени уплотнения основания. Песчаные дрены ди-
аметром 400... 600 мм и глубиной до 20 м выполняют на расстоя-
ниях 2,5 м и объединяют по верху горизонтальным дренирующим
слоем в виде песчаной подушки толщиной до 1 м, причем для
ускорения процесса отжатия воды сверху устраивают пригрузоч-
ную насыпь. Там, где нет песка, можно применять картонные дрены
или дрены из других искусственных материалов. Вместо песчаных
дрен можно устраивать песчаные сваи путем забивки стальных
труб с последующим заполнением полости уплотняемым песча-
ным грунтом;
3) устройство известковых свай с заполнением негашеной из-
вестью проделанных с помощью обсадных труб скважин, что ве-
дет к ее гашению грунтовой водой и увеличению в объеме на
60... 80 % с уплотнением грунта;
4) выполнение дренирующих прорезей в виде траншей шири-
ной 60...80 см и глубиной до 5,5 м, заполняемых песком, при
большой площади уплотняемого основания толщиной до 7 м. Над
прорезями также устраивается песчаная подушка;
5) устройство песчаных подушек в целях сокращения глубины
заложения подошвы фундаментов и передачи давления на большую
площадь. Для устройства подушек используют среднезернистый или
крупнозернистый песок, а также щебень, гравий или песчано-гра-
вийные смеси. Размеры подушек определяют исходя из необходимо-
сти передачи на слабый грунт небольшого давления от фундамен-
тов, меньшего, чем несущая способность слабого грунта;
6) выполнение жесткого сплошного фундамента под всем зда-
нием, выравнивающего неравномерные осадки. Такой фундамент
может быть выполнен коробчатым и «плавающим», учитываю-
щим подъемную силу грунтовых вод;
7) применение свайных фундаментов с развитой боковой
поверхностью с учетом эффекта засасывания (вторичное повы-
шение сопротивления во времени по боковой поверхности). Этот
эффект нужно устанавливать экспериментально, путем стати-
ческих испытаний свай на строительной площадке. При некото-
рых грунтовых напластованиях необходим учет отрицательного
трения, если часть грунта, контактирующего с боковой поверх-
ностью свай, будет испытывать большие осадки (будет стремиться
переместиться вниз относительно боковой поверхности свай и
зависать на боковой поверхности, создавая дополнительную
нагрузку на сваю).
354
9.5. Фундаменты на пучинистых и набухающих
грунтах
Известны два вида грунтов, увеличивающих свой объем при
внешних воздействиях и затем снижающих его при уменьшении
этих воздействий: пучинистые и набухающие. Пучинистые грун-
ты увеличивают свой объем при сезонном промерзании и резко
уменьшают его при оттаивании (к ним относятся пески мелкие
и пылеватые, суглинки, глины и увлажненные крупнообломоч-
ные грунты с содержанием более 30 % частиц размером менее
0,1 мм).
Набухающие грунты (некоторые глинистые грунты) увели-
чивают свой объем (набухают) при повышенной влажности и
уменьшают его при последующем снижении влажности. Напря-
жения при пучении грунтов велики, они вызывают подъем зда-
ний и сооружений с последующей мгновенной (катастрофиче-
ской) осадкой, ведущей к деформациям, трещинам, кренам и др.
Выбор конструкции фундамента на пучинистых промерзающих
грунтах производят на основе технико-экономического сравне-
ния вариантов фундаментов исходя из инженерно-геологических
условий строительной площадки. При этом основными характе-
ристиками пучинистых грунтов являются высота поднятия поверх-
ности промерзшего грунта hf и относительное пучение f = hf/df
(где df — толщина грунта, подверженного морозному пучению).
Глинистые грунты классифицируют по степени опасности мо-
розного пучения с учетом параметра 7?у(табл. Q.8):
Rf = 0,012(со-0,1) + со(со-)2 /(со£сорЛ/^о)? (9.17)
где со, со^, сор — влажности в пределах слоя промерзающего грун-
та, соответствующие природной, на границе текучести и раска-
тывания, доли единиц; со г — расчетная критическая влажность,
ниже которой перераспределение влаги в промерзающем грунте
прекращается, доли единиц; Мо — безразмерный коэффициент,
определяемый по [28].
Основным мероприятием, предотвращающим морозное пуче-
ние, является заложение подошвы ниже расчетной глубины про-
мерзания. Но такое решение не исключает морозного пучения
малонагруженных фундаментов, поэтому для таких фундаментов
нужно применять мероприятия по исключению пучения (напри-
мер, устройство подушек из непучинистых материалов, наклон-
ных граней с прокладкой двух слоев изоляции для предотвраще-
ния действия больших касательных усилий). Можно применять
фундаменты из забивных блоков и в вытрамбованных котлованах.
При устройстве подушки используют песок крупный или средней
355
Таблица 9.8. Классификация пучинистых грунтов по степени морозоопасности
Вид грунта (пределы нормативных значений числа пластичности) Значения параметра Лу-х 102 для грунта
практически непучинистого (fs 0,01) слабопучинистого (0,01 < f< 0,035) среднепучинистого (0,035 </< 0,07) сильнопучинистого (0,07 </< 0,12) чрезмерно пучинистого (f> 0,12)
Супесь (2 < 1р < 7) Менее 0,14 0,14... 0,49 0,49... 0,98 0,98... 1,69 Более 1,69
Супесь (2 < 1р < 7) Менее 0,09 0,09 ...0,30 0,30... 0,60 0,60... 1,03 Более 1,03
Суглинок (7 < 1р < 17) Менее 0,10 0,10...0,35 0,35 ...0,71 0,71 ...1,22 Более 1,22
Суглинок (7 < 1р < 13) Менее 0,08 0,80 ...0,27 0,27... 0,54 0,54... 0,93 Более 0,93
Суглинок (13 < 1р < 17) Менее 0,07 0,07... 0,23 0,23 ...0,46 0,46 ...0,79 Более 0,79
Глина (1р > 17) Менее 0,12 0,12...0,43 0,43 ...0,86 0,86... 1,47 Более 1,47
Примечание: f — относительное пучение.
крупности, мелкий щебень и др. Вместе с тем при технико-эко-
номическом обосновании возможно применение малозаглублен-
ных фундаментов на пучинистых грунтах при выполнении комп-
лекса необходимых мероприятий.
При проектировании фундаментов назначается глубина зало-
жения фундамента с учетом предупреждения промерзания и пу-
чения грунта под подошвой; при применении подушки из непу-
чинистого материала задаются размерами подошвы фундамента и
толщиной подушки; рассчитывают основания и фундаменты (по
устойчивости и прочности на воздействие сил морозного пуче-
ния, по деформации промерзающих грунтов).
Устойчивость фундаментов всех типов на воздействие касатель-
ных сил пучения определяют [27] по формуле
xfhAfh - F< icFrfl4„, (9.18)
где Tfh — расчетное значение удельной касательной силы мороз-
ного пучения, кПа, принимаемое по [27] или определяемое опыт-
ным путем; Afh — площадь боковой поверхности фундамента,
находящейся в пределах расчетной глубины сезонного промер-
зания, м2; F — расчетная постоянная нагрузка, кН, определяемая
с коэффициентом надежности по нагрузке У/= 0,9; ус — коэффи-
циент условий работы (ус = 1,1); Frf — расчетное значение силы,
удерживающей фундамент от выпучивания за счет трения его бо-
ковой поверхности с талым грунтом, кН; уп — коэффициент на-
дежности (уп = 1,1).
Расчетное значение силы, удерживающей фундамент от выпу-
чивания за счет трения его боковой поверхности с талым грунтом
определяют по формуле
(9.19)
Ы
где п — число слоев; Rfi — расчетное сопротивление талого грун-
та сдвигу по боковой поверхности фундамента в z-м слое, кПа,
принимаемое по [35]; Afi — площадь вертикальной поверхности
фундамента ниже расчетной глубины промерзания, м2.
Расчет на прочность фундаментов с вертикальными гранями
при действии касательных сил морозного пучения выполняют по
формуле
Ffh ~ ~
(9.20)
где Ffh — расчетное усилие, разрывающее фундамент, кН.
Расчет фундаментов по допустимым деформациям от мороз-
ного пучения грунтов основания выполняют исходя из двух усло-
вий:
357
hfp < su; <Ahfp/L) < (As/L)u, (9.21)
где hfp — расчетное вертикальное перемещение от действия сил
пучения промерзающего грунта под подошвой фундамента; su —
предельно допустимое вертикальное перемещение фундамента,
определяемое по [27]; (&hfp/L) — расчетная относительная нерав-
номерность пучения грунта, определяется согласно [19]; (As/L)u —
предельно допустимая деформация сооружения при неравномер-
ном пучении, определяемая по [19].
Как уже было отмечено ранее, пучинистые промерзающие грун-
ты в качестве оснований лучше не использовать. Но если в ре-
зультате технико-экономического сравнения появится необходи-
мость сокращения стоимости и времени работ, то может быть
рассмотрен один из вариантов использования пучинистых про-
мерзающих грунтов в качестве оснований малозаглубленных фун-
даментов, например с использованием грунтовой подушки. Для
этого необходимо, во-первых, проверить условие, что среднее
давление под подошвой фундамента не превышает расчетного
сопротивления материала подушки, а давление по низу подуш-
ки — расчетного сопротивления грунта; во-вторых, проверить фун-
дамент по устойчивости на воздействие касательных сил мороз-
ного пучения tfh (нормативные значения Xfh могут быть приняты
равными: для слабопучинистых грунтов — 70 кПа; для среднепу-
чинистых грунтов — 90 кПа; для остальных грунтов — 110 кПа); в-
третьих, определить деформации пучения ненагруженного осно-
вания [19]; в-четвертых, после определения температурного ре-
жима и динамики сезонного промерзания рассчитать основание
по деформациям пучения hfp. Для снижения сил морозного пуче-
ния проводят мероприятия, осушающие грунт или не допускаю-
щие их водонасыщение в зоне сезонного промерзания и ниже
этой зоны на глубине 2...3 м.
При малонагруженных фундаментах целесообразно применять
конструктивные решения, направленные на снижение сил мо-
розного пучения и деформаций конструктивных элементов зда-
ний, а также приспособление зданий к неравномерным дефор-
мациям оснований. Боковые грани фундамента лучше выполнять
наклонными (рис. 9.8). Для уменьшения влияния касательных сил
пучения выполняют обратную засыпку непучинистым грунтом
или покрывают боковые поверхности изолирующим от смерза-
ния материалом. Для снижения чувствительности к возможным
неравномерным осадкам устраивают армированные пояса в фун-
даментах из сборных блоков. При возведении малозаглубленных
столбчатых фундаментов фундаментные балки необходимо ук-
ладывать с зазором между ними и грунтом, величина которого
не меньше расчетной величины подъема ненагруженного грунта
358
при пучении. Этот зазор должен быть заполнен непучинистым
грунтом.
При проектировании фундаментов на набухающих грунтах не-
обходимо учитывать возможное набухание при подъеме уровня
грунтовых вод; набухание и усадку грунтов в результате измене-
ния водно-теплового режима, усадку грунтов в процессе их вы-
сыхания. На величину набухания оказывают влияние влажность и
плотность грунтов. Увеличение начальной влажности способству-
ет уменьшению набухания; с увеличением начальной плотности
линейно возрастает набухание грунта. Основными характеристи-
ками набухающих грунтов являются давление набухания pS0), влаж-
ность набухания со5СО, относительное набухание при заданном дав-
лении е5С0; относительная усадка при высыхании е5Л.
Относительное набухание грунта при увлажнении е5(й опреде-
ляют по формуле
= (hsat - hn)/hni (9.22)
где hsat — высота образца, обжатого давлением aztot, после зама-
чивания до полного водонасыщения; hn — высота образца при
естественной плотности и влажности, обжатого суммарным дав-
лением
Суммарное давление определяют по формуле
®Z,tot ^zp + + ^z,ddi
(9.23)
где Од, — напряжение от нагрузки фундамента; czq — напряжение
от собственного веса грунта; Gz,ad — дополнительное давление,
обусловленное влиянием веса неувлажненной части массива грунта
за пределами замачивания.
Рис. 9.8. Способы строительства на пучинистых грунтах:
а — фундамент, рассчитываемый на пучение; б — фундамент с наклонными
гранями и защитой от смерзания; в — фундамент на непучинистой подушке; г —
фундамент, опирающийся на непучинистый грунт; 1 — фундамент; 2— подушка;
3 — пучинистый слой; 4 — непучинистый слой
359
Дополнительное давление, обусловленное влиянием веса неув-
лажненной части массива грунта за пределами замачивания, оп-
ределяют по формуле
= k^d + z), (9.24)
где kq — коэффициент, принимаемый по табл. 9.9; d — глубина
заложения подошвы фундамента, м; z — расстояние от подошвы
фундамента до рассматриваемого горизонта грунта, м.
При экранировании поверхностей грунта и изменении водно-
теплового режима величину относительного набухания грунта при
увлажнении определяют по формуле
^S«> к((х)ед ^о) >
где к — коэффициент, определяемый опытным путем (при отсут-
ствии опытных данных к = 2); сое(? — установившаяся влажность
грунта; со0, е0 — соответственно влажность и коэффициент пори-
стости грунта в природном состоянии.
Значение спе(? при экранировании поверхности определяют по
графику зависимостей влажности набухания со5(1) от давления р при
давлении р/.
Pi = - Zi +
(9.25)
где — удельный вес воды; z — расстояние от поверхности грун-
та до уровня подземных вод; Zt — глубина рассматриваемого слоя,
м; у/ — удельный вес грунта, кН/м3.
Таблица 9.9. Значения коэффициента kq
(d + z)A> kq при отношении длины к ширине замачиваемой площади L^/Ba, равном
1 2 4 5
1 0,58 0,5 0,43 0,36 0,29
2 0,81 0,70 0,61 0,50 0,40
3 0,94 0,82 0,71 0,59 0,47
4 1,02 0,89 0,77 0,64 0,53
5 1,07 0,94 L _ 0,82 0,69 0,77
Примечания: 1. z — глубина заложения рассматриваемого слоя; d — шири-
на подошвы.
2. При (d + г)Вы = 0,5 kq = 0.
360
Относительная линейная усадка грунта при его высыхании
определяется по формуле
= (й„ - hd)ih„, (9.26)
где hn — высота образца грунта при наибольшей влажности и
обжатии суммарным давлением в условиях невозможности боко-
вого расширения; hd — высота того же образца грунта при влаж-
ности после высыхания.
Нормативные значения относительного набухания е5С0 и отно-
сительной усадки е5Л определяют по результатам лабораторных
опытов при невозможности бокового расширения или по данным
полевых испытаний.
При расчете оснований из набухающих грунтов деформации
уплотнения основания от внешней нагрузки и возможную осадку
от уменьшения влажности суммируют. Подъем основания при на-
бухании грунтов рассчитывают в предположении полной стаби-
лизации осадок уплотнения грунтов от внешней нагрузки. Пре-
дельные значения деформаций оснований определяют по данным,
приведенным в гл. 1, или по [26, 33].
Осадку основания при высыхании набухающих грунтов опре-
деляют по формуле
(9.27)
где п — число слоев в пределах зоны усадки; е5Л / — относительная
линейная усадка грунта /-го слоя; Л, — толщина /-го слоя грунта;
Ksh — коэффициент (Ksh = 1,3).
Нижнюю границу зоны усадки Hsh обычно определяют опыт-
ным путем; при отсутствии опытных данных Hsh = 5 м. Подъем
основания при набухании грунта определяют по формуле
п
h К
(9.28)
где п — число слоев, на которое разбита зона набухания грунта;
е5со,( — относительное набухание /-го слоя грунта; ht — толщина
/-го слоя грунта; KS(Sji — коэффициент (KS(ild = 0,8 при aztot =
= 0,05 МПа; KS(a>i = 0,6 при = 0,3 МПа; при промежуточных
значениях tot KS(ai принимается по интерполяции).
Нижняя граница зоны набухания — это уровень грунта, на
котором суммарное давление az,tot равно давлению набухания psa;
при экранировании поверхности и изменении водно-теплового
режима эту границу находят опытным путем или принимают рав-
ной 5 м при отсутствии опытных данных. Если расчетные дефор-
мации оснований больше допустимых, то вводят водозащитные
361
мероприятия (планировку территории со стоком атмосферных вод
в канализацию, организованный отвод воды с кровель, устрой-
ство отмосток с уклоном не менее Т и др.); предварительное за-
мачивание набухающих грунтов в пределах всей зоны или ее час-
ти; устройство компенсирующих песчаных подушек; замену набу-
хающего грунта не набухающим полностью или частично; пол-
ную или частичную прорезку фундаментами слоя набухающих
грунтов.
9.6. Фундаменты на торфах
Иногда необходимо устройство фундаментов на достаточно
глубоких болотах, сложенных торфами :например, при прокладке
линий электропередачи через болота, когда опоры можно разме-
стить только на болоте). Болота имеют определенную глубину торфа
(до 5...7 м), и во многих случаях торф подстилается каким-либо
глинистым водонепроницаемым грунтом (в горных районах торф
может подстилаться скальным грунтом).
Несущая способность торфов в естественном состоянии очень
мала, а сжимаемость — велика, поэтому при возведении фунда-
ментов на торфах необходимо учитывать очень большие осадки
(они могут быть равномерными при горизонтальном расположе-
нии прочного подстилающего грунта). После значительной осадки
уплотненный торф может воспринимать небольшие распределен-
ные давления. Кроме того, можно использовать эффект присоса,
возникающий при отрыве подошвы и наличии закрытых полостей
в подошве фундаментов (этот эффект дает возможность восприни-
мать изгибающие моменты, действующие на сооружение), и вы-
талкивающую силу грунтовой воды при ее постоянном уровне (при
наличии водонепроницаемых полостей в фундаменте).
Существуют два способа строительства на торфах:
1) использование незначительной несущей способности тор-
фа с дополнительным учетом выталкивающей силы грунтовой воды
(фундаменты большой площади в плане, в том числе «плаваю-
щие», из бревен);
2) прорезка всей толщи торфа с опиранием подошвы фунда-
ментов на достаточно прочный подстилающий грунт (рис. 9.9).
Первый способ может применяться только для сооружений,
малочувствительных к большим осадкам, которые должны быть
равномерны, без кренов. К таким сооружениям можно отнести
опоры ВЛ, одноэтажные временные здания. Второй способ может
быть очень трудоемок, так как нужно вырыть котлован до проч-
ного грунта на дне болота в условиях высокого уровня грунтовых
вод.
362
При возведении фундаментов первым способом укладывают
элементы фундаментов непосредственно на поверхность торфа,
затем (при необходимости, по расчету) загружают их сверху сло-
ем балласта (крупный камень, щебень), монтируют сооружение
(опору ВЛ) и по возможности следят за равномерностью осадки.
При возведении фундаментов вторым способом устраивают шпун-
товое ограждение для выемки торфа и удаления грунтовой воды
из котлована (см. рис. 9.9). Затем выравнивают дно котлована, ус-
траивают бетонную подготовку толщиной 100 мм и обычными
методами устраивают сборные или монолитные фундаменты.
в
Рис. 9.9. Фундаменты на торфах:
а — на деревянном плоту; б — с прорезкой слоя торфа; в — «плавающий» боль-
шой площади; г — отдельная складчатая оболочка; 1 — железобетонный фунда-
мент и грунтовая засыпка; 2— слой торфа; 3— шпунт; 4 — оболочки; 5— сталь-
ные фермы по верху оболочек
363
Показанные на рис. 9.9 фундаменты из складчатых оболочек
были применены при возведении ВЛ на Среднем Урале. Когда
возникла необходимость строительства ВЛ в зимних условиях,
оказалось, что известные методы (рис. 9.9, а) невозможно при-
менить в связи со сложным доступом к болотам, их большой
глубиной, невозможностью механизированной разработки кот-
лованов в условиях глубоких болот. Тогда было принято решение
о возведении непосредственно на поверхности замерзшего бо-
лота складчатых фундаментов большой площади (ПО м2), загру-
женных сверху каменной засыпкой. Сразу после монтажа скла-
док они объединялись по верху стальными фермами, на кото-
рые устанавливали стальные пространственные фермы — опоры
ВЛ высотой 40 м, затем натягивали провода. Не ожидая оконча-
ния осадок, ВЛ вводили в эксплуатацию. Равномерные осадки
фундаментов «затухали» более года, достигнув величины около
35 см.
9.7. Фундаменты на скальных грунтах
При наличии скальных грунтов в основании устройство рас-
ширяющихся к низу фундаментов теряет смысл (прочность скаль-
ного грунта сопоставима с прочностью железобетона), поэтому
переходят к бесфуцдаментному опиранию или к фундаментам с
минимальной площадью подошвы, обеспечивающей передачу вер-
тикальных и горизонтальных сил и изгибающих моментов на скаль-
ное основание. Проектирование фундаментов на скале существенно
отличается от проектирования фундаментов на обычных сжимае-
мых грунтах: обеспечение осадки не является определяющим ус-
ловием расчета, как при опирании на обычные грунты; несущая
способность зависит от дефектов в структуре скалы, а не от ее
прочности; допустимые напряжения по подошве фундамента так
велики, что вопросы прочности самой конструкции фундамента
приобретают существенное значение.
Большое сопротивление разрушению однородной невыветрен-
ной скалы при трехосных испытаниях свидетельствует о том, что
большая часть скальных грунтов обладает как сцеплением, так и
внутренним трением. Однако оборудование, позволяющее про-
водить подобные испытания скальных пород, имеется лишь в
немногих лабораториях, поэтому прочность обычно определяют
путем испытания на одноосное сжатие. Раньше испытанию под-
вергались кубики со сторонами от 5 до 15 см, однако результаты
подобных испытаний сильно зависели от трения между торцами
образца и плитами пресса. В настоящее время испытаниям под-
вергаются цилиндры с высотой вдвое большей, чем их диаметр.
364
Прочность при испытаниях цилиндрических образцов обычно
составляет 0,6...0,9 прочности кубов. Характерные значения
прочности для однородной скалы приведены в табл. 9.10. Вбли-
зи поверхности скалы, где обычно имеет место выветривание,
прочность близка к минимальным значениям, приведенным в
табл. 9.10.
Фундаменты на скальных грунтах рассчитывают только по
первому предельному состоянию — по прочности. Прочность
скальных грунтов определяется испытаниями на сжатие в прессе
вырезанных из скалы кубов (аналогично испытанию бетонных
кубов). В результате испытаний определяется расчетный предел
прочности грунта на одноосное сжатие в водонасыщенном со-
стоянии Rc.
Скальные грунты подразделяются в зависимости от прочности
на скальные и полускальные. При Rc > 5 МПа грунты считаются
скальными, при Rc < 5 МПа — полускальными. Полускальные
грунты менее прочны, чем скальные, более пористы и влагоемки.
К ним относятся сильно выветрелые магматические породы, вул-
канические туфы и ряд осадочных пород (гипс, ангидрит, мел
ит.д.). Скальные и полускальные грунты отличаются практичес-
кой несжимаемостью при давлениях, возникающих под фунда-
ментами зданий и сооружений, и часто являются хорошими ос-
нованиями. Грунтовая вода, воздействуя на некоторые породы по-
лускальных грунтов (гипс, мергели, известняки), может образо-
вывать в их массивах трещины и пустоты, что снижает их проч-
Таблица 9.10. Прочность скального грунта Rc, МПа,
при одноосном сжатии
Порода Характерные значения Rc, МПа
минимальные максимальные
Базальт, кварцит 70,0 280,0
Гранит, гнейс 70,0 210,0
Сланец 35,0 100,0
Твердый известняк 35,0 140,0
Меловой известняк, пористый известняк 70,0 35,0
Песчаник 17,5 70,0
Глинистый сланец 7,0 35,0
365
ность при использовании в качестве оснований. Воздействие воды
на скальные грунты измеряется коэффициентом размягчаемости
в воде.
Учитывают также степень выветрелости скальных грунтов (сте-
пень разрушенности скального основания) и другие показатели.
Скальные грунты считаются практически несжимаемыми и осад-
ки фундаментов на скальных грунтах в связи с их незначительной
величиной не рассчитывают. Расчет оснований на скальных грун-
тах производят по первой группе предельных состояний — по проч-
ности.
Несущую способность основания из однородной скалы рас-
считывают исходя из ее прочности. При центральной нагрузке и
квадратной подошве [33] фундамента
w < N„ = RJT, (9.29)
где ус — коэффициент условий работы (для невыветрелых и сла-
бовыветрелых скальных грунтов ус - 1,0; для выветрелых грунтов
ус = 0,9; для сильновыветрелых грунтов ус = 0,8); уп — коэффици-
ент надежности по назначению (ответственности) сооружения,
равный для зданий I, II, III классов соответственно 1,2, 1,15,
1,10; Rc — расчетное значение предела прочности на одноосное
сжатие скального грунта, кПа; Ь', Г — соответственно приведен-
ные ширина и длина фундамента.
При опирании подошвы фундамента на наклонную поверх-
ность скалы фундамент может сдвинуться, если он не удержи-
вается сопротивлением сдвигу по скале. Если скала однород-
ная, то предельным является угол наклона 30°. Для исключения
сдвига можно выровнять поверхность скалы или устроить сту-
пени, или пробурить скалу под подошвой фундамента и вы-
полнить железобетонные или стальные шпонки, заделанные в
скалу и в бетон фундамента. При подготовке поверхности кон-
такта скального основания с подошвой фундамента должны быть
удалены большие выступы и впадины. При разработке скалы не
рекомендуется использовать методы, которые могут вызвать на-
рушение ее целостности и ослабление прочности (например,
взрывы).
Несущая способность скалы определяется наиболее слабыми
ее участками и дефектами (например, наличием перемежающих-
ся слоев различных скальных пород, наличием прочной скалы над
слабым нарушенным слоем, наличием трещин в скале, присут-
ствием плоскостей ослабления в виде напластований сбросов и
включений, ослаблением скалы глубокими впадинами на поверх-
ности, наличием внутренних пустот) (рис. 9.10).
366
Рис. 9.10. Фундаменты на скальном грунте:
а — сравнительно однородная скала с горизонтальными расположениями напла-
стований; б — скала с падением слоев; в — напряженно-заанкеренный фунда-
мент; г — заанкеренный фундамент; 1 — фундамент; 2 — скала; 3 — прослойка
более слабого грунта; 4 — косые слои; 5 — пустоты; 6— напряженный анкер; 7—
обычный анкер
Несущая способность перемежающихся слоев прочных, но раз-
личных по характеристикам скальных пород может определяться
таким же образом, как и в случае обычных слоистых грунтов: оп-
ределяется средняя прочность в зоне возможного сдвига (на глу-
бине около 1,5Л>), а затем эта величина прочности принимается
для всей толщи скалы. Если очень слабая скала покрывает более
прочную скалу, то следует исходить из прочности этой слабой
скалы, так как глубина зоны сдвига при подобном строении умень-
шается аналогично тому, как это происходит в обычных слоистых
грунтах.
Если прочная невыветрившаяся скала покрывает пласт отно-
сительно слабой нарушенной или сжимаемой породы, то дефор-
мации последней сильно влияют на прочность верхнего слоя. Верх-
ний пласт может разрушиться в результате изгиба. Часть верхнего
пласта может вдавиться в нижний в результате среза по перимет-
367
jy фундамента. Если такой срез возможен, то определяющее зна-
чение приобретает несущая способность подстилающего слабого
грунта. Если эта несущая способность превосходит сопротивление
верхнего пласта срезу, то она, тем не менее, может быть принята
в качестве расчетной, если только соответствующая осадка не яв-
ляется чрезмерной. Если же она недопустима для сооружения, то
несущая способность основания должна определяться сопротив-
лением срезу твердого пласта.
Швы разделяют скальное основание на перекрывающие друг
друга, но не связанные между собой блоки. Если скала между
швами прочная, то предельная нагрузка определяется по сопро-
тивлению на одноосное сжатие породы между швами. Ослаблен-
ные участки в виде тонких слабых слоев, контактных поверхнос-
тей между пластами, старых сбросов, включений и сланцеватос-
ти встречаются в скальных породах. Первые два вида обычно со-
впадают по направлению со слоистостью (горизонтальной или
наклонной), но остальные могут образовывать любой угол с плос-
костями напластования. Наклонные ослабленные плоскости осо-
бенно опасны, когда они расположены близко к естественной
поверхности скольжения.
Глубокие впадины, расселины и желоба в скале могут обра-
зовываться из-за неодинаковой скорости выветривания, уско-
ренного выветривания вдоль трещин. Эти впадины заполнены
грунтом или сильно выветренной скалой, либо открыты, если
просачивающаяся грунтовая вода вынесла из них продукты вы-
ветривания (чаще всего встречается в известняках, но бывает и
в других скальных породах с хорошо развитой системой трещин,
например в гранитах, гнейсах, сланцах или песчаниках). Если
впадины шире, чем проектируемый фундамент, то его опирают
непосредственно на скалу. Если же они меньше, то их можно
заполнить бетоном, который передает нагрузку на стенки и дни-
ще трещин.
Пустоты характерны для известняков и других скальных по-
род, содержащих растворимые компоненты. В трещиноватой скале
толщина слоя скалы над пустотой должна быть не меньше шири-
ны пустоты. Если имеется опасность увеличения пустот из-за ра-
створения скалы водой, то необходимо заполнить пустоты инъ-
екцией бетона или цементно-песчаного раствора. Цементный ра-
створ либо нагнетается, либо (если пустоты большие) подается
непосредственно с поверхности.
Одним из экономичных типов фундаментов в условиях скаль-
ных грунтов являются фундаменты, заанкеренные в скалу с по-
мощью анкеров из обычной стержневой арматуры (без напряже-
ния) или стальных напрягаемых анкеров (рис. 9.11, 9.12). В связи
с небольшой площадью фундамента предусматривается отрыв
368
Рис. 9.11. Фундаменты на скальном
грунте (распределение усилий в
фундаменте при действии нормаль-
ной и поперечной силы и изгиба-
ющего момента):
Р\ р4 — контактные давления по подо-
шве; A', As — соответственно верхняя и
нижняя арматура подошвы; Nsp — уси-
лие в анкере; / — длина подошвы; Ц —
длина верхней ступени; Asp — площадь
сечения преднапряженного анкера
Рис. 9.12. Фундаменты на скальном грунте — распределение усилий
в кольцевом фундаменте сооружения башенного типа, заанкеренном
в скальном грунте:
1 — сооружение; 2 — фундаментная плита; 3 — анкеры; A'. As — соответственно
верхняя и нижняя арматура подошвы; Na — усилие в анкере; Ьа — расстояние
между анкерами в плане; у, — расстояние от центра тяжести всех анкеров (подо-
швы) до оси каждого анкера
13 Тетиор
369
части подошвы от грунта, воспринимаемый напрягаемыми или
обычными анкерами, поэтому подошва армируется верхней и
нижней рабочей арматурой. При проектировании заанкеренных
столбчатых фундаментов нужно произвести проверку подошвы
на сдвиг в связи с ее малой площадью (при необходимости мож-
но устроить выступы на подошве), а также проверить прочность
бетона в месте передачи нагрузки от анкера на смятие и на про-
давливание.
Давления на грунт определяют по следующим формулам:
N"+Nf Мп
А =-------— -I--- 1, 2л;
Af W
_Nn + Nf Мп .
А " ~Af lv’’
^=^/) = 0,5(ft + A)(/-/1),
(9.30)
где Ns — растягивающее усилие в анкере, отнесенное к единице
ширины фундамента.
Проверку прочности на сдвиг производят по формуле
Q 2
где Q — сдвигающая поперечная сила.
Арматуру рассчитывают по следующим формулам:
A' = Ml/0,9hQRs;Asp = 0,5(р3 + p4)(l-lt)s/Rs,
(9.31)
где 5 — шаг анкеров.
При проектировании заанкеренных кольцевых плитных фунда-
ментов нужно определить число анкеров и их шаг (см. рис. 9.12).
Усилие напряжения анкеров подбирают таким образом, чтобы
подошва была прижата к скальному грунту при действии расчет-
ных нагрузок давлением не менее 1 МПа:
Na = My/Xy?-,Ml=N„ba <ЯЛ№~0,5х). (9.32)
Контрольные вопросы
1. Приведите перечень особых грунтовых условий для фундаментов.
2. Каковы особенности проектирования фундаментов в условиях сей-
смических воздействий?
3. Что такое сейсмостойкие и сейсмоизолирующие фундаменты?
370
4. В чем принципиальные особенности устройства фундаментов на
вечномерзлых грунтах? Как подразделяются эти грунты по способу уст-
ройства фундаментов?
5. Как учитывать просадочные свойства грунтов при проектировании
фундаментов? Как подразделяются грунты по степени просадочности?
6. Как влияет сильная сжимаемость грунтов на конструкции фунда-
ментов?
7. Какие грунты относятся к пучинистым? Как возводить фундаменты
на таких грунтах?
8. Можно ли строить сооружения на торфах? Каковы конструкции
фундаментов на торфах?
9. В чем основная особенность устройства фундаментов на скальных
грунтах?
ГЛАВА 10
ОШИБКИ В ПРОЕКТИРОВАНИИ
И СООРУЖЕНИИ ФУНДАМЕНТОВ
10.1. Основные ошибки и пути их недопущения
Основными причинами отказов фундаментов являются ошибки,
допускаемые при проведении инженерно-геологических изысканий,
проектировании, изготовлении и эксплуатации конструкций.
Бдльшая часть ошибок носит субъективный характер и может
быть устранена соблюдением требований нормативных докумен-
тов, норм эксплуатации, контролем качества изготовления кон-
струкций. Ошибки могут произойти на одной из стадий создания
фундамента или одновременно на нескольких стадиях.
Ошибки могут привести как к отказу фундамента вследствие ро-
ста его деформативности, снижения прочности или трещиностой-
кости, так и к чрезмерному запасу прочности или трещиностойкос-
ти. В первом случае ошибка более опасна с точки зрения возможных
последствий, но с экономической точки зрения оба типа ошибок
одинаково недопустимы, так как могут повлечь за собой большую
или меньшую стоимость ремонта (в первом случае) или дополни-
тельные затраты при возведении фундамента (во втором случае).
Встречаются и объективные ошибки. Они могут быть вызваны
либо внесением в последующие этапы устройства фундаментов
субъективных ошибок, сделанных на предыдущих этапах, либо от-
сутствием точных приборов для исследований, адекватных расчет-
ных моделей, экспериментально обоснованных методик расчетов.
Ошибки в проектировании и сооружении фундаментов явля-
ются наиболее серьезными ошибками в строительстве, так как
изменение схемы напряженно-деформированного состояния фун-
даментов приводит к затруднениям в эксплуатации всего соору-
жения, необходимости его ремонта или восстановления. Эти ошиб-
ки могут полностью «перечеркнуть» все сложности расчета, изго-
товления и эксплуатации надфундаментных конструкций.
В табл. 10.1 приведены типичные ошибки и пути недопущения
и устранения их последствий. В табл. 10.2 приведены основные при-
чины развития неравномерных осадок [3]. В табл. 10.3 приведены
мероприятия по уменьшению чувствительности конструкций со-
оружений к неравномерным осадкам [3].
372
Таблица 10.1. Типичные ошибки и пути недопущения и устранения их последствий
Типичные ошибки Последствия ошибок Пути недопущения и устранения их последствий
При проведении инженерно-геологических изысканий
Использование при проведении изысканий устаревших нормативных документов и назначение в отчетах несущего слоя, рекомендуемого типа фундамента, расчетного сопро- тивления грунта, назначаемых по интуиции на основе предыдущего опыта Назначение неоптимального вари- анта фундамента, неточный выбор несущего слоя, неправильный расчет размеров фундамента Несущий слой следует назначать при проектировании фундаментов; рас- четное сопротивление грунта рас- считывается исходя из его харак- теристик и применяемых конструк- ций и размеров фундаментов; рекомендуемый тип фундамента определяется из вариантного технико-экономического анализа
Назначение глубины скважин при изысканиях без учета требований проектировщиков Неизвестна глубина сжимаемой толщи — невозможен точный расчет осадок, затруднено назначение оптимального варианта фундамента Глубина скважин назначается с уче- том требований проектной органи- зации с учетом норм проектирова- ния
Назначение инженерно-геологиче- ских условий площадки строитель- ства без специальных изысканий по аналогии с результатами изысканий на построенных поблизости объектах Назначение неоптимального вари- анта фундамента, проектирование фундаментов с заниженной или завышенной несущей способностью. Необходимость затрат на усиление фундаментов Проведение изысканий на всех пло- щадках строительства, особенно при нерегулярном залегании слоев грун- та, при наличии уклонов рельефа местности, пойм рек и т.д.
Недостаточный объем изысканий, редкое расположение скважин и шурфов, недостаточная глубина, Неполное представление о неодно- родности грунтов и неравномерности напластований, что может привести Проведение изысканий в полном объеме
Продолжение табл. 10.1
Типичные ошибки Последствия ошибок Пути недопущения и устранения их последствий
неполная характеристика свойств грунтов к прогибу или перегибу здания, появлению трещин, необходимости сдвижки строящегося объекта и срубки большого объема свай и т.д.
Вследствие неточности исходных данных для проектирования
Неточные данные о нагрузках и дру- гих воздействиях (например, выдача только статических нагрузок от обо- рудования, которое в действитель- ности создает и динамические нагрузки; не указывается возмож- ность агрессивных воздействий технологических жидкостей на грунт при их аварийном выбросе; не ука- зывается односторонний нагрев фундамента и др.) Необходимость последующего уси- ления фундаментов под оборудова- ние (переход от жесткой схемы к гиб- кой, или наоборот; увеличение или уменьшение массы фундамента; уст- ройство виброгасителей и др.). Пуче- ние грунта, подъем фундаментов при аварийных выбросах агрессив- ных жидкостей, нарушение нормаль- ной эксплуатации здания; трещинооб- разование при одностороннем нагреве Представление полных данных о си- ловых и других воздействиях на фун- даменты. Проектирование фунда- ментов с учетом этих воздействий (устройство гибких или массивных фундаментов, защита специальным покрытием в месте возможного вы- броса агрессивных жидкостей, защи- та фундаментов от одностороннего нагрева или его учет при проектиро- вании
Неточные данные о расположении и размерах фундаментов ранее по- строенных объектов, подземных коммуникаций, расположенных вблизи проектируемого объекта Неточное или неправильное назна- чение отметок подошвы фундамен- тов, возможные деформационные воздействия на фундаменты и кон- струкции здания Представление полных данных о рас- положении и размерах ранее постро- енных близко расположенных фун- даментов и подземных коммуника- ций (каналов, тоннелей, трубопро- водов и др.)
Неточные данные об условиях эксплуатации фундаментов Неучет при проектировании воз- можных дополнительных силовых и других воздействий на фундаменты Представление полных данных о воз- можных дополнительных силовых и других воздействиях на фундаменты
При проведении расчетов фундаментов
Использование неточных расчетных схем (чрезмерно усложненные или упрощенные расчетные схемы, не отражающие фактического состо- яния грунта и фундамента, не учи- тывающие трещинообразование, перераспределение контактных давлений, реализацию распора, внецентренную нагрузку и т.д.) Отличие значений и знаков момен- тов (для статически неопределимых фундаментных плит), неправильное размещение арматуры, ее перерас- ход, снижение фактической прочно- сти и трещиностойкости или их необоснованное повышение Применение методов расчета, учи- тывающих действительную работу железобетона и грунта. Использование готовых программ расчета на ЭВМ, учитывающих действительную работу железобе- тона и грунта
Неучет в расчете возможных факти- ческих условий производства работ (например, промораживания грунта под подошвой фундаментов под внутренние стены и колонны при их мелком заложении) Дополнительные деформационные воздействия на фундаменты и кон- струкции здания в связи с промора- живанием и оттаиванием основания. Необходимость проведения ремонта Учет всех особенностей последу- ющего производства работ при расчете фундаментов
Неучет в расчете возможных воздей- ствий при эксплуатации (например, динамические воздействия больше- грузного транспорта на фундаменты, силовое воздействие дополнительно- го пригруза грунта, действие сил от- рицательного трения на сваи и др.) Дополнительные деформационные и силовые воздействия на фунда- менты и конструкции здания Учет при проектировании всех воз- можных воздействий на конструкции фундаментов
Продолжение табл. 10.1
Типичные ошибки Последствия ошибок Пути недопущения и устранения их последствий
Проведение неполных расчетов (не- полный расчет хрупкой прочности, неучет распора и т.д.) Возможное исчерпание прочности фундаментов Подробный расчет конструкций фундаментов
При производстве работ
Недопустимые отклонения прочно- стных характеристик бетона и стали от проектных Снижение прочности и трещиностой- кости конструкций, возможное хруп- кое или вязкое разрушение всего сооружения вследствие разрушения фундамента Инструментальный контроль харак- теристик материалов при производ- стве работ
Недопустимые отклонения геомет- рических размеров (сечений бетона, положения фундаментов относительно осей здания, положения арматуры) Снижение прочности и трещино- стойкости, действие дополнитель- ных усилий на фундаменты (момен- тов), возможное хрупкое или вязкое разрушение фундамента Инструментальный контроль геоме- трических характеристик фунда- ментов
Уменьшение расчетных сечений бе- тона вследствие отсутствия ухода за свежеуложенным бетоном, про- мораживания Снижение прочности и трещино- стойкости, возможное хрупкое раз- рушение Тщательное выполнение норм и правил производства работ
Разрушение структуры грунта в кот- ловане вследствие инсоляции, обвод- нения, высыхания и набухания Дополнительные осадки фундамен- та, деформационные воздействия на здание Принятие мер по предотвращению расструктуривания грунта в котло- ване
Промораживание дна котлована То же Защита дна котлована от промора- живания
Неучет отличия фактических грунтов в основании фундаментов от зало- женных в проекте, отсутствие автор- ского надзора при вскрытии котло- вана Дополнительные осадки, деформа- ционные воздействия на фундамен- ты и здание, действие дополнитель- ных усилий в конструкциях здания Тщательный авторский надзор, про- верка соответствия проектных и фак- тических грунтовых условий, внесе- ние необходимых изменений в проект при их отличии
Попадание под подошву фундамен- тов промороженного неуплотнен- ного (рыхлого) водонасыщенного грунта (наблюдается при разработке котлованов в зимних условиях) Дополнительные осадки, деформа- ционные воздействия на фундаменты и здание Тщательный контроль котлована перед устройством фундаментов
Недостаточно тщательная заделка стаканного стыка колонн и фунда- ментов Изменение расчетной схемы колонн и фундаментов Контроль качества
Недостаточное уплотнение обратной засыпки пазух фундаментов Осадка поверхности пола над фундаментами То же
При эксплуатации объекта
Загрузка территории вблизи фун- даментов Передача дополнительной нагрузки на фундамент; осадка фундамента, превышающая расчетную; появление трещин в надфундаментной кон- струкции Дополнительный пригруз должен быть учтен в расчетах; загрузка сверх расчет-ной величины недопустима
Окончание табл. 10.1
Типичные ошибки Последствия ошибок Пути недопущения и устранения их последствий
Строительство нового сооружения рядом со старым без специального расчета и возможного усиления ранее построенных фундаментов Передача дополнительной нагрузки на фундаменты старого здания, до- полнительная осадка или крен обоих зданий, появление трещин, необхо- димость ремонта и усиления Проведение предварительных рас- четов; усиление фундаментов при соответствующем обосновании расчетом
Подъем уровня грунтовых вод вследствие поступления техноло- гических стоков в грунт Дополнительная осадка или просадка грунта, необходимость ремонта Учет возможного подъема уровня грунтовых вод при проектировании
Передача неучтенных в расчете на- грузок и воздействий на фундаменты (например, загрузка перекрытий сверх расчетной нагрузки, надстройка зда- ния без расчета, установка дополни- тельного оборудования с динамиче- скими нагрузками, строительство до- полнительных внутренних стен и пе- регородок, устройство новых каналов, приямков и подпорных стен рядом с фундаментами, что ведет к изменению ранее принятой расчетной схем фундамента, оголение стволов свай при разработке новых котлованов) Дополнительные осадки, трещино- образование в фундаментах и кон- струкциях здания Учет возможных силовых и других воздействий при проектировании фундаментов. Недопущения дей- ствия неучтенных в расчете силовых и других факторов без соответству- ющего расчетного обоснования с возможными мероприятиями по усилению фундаментов. Следует учитывать возможность передачи на основание повышенных нагрузок
Замачивание грунта агрессивными стоками Преждевременное разрушение фун- даментов Проектирование защитных мероприя- тий при соответствующем обосновании
Таблица 10.2. Основные причины развития неравномерных осадок [3]
Вид осадки Причины развития неравномерной осадки Степень влияния указанных причин на развитие неравно- мерной осадки
Осадка от уплотне- ния грунта 1. Выклинивание отдельных слоев грунта в пределах контура здания Основное влияние. Неравномерность осадки опреде- ляется расчетом
2. Линзообразное залегание отдельных видов грунта
3. Неодинаковая мощность слоев грунта, залегающих в основании
4. Неодинаковая плотность грунта или неравномерное распределение в грунте различных включений (торф и др.)
5. Неодинаковые нагрузки на отдельные фундаменты и разные размеры фундаментов при равных контактных давлениях
6. Неодинаковое влияние соседних фундаментов на осадку фундаментов в средних и крайних частях сооружения
7. Неодновременное загружение фундаментов в период постройки сооружения
8. Загружение отдельных фундаментов нагрузкой меньше проектной
9. Неодинаковое набухание грунта вследствие причин, указанных в пп. 1 ...4
Вспучивание фун- даментов из-за на- бухания грунта при уплотнении под нагрузкой 10. Откопка одного котлована на различную глубину Незначительное влияние может быть при глубине котлована более 5 м
11. Большее набухание грунта под центральной частью котлована, чем под краями и углами
12. Различная продолжительность набухания грунта в отдельных частях котлована
Окончание табл. 10.2
Вид осадки Причины развития неравномерной осадки Степень влияния указанных причин на развитие неравно- мерной осадки
13. Неодинаковое сопротивление грунта сдвигу вследствие причин, указанных в пп. 1 ...4 Незначительное влияние при дав- лении на подошве меньше 0,1 МПа
Осадка разруше- ния с пластине- скими деформа- циями 14. Неодинаковое развитие зон пластических деформаций вследствие причин, указанных в пп. 5, 7, 8 Большое влияние при недостатках в организации ра- бот
15. Воздействие метеорологических факторов: промерзание и оттаива- ние грунта в основании при устройстве фундаментов и строительстве зданий; набухание и размягчение грунта в оснований при увлажнении его атмосферными водами; высыхание грунта в основании под воздей- ствием солнечной радиации и ветра
16. Воздействие грунтовых вод: разрушение слоев грунта гидростатиче- ским давлением; разрушение грунта в результате гидродинамического воздействия; суффозия грунта потоком грунтовых вод в котлован или приямки
Осадка разруше- ния вследствие на- рушения структуры грунта при произ- водстве работ 17. Динамическое воздействие на водонасыщенные, очень пористые пылеватые и глинистые грунты; при перемещении механизмов по дну котлована; при ударах землеройных машин о грунт (например, при разработке прочного или мерзлого грунта); при выполнении взрывных работ около возводимого сооружения Небольшое влия- ние
Таблица 10.3. Мероприятия по уменьшению чувствительности конструкций сооружении к неравномерным осадкам |3]
Вид деформации Вид сооружения Рекомендуемые мероприятия
Крен Жесткие высокие сооружения 1 . Возведение сооружений с обратным креном, равным половине расчетного значения
2. Устройство фундаментов с регулируемым креном, с регулируемой осадкой
3. Устройство непрерывного армирования вдоль всех наружных и внутренних стен в виде сварной арматуры, железобетонных или железокирпичных поясов
L Ь 1 1. Разрезка здания на части осадочными швами, располагаемыми в местах резкой ^однородности грунтов основания, перепадов высот, поворотов здания и в мес- тах температурных швов
5. Увеличение глубины заделки опор перемычек, прогонов и настилов перекрытий
6 с >. Устройство общей перемычки под проемами, разделенными простенками : шириной менее половины высоты проемов
7. Повышение прочности заделки анкеров перекрытий и прогонов
8. Уменьшение коэффициента условий работы в 1 стен и фундаментов на центральную нагрузку ,5 раза при расчете элементов
1. Устройство однотипных несущих конструкций
10. Возведение отдельных колонн на ленточных фундаментах, соединенных с фундаментами наружных стен
1 1. Усгройство осадочных швов в местах примыкания различно нагруженных стен
Окончание табл. 10.3
деформации
Вид сооружения
Рекомендуемые мероприятия
12. Придание отдельным частям здания различных подъемов в соответствии
с ожидаемыми осадками
13. Устройство жестких коробчатых фундаментов, забивка свай-стоек
Перекос
Многоэтажные
здания с несу-
щими каркасами
Одноэтажные
производственные
здания
14. Устройство жестких фундаментов (перекрестных сплошных, ребристых плит,
коробчатых фундаментов)
15. Разрезка здания осадочными швами в соответствии с п. 3
16. Распределение собственного веса конструкций равномерно между
отдельными фундаментами
17. Устройство свай-стоек
18. Устройство разрезных конструкций
19. Применение гибких неразрезных конструкций
20. Выполнение пп. 3...5, 8... 10, 14
21. Выполнение пп. 2... 11 в месте ожидаемого перекоса
10.2. Усиление фундаментов
Причинами необходимости усиления фундаментов являются
описанные ранее ошибки или изменившиеся условия эксплуата-
ции. Необходимость усиления фундаментов возникает в следую-
щих случаях [33]:
• при возрастании внешних нагрузок на существующие фунда-
менты при реконструкции объектов;
• ухудшении строительных свойств оснований вследствие раз-
личных воздействий (агрессии, суффозии, замачивания, вымы-
вания и т.д.);
• обнаружении ошибок в устройстве фундаментов (см. ранее);
• строительстве новых зданий вблизи ранее построенных с раз-
личной глубиной заложения фундаментов или с взаимным влия-
нием фундаментов;
• разрушении конструкций фундаментов вследствие различ-
ных воздействий (вибрации, агрессии и т.д.);
• многолетних не стабилизирующихся осадках старых зданий;
• недопустимых вибрациях фундаментов машин.
Исходными данными для составления проекта усиления фун-
даментов служат:
• инженерно-геологические условия в месте расположения фун-
даментов;
• конструктивные чертежи и расчетные схемы фундаментов;
• результаты обследования состояния фундамента и грунта на
основе освидетельствования вскрытых шурфов;
• результаты обследования состояния здания или сооружения
с указанием влияния недоброкачественности основания или фун-
дамента на здание;
• сведения о фундаментах и подземных коммуникациях, рас-
положенных рядом со зданиями и сооружениями.
Фундаменты можно усилить путем укрепления их объема, уве-
личения площади, подводки нового фундамента с увеличением
глубины заложения, устройства нового фундамента или допол-
нительных фундаментов, усиления фундаментов с плоской подо-
швой сваями. При наличии механических дефектов, трещин, вы-
колов бетона можно закрепить фундамент путем инъекции под
давлением 0,2... 0,6 МПа цементного раствора, синтетических смол
через инъекторы, погружаемые в тело фундамента на глубину
0,4...0,6 его ширины при расстоянии между ними 50... 100 см. Ра-
боты по укреплению тела фундамента необходимо вести в отры-
тых котлованах (траншеях) захватками длиной 2,0...2,5 м. Нагне-
тание раствора прекращают, если в течение 10... 15 мин он не
поглощается материалом фундамента. Для усиления фундаментов
с дефектами бетона их обетонивают по периметру с армировани-
383
ем, устраивая бетонные или железобетонные обоймы толщиной
15...30 см.
Для обеспечения хорошего сцепления нового бетона со ста-
рым поверхность существующего фундамента должна быть очи-
щена, промыта водой под напором. Можно использовать песко-
струйную обработку или насечку поверхности для повышения ее
шероховатости. Насечку выполняют перфораторами или отбой-
ными молотками со специальными насадками, а при небольшом
объеме работ — вручную.
Перед бетонированием обоймы необходимо увлажнить поверх-
ность фундамента за 1... 2 сут до укладки бетона. В зимнее время
поверхность фундамента перед заключением его в бетонную ру-
башку следует смачивать горячей водой. Увеличение площади по-
дошвы отдельных фундаментов (под столбы и колонны) необхо-
димо проводить по всему периметру подошвы. Существующие
фундаменты должны быть монолитно соединены с уширением.
Ширина уширения по подошве должна быть не менее 30 см, а
вверху — не менее 20 см. Высота железобетонного уширения дол-
жна быть не менее 25 см.
Для уширения подошвы фундамента используют бетон класса
не ниже В15. Подошву фундаментов отдельно стоящих колонн це-
лесообразно расширять одновременно с усилением колонн путем
устройства металлической обоймы. Разгружающие балки также дол-
жны быть металлическими для приварки их к вертикальным стой-
кам обоймы. До устройства уширения подошвы, после разработки
грунта до уровня низа подошвы, грунт вокруг фундамента уплот-
няют втрамбовыванием щебеночной или гравийной смеси.
При необходимости углубления подвала, прокладки новых ком-
муникаций, понижения отметки пола, переноса подошвы фун-
даментов на более прочные слои грунта основания проводят ра-
боты по замене старого фундамента на новый, заглубленный на
более глубокую отметку, а также по устройству дополнительных
фундаментов [33]. Разбирать старые фундаменты можно только
после устройства временных разгружающих конструкций — вы-
носных опор или других специальных приспособлений, на кото-
рые передается нагрузка от несущих стен или колонн сооружения.
Выносные опоры и приспособления должны устраиваться на уп-
лотненном основании. Ленточный фундамент разбирают отдель-
ными захватками длиной 2...3 м.
После устройства нового фундамента должно быть обеспечено
включение его в совместную работу с несущими конструкциями
(подклинивание, инъецирование под давлением песчано-цемен-
тного раствора и т. д.). Демонтаж разгружающих конструкций про-
изводят после засыпки котлована. Подводку под здание фунда-
ментной плиты необходимо применять в тех случаях, когда зда-
384
ние в период строительства или эксплуатации претерпевает боль-
шие неравномерные осадки [33].
Перед устройством фундаментной плиты под нее должна ук-
ладываться щебеночная подготовка толщиной 15... 20 см с плот-
ной послойной трамбовкой ее в грунт. В проекте усиления должна
быть предусмотрена очередность работ захватками протяженнос-
тью 3...4 м. Захватки необходимо чередовать так, чтобы штрабы в
существующем фундаменте пробивали не ранее чем через 3 сут
после бетонирования соседних предыдущих захваток.
При устройстве новых дополнительных фундаментов их нуж-
но отделить от старых фундаментов путем введения шва из ан-
тисептированных досок толщиной 5 см или металлического шпун-
та, погружаемых ниже подошвы фундаментов на глубину не ме-
нее 50 см. Для усиления фундаментов и обжатия грунтов основа-
ния рекомендуется применять плоские гидравлические домкра-
ты или пакеты из них. При недостаточной несущей способности
фундаментов также могут быть использованы сваи различных кон-
струкций: буронабивные, буроинъекционные, забивные, вдав-
ливаемые, устраиваемые в соответствии с указаниями норма-
тивных документов по свайным фундаментам, а также «стена в
грунте».
Проект усиления должен составляться на основе сравнения
вариантов и выбора наиболее экономичного варианта. В первую
очередь, необходимо рассмотреть вариант, не требующий увели-
чения подошвы или устройства дополнительных свай с учетом
того, что нормативное сопротивление основания под существую-
щим фундаментом может быть значительно повышено (можно
повысить нагрузку на старый фундамент без усиления основания).
Может потребоваться только усиление конструкции самого фун-
дамента. Для установления нового увеличенного нормативного
сопротивления грунта необходимо провести инженерно-геологи-
ческие исследования.
Как правило, в практике строительства чаще возникает по-
требность в усилении столбчатых и ленточных фундаментов. Зна-
чительно реже требуется усиление свайных фундаментов, под-
порных стен, анкеров. Почти не встречаются случаи усиления фун-
даментов в форме сплошных плит (хотя известны примеры ре-
монта таких фундаментов при расположении их в районах ополз-
ней или при недопустимом крене).
Ленточные фундаменты. Применяются следующие способы уси-
ления (в основном — увеличения площади подошвы):
1) устройство железобетонного уширения, соединенного с вы-
полненным ранее фундаментом путем установки поперечных ба-
лок, заложенных в пробитые в фундаменте проемы (рис. 10.1, а).
Уширения устанавливают с шагом большим, чем ширина ушире-
385
Рис. 10.1. Усиление ленточных фундаментов:
а — со стальной балкой; б — с устройством бетонного уширения; в — с закреп-
лением грунта инъекцией; г — с устро: ictbom набивных свай; д — корневидными
сваями; е — подведением оболочки; 1 — ленточный фундамент; 2 — монолитный
бетон; 3 — стальная балка; 4 — инъектор; 5 — закрепленный грунт; 6 — бурона-
бивные сваи; 7 — корневидные сваи; 8 — оболочка
ния, и бетонируют непосредственно в проемах, пробитых в фун-
даменте (рис. 10.1, б);
2) закрепление грунта под подошвой фундамента (рис. 10.1, в);
3) устройство буронабивных или вдавливаемых свай рядом с
подошвой фундамента. Сваи воспринимают нагрузку через попе-
речные балки, установленные в проемы, пробитые в фундаменте
(рис. 10.1, г);
4) устройство корневидных свай, пробуренных под наклоном
через тело фундамента (рис. 10.1, Э);
5) устройство сплошных обратных оболочек в промежутках
между ленточными фундаментами (10.1, е).
При усилении фундаментов путем устройства свай можно при-
менять предварительное обжатие свай домкратами, опертыми на
поперечные балки для немедленного восприятия внешней нагрузки
сваями. Во всех остальных способах для передачи части нагрузки
на дополнительный фундамент требуется некоторая осадка ста-
рого фундамента.
386
Столбчатые фундаменты. Применяются следующие способы
усиления столбчатых фундаментов:
1) закрепление грунта в основании (рис. 10.2, о);
2) устройство железобетонной обоймы с увеличенной площа-
дью подошвы (рис. 10.2, б). При этом для обеспечения восприятия
обоймой вертикальной нагрузки в месте контакта со старым бе-
тоном производятся его промывка и насечка горизонтальных бо-
розд. Площадь стыка обоймы и старого бетона, размеры и шаг
борозд определяются расчетом;
6000
Рис. 10.2. Усиление столбчатых фундаментов:
а — закреплением грунта инъекцией; 5 — устройством железобетонной обоймы;
в — корневидными сваями; г — стальными балками и буронабивными сваями;
д — введением монолитных лент; 1 — фундамент; 2 — инъектор; 3 — закреплен-
ный грунт; 4 — обрубка бетона под углом; 5 — монолитный железобетон; 6 —
корневидные сваи; 7 — стальные балки; — буронабивные сваи; 9 — монолит-
ные перекрестные ленты
387
3) устройство корневидных свай, пробуренных сквозь тело
фундамента (рис. 10.2, в). Длина, число и наклон свай определя-
ются расчетом в соответствии с конкретными инженерно-геоло-
гическими условиями;
4) устройство буронабивных свай вблизи от подошвы фунда-
мента (рис. 10.2, г). Нагрузка на сваи от фундамента передается
посредством горизонтальных балок, установленных в пробитые в
теле фундамента проемы;
Рис. 10.3. Усиление фундаментов под оборудование:
а — введением присоединенной массы; б — повышением жесткости путем бетони-
рования промежутков между колоннами; в — закреплением грунта; г — введением
вертикальных буронабивных свай; д — введением наклонных буронабивных свай;
1 — механизм, оборудование; 2 — железобетонные плиты; 3 — шарнир-сочлене-
ние; 4 — фундамент; 5 — заполнение бетоном; 6 — инъекторы; 7 — закрепленный
грунт; 8 — монолитная железобетонная обойма; 9 — буронабивные сваи
388
5) устройство перекрестных железобетонных лент, соединенных
с фундаментом с помощью железобетонных обойм (рис. 10.2, д). Пло-
щадь подошвы лент, размеры их поперечного сечения, площадь и
сечение обоймы определяются расчетным путем.
Сплошные фундаменты. Для усиления сплошных фундаментов,
в первую очередь, применяются сваи. Может применяться и зак-
репление грунта в основании. Сваи применяются как для увели-
чения несущей способности и уменьшения осадок, так и для зак-
репления фундамента, расположенного в районе оползней.
Для выравнивания крена сплошных фундаментных плит исполь-
зуют фундаменты с регулируемой осадкой. Для этого устраивают
проемы в плите. Для выравнивания крена плиту вместе с зданием
поднимают домкратами, опирающимися на грунт. Затем в проемы
засыпают песок, заполняя пространство между фундаментом и
основанием, после чего здание и плиту опускают на место.
Инвентарные домкраты иногда устанавливают между зданием
и плитой. После появления крена здание выравнивают с помо-
щью домкратов. Затем между зданием и фундаментом устанавли-
вают постоянные прокладки и снимают давление с домкратов.
Фундаменты под машины с динамическими нагрузками. В этом
случае, как правило, требуется либо реконструкция фундамента
для уменьшения амплитуд колебаний, либо предотвращение об-
разования трещин и возможного разрушения фундамента вслед-
ствие вибрации. В этих случаях проводят следующие мероприятия:
1) установка виброгасителей либо между оборудованием и
фундаментом, либо в конструкции фундамента (рис. 10.3, а);
2) изменение схемы работы фундамента — переход от жесткой
схемы к гибкой, или наоборот (рис. 10.3, б);
3) изменение упругих характеристик грунта в основании пу-
тем закрепления грунта (рис. 10.3, в);
4) изменение жесткости основания с помощью устройства
дополнительных свай или уширения подошвы фундамента (при-
меняется только для низкочастотных машин) (рис. 10.3, г);
5) повышение несущей способности и жесткости фундамента
в горизонтальном направлении путем устройства наклонных свай
(рис. 10.3, д). Для этого способа можно применять корневидные
сваи.
Виброгасители на оборудовании и между оборудованием и фун-
даментом устанавливают согласно специальным указаниям, по-
этому здесь не рассматриваются.
Изменение расчетной схемы может эффективно применяться
для гашения горизонтальных колебаний фундаментов с высокой
надземной частью (например, центрифуг). Если фундамент с гиб-
кими стойками испытывает недопустимые колебания, то целесо-
образно повысить жесткость надземной части путем устройства в
389
пространстве между стойками жестких диафрагм. Этот способ был
применен для снижения колебаний центрифуг на химических за-
водах. Гораздо более трудоемким является переход от жесткого
фундамента к гибкому.
При закреплении грунта в основании повышается жесткость
основания, повышаются частоты собственных колебаний фунда-
мента и снижаются амплитуды вынужденных колебаний фунда-
мента. При вертикальных колебаниях можно закреплять грунт по
всей площади основания или по периметру. При вращательных
или горизонтальных колебаниях целесообразнее производить зак-
репление грунта по периметру фундамента. Размеры объема зак-
репленного грунта определяются расчетным путем, причем зак-
репленный грунт вместе с фундаментом в расчете принимаются
за одно целое. Закреплять можно как глинистый, так и песчаный
грунт. Способ закрепления выбирают в зависимости от конкрет-
ных инженерно-геологических условий и возможностей строитель-
ной организации.
Эффективность увеличения жесткости основания путем уст-
ройства дополнительных свай или уширения площади подошвы
следует предварительно проверять расчетным путем, так как этот
метод отличается большой трудоемкостью и стоимостью. Расчет
производится по соответствующим нормативным документам для
цельного фундамента, включающего в себя дополнительные сваи
или уширения подошвы.
Порядок производства работ следующий: рытье котлована вок-
руг фундамента до подошвы, очистка и промывка поверхности
бетона, насечка горизонтальных борозд, бурение скважин, уста-
новка каркасов и бетонирование свай, установка опалубки и ар-
матурного каркаса уширения, бетонирование. При устройстве
уширения подошвы без свай указанный выше порядок сохраня-
ется, за исключением устройства свай.
Размеры и шаг борозд, армирование и размеры уширения (бан-
дажа) определяются по расчету на действие собственного веса
фундамента и машины с коэффициентом динамичности 1,2.
Надежным средством гашения вращательных и горизонталь-
ных колебаний фундаментов машин является устройство допол-
нительных наклонных свай по периметру или по двум противопо-
ложным сторонам фундамента. Наклонные («лежачие») сваи об-
ладают повышенной несущей способностью при действии гори-
зонтальных нагрузок.
Контрольные вопросы
1. На каких этапах возможны ошибки в проектировании и изготовле-
нии фундаментов? В чем заключаются основные ошибки?
390
2. Какие возможны ошибки при проведении инженерно-геологичес-
ких изысканий?
3. Насколько сильно влияют на выполнение фундаментов неточные
исходные данные для проектирования?
4. Каковы типичные ошибки при расчете фундаментов?
5. Устранимы ли ошибки в ходе производства работ?
6. На каких этапах могут произойти наиболее опасные ошибки?
7. Каковы основные причины развития неравномерных осадок фунда-
ментов?
8. Как уменьшить чувствительность конструкций сооружений к не-
равномерным осадкам?
9. Как усилить ленточные фундаменты?
10. Каковы методы усиления столбчатых фундаментов?
11. Как усилить фундаменты под оборудование?
Список литературы
1. Байков В. Н. Железобетонные конструкции. Общий курс / В. Н. Бай-
ков, Э. Е. Сигалов. — М. : Стройиздат, 1991.
2. Баранова Т.И. Аналоговые каркасно-стержневые модели ростверков
свайных фундаментов / Т. И. Баранова, Ю. П. Скачков. — М. : АСВ, 2004.
3. Далматов Б. И. Проектирование фундаментов зданий и промыш-
ленных сооружений / Б. И. Далматов, Н. Н. Морарескул, В. Г. Науменко. —
М. : Стройиздат, 1986.
4. Железобетонные и каменные конструкции / [В. М. Бондаренко,
P.O.Бакиров, В.Г.Назаренко и др.]. — М. : Высш, шк., 2002.
5. Основания и фундаменты / [Г. И. Швецов, И. В. Носков, А.Д.Сло-
бодян и др.]. — М. : Высш, шк., 1991.
6. Проектирование фундаментов зданий и подземных сооружений /
[Б. И. Далматов, В. Н. Бронин, А. В. Голли и др.]. — СПб.: СПб ГАСУ, 2006.
7. Смородинов М. И. Устройство фундаментов и конструкций спосо-
бом «стена в грунте» / М. И. Смородинов, Б. С. Федоров. — М. : Стройиз-
дат, 1986.
8. Сорочан Е.А. Фундаменты промышленных зданий / Е. А. Сорочан. —
М. : Стройиздат, 1986.
9. Справочник проектировщика инженерных сооружений / [В. Ш. Коз-
лов, А. И.Альшиц, А. Н.Аптекман и др.]. — Киев : Будивельник, 1988.
10. Справочник проектировщика. Основания, фундаменты и подзем-
ные сооружения / под ред. Е.А. Сорочана. — М. : Стройиздат, 1985.
11. Тетиор А. Н. Проектирование и сооружение экономичных конст-
рукций фундаментов / А. Н.Тетиор. — Киев : Будивельник, 1975.
12. Тетиор А. Н. Проектирование фундаментов. Справочник / А. Н. Те-
тиор, В. И. Феклин, В. Г. Сургучев. — Киев : Будивельник, 1981.
13. Инструкция по проектированию фундаментов промышленных зда-
ний и сооружений на естественных основаниях. — Л. : Промстройнии-
проект, 1964.
14. Пособие по проектированию бетонных и железобетонных конст-
рукций из тяжелого бетона без предварительного напряжения арматуры
(к СП 52-101-2003). - М. : ОАО ЦНИИПромзданий ; НИИЖБ, 2005.
15. Рекомендации по рациональной области применения в строитель-
стве свай различных видов. — М. : Стройиздат, 1978.
16. Руководство по конструированию бетонных и железобетонных кон-
струкций из тяжелого бетона. — М. : Стройиздат, 1978.
17. Руководство по проектированию оснований зданий и сооружений. —
М. : Стройиздат, 1978.
392
18. Руководство по проектированию оснований и фундаментов на веч-
номерзлых грунтах. — М.: Стройиздат, 1980.
19. Руководство по проектированию оснований и фундаментов на пу-
чинистых грунтах. — М. : Стройиздат, 1979.
20. Руководство по проектированию свайных фундаментов / НИИ ос-
нований и подземных сооружений. — М.: Стройиздат, 1980.
21. Руководство по проектированию фундаментов на естественном ос-
новании под колонны зданий и сооружений промышленных предприя-
тий. — М.: ЦИТП, 1978.
22. Руководство по расчету статически неопределимых конструкций.
НИИЖБ. - М. : Стройиздат, 1975.
23. СНиП 2.03.01-84*. Бетонные и железобетонные конструкции. — М.:
ГУП ЦПП, 1998.
24. СНиП 3.02.01-87. Земляные сооружения, основания и фундамен-
ты. - М. : ГУП ЦПП, 2003.
25. СНиП 2.01.07-85*. Нагрузки и воздействия. — М.: ГУП ЦПП, 2003.
26. СНиП 2.02.01-83*. Основания зданий и сооружений. — М. : ГУП
ЦПП, 2000.
27. СНиП 2.02.04-88. Основания и фундаменты на вечномерзлых грун-
тах. — М. : Стройиздат, 1990.
28. СНиП 23-01-99*. Строительная климатология. — М. : ГП ЦПП,
2000.
29. СНиП П-7-81*. Строительство в сейсмических районах. — М.: Строй-
издат, 1986.
30. СП 52-101-2003. Бетонные и железобетонные конструкции без пред-
варительного напряжения арматуры. Свод правил по проектированию и
строительству. — М. : ФГУП ЦПП, 2004.
31. СП 52-103-2007. Железобетонные монолитные конструкции зда-
ний. — М. : ФГУП НИЦ «Строительство», 2007.
32. СП 52-102-2004. Предварительно-напряженные железобетонные
конструкции. — М. : ФГУП ЦПП, 2005.
33. СП 50-101-2004. Проектирование и устройство оснований и фун-
даментов зданий и сооружений. — М. : ФГУП ЦПП, 2004.
34. СП 50-102-2003. Проектирование и устройство свайных фундамен-
тов. - М. : ФГУП ЦПП, 2004.
35. СНиП 2.02.03-85. Свайные фундаменты. — М.: Стройиздат, 1986.
36. СП 53-102-2004. Стальные конструкции. — М.: ФГУП ЦПП, 2004.
Оглавление
Предисловие..................................................3
Глава 1. Общие сведения......................................5
1.1. Краткая история фундаментостроения..................5
1.2. Назначение и типы фундаментов......................14
1.3. Влияние грунтовых условий на выбор экономичного
фундамента..............................................17
1.4. Работа железобетона в толстых фундаментных плитах..19
1.5. Расчет оснований фундаментов.......................22
Глава 2. Ленточные фундаменты...............................47
2.1. Общие сведения. Конструктивные решения.............47
2.2. Исследования.......................................56
2.3. Расчет и конструирование фундаментов...............58
2.4. Конструирование фундаментов под колонны с построением
эпюры материалов........................................77
2.5. Пути снижения расхода материалов...................79
Глава 3. Столбчатые (отдельные) фундаменты..................82
3.1. Основные положения. Виды конструкций...............82
3.2. Результаты исследований............................87
3.3. Проектирование фундаментов........................102
3.4. Конструирование фундаментов.......................116
3.4.1. Конструирование фундаментов
под железобетонные колонны..........................116
3.4.2. Конструирование фундаментов
под стальные колонны................................123
3.4.3. Пути снижения расхода материалов.............126
3.4.4. Проектирование с учетом нулевого
цикла работ.........................................128
3.4.5. Сборные железобетонные фундаменты............129
Глава 4. Плитные фундаменты................................133
4.1. Конструктивные решения............................133
4.2. Исследования......................................136
4.3. Расчет и конструирование фундаментов..............145
394
4.4. Особенности конструирования фундаментных
плит и капителей........................................160
4.5. Особенности проектирования преднапряженных
фундаментов.......................................... 167
Глава 5. Круглые и кольцевые фундаментные плиты............175
5.1. Конструктивные решения............................175
5.2. Экспериментальные исследования....................177
5.3. Расчет фундаментов................................184
5.3.1. Расчет прочности методом предельного
равновесия..........................................187
5.3.2. Расчет прочности по наклонным сечениям.......189
5.3.3. Расчет прочности фундаментов в виде сочетания
плиты с конической оболочкой (стаканом).............192
5.4. Конструирование фундаментов.......................195
Глава 6. Шлицевые фундаменты («стены в грунте»)............201
6.1. Конструктивные решения. Исследования..............201
6.1.1. Материалы для устройства шлицевых фундаментов.204
6.1.2. Требования к опорным жидкостям
и тампонажным растворам.............................205
6.1.3. Изучение способа устройства и несущей
способности.........................................210
6.2. Расчет фундаментов................................210
6.2.1. Расчет устойчивости стенок траншей...........211
6.2.2. Расчет шлицевых фундаментов и их оснований
по прочности и несущей способности..................218
6.2.3. Расчет стен подземных сооружений.............220
6.3. Конструирование фундаментов. Технология
строительства......................................... 226
Глава 7. Сваи и свайные ростверки..........................243
7.1. Конструктивные решения свай и ростверков..........243
7.2. Исследования свай и ростверков....................249
7.3. Расчет свайных фундаментов........................253
7.3.1. Расчет по несущей способности грунта.........254
7.3.2. Расчет свай-стоек............................259
7.3.3. Расчет висячих забивных и вдавливаемых свай..260
7.3.4. Расчет пирамидальных, трапецеидальных
и ромбовидных свай..................................266
7.3.5. Расчет висячих набивных и буровых свай
и свай-оболочек, заполняемых бетоном................268
7.3.6. Расчет винтовых свай.........................272
7.3.7. Расчет несущей способности по результатам полевых
испытаний...........................................274
7.3.8. Расчет козловых свай.........................275
395
7.3.9. Расположение свай в ростверке................276
7.3.10. Расчет по деформациям.......................278
7.3.11. Расчет свай на совместное действие вертикальной
и горизонтальной сил и момента.....................281
7.3.12. Расчет свай по материалу...................286
7.3.13. Расчет прочности ростверков под колонны....289
7.3.14. Расчет прочности ленточных и плитно-свайных
ростверков.........................................295
7.3.15. Расчет прочности ростверков с учетом образования
сжатых полос.......................................298
7.4. Особенности конструирования ростверков...........301
7.5. Контролируемые показатели для свай...............305
Глава 8. Анкерные фундаменты..............................310
8.1. Конструктивные решения...........................310
8.2. Экспериментальные данные.........................312
8.3. Расчет анкерных фундаментов......................314
8.4. Конструирование фундаментов......................319
Глава 9. Фундаменты в особых условиях.....................324
9.1. Фундаменты в условиях сейсмических воздействий...324
9.2. Фундаменты на вечномерзлых грунтах...............328
9.3. Фундаменты на просадочных грунтах................340
9.4. Фундаменты на сильносжимаемых
водонасыщенных грунтах................................351
9.5. Фундаменты на пучинистых и набухающих грунтах....355
9.6. Фундаменты на торфах.............................362
9.7. Фундаменты на скальных грунтах...................364
Глава 10. Ошибки в проектировании и сооружении фундаментов.372
10.1. Основные ошибки и пути их недопущения...........372
10.2. Усиление фундаментов............................383
Список литературы..................................392
Учебное издание
Тетиор Александр Никанорович
Фундаменты
Учебное пособие
Редактор И. В. Мочалова
Технический редактор Н. И. Горбачева
Компьютерная верстка: Н. В. Протасова
Корректоры Т. В. Кузьмина, М. Н. Ермакова
Изд. № 10Ш3144. Подписано в печать 10.02.2010. Формат 60x90/16.
Гарнитура «Таймс». Печать офсетная. Бумага офс. № 1. Усл. печ. л. 25,0.
Тираж 2 000 экз. Заказ № 29645.
Издательский центр «Академия», www.academia-moscow.ru
125252, Москва, ул. Зорге, д. 15, корп. 1, пом. 266.
Адрес для корреспонденции: 129085, г. Москва, пр-т Мира, д. 101в, стр. 1, а/я 48.
Тел. 8(495)648-05-07, факс 8(495)616-00-29.
Санитарно-эпидемиологическое заключение № 77.99.60.953.Д.007831.07.09 от 06.07.2009.
Отпечатано в соответствии с качеством предоставленных издательством
электронных носителей в ОАО «Саратовский полиграфкомбинат».
410004, г. Саратов, ул. Чернышевского, 59. www.sarpk.ru