Thiết kế về móng M2

Thiết kế móng M2 Tải trọng Nội lực từ cột truyền xuống móng, thường chọn các cặp nội lực sau để tính móng : Cặp 1 : Nmax, Mtư, Qtư. Cặp 2 : Mmax, Ntư, Qtư. Cặp 3 : Qmax, Mtư, Ntư. Trong đó, cặp 1 để tính toán và kiểm tra đối với các cặp còn lại. Bảng 2.7 Tải trọng tác dụng lên móng M2. Nội lực N (kG) Qx (kG) Qy (kG) Mx (kG.m) My (kG.m) Cặp 1 Tính toán -952330.2 -9931.57 -6431.62 -16381 -24186.9 Tiêu chuẩn -793609 -8276.31 -5359.68 -13650.82 -20155.78 Cặp 2 Tính toán -951538.2 -9931.57 -6431.62 -13486.8 -19877.1 Tiêu chuẩn -792949 -8276.31 -5359.68 -11238.96 -16564.25 Cặp 3 Tính toán -950746.2 -17619.40 5089.67 1461.47 8790.50 Tiêu chuẩn -792289 -14682.83 4241.39 1217.89 7325.42 Trong đó, các tải trọng tiêu chuẩn được tính như sau : Ntc = Ntt /n , Mtc = Mtt /n, Qtc = Qtt /n (n là hệ số vượt tải, lấy n = 1.2) Chiều sâu đặt đài cọc _chọn cọc Chọn chiều sâu đặt đài cọc là 5.1 (m) so với mặt đất tự nhiên.Khoảng cách từ đáy đài cọc đến sàn tầng hầm là 2.1 (m). Đài móng đặt tại lớp đất số 1 có các đặc trưng cơ lý sau : Độ ẩm : W = 18.25 (%) Dung trọng tự nhiên : γw = 1.815 (g/cm3) Dung trọng đẩy nổi : γđn = 0.815 (g/cm3) Lực dính đơn vị : C = 0.022 (kg/cm2) Góc ma sát trong : φ = 28o44’30” Chiều sâu chôn đài xác định theo điều kiện móng cọc đài thấp : h > hmin = (tính hmin với giả định Bđ = 3 m) hmin = = = 1.58 (m) Vậy chiều sâu chôn đài đã chọn thỏa điều kiện móng cọc đài thấp. Chọn cọc bê tông cốt thép có : Tiết diện vuông 40x40 (cm), tiết diện ngang Fc = 1600 (cm2). Cốt thép được dùng trong cọc 8Φ16 có Fa = 16.088 (cm2). Dựa vào địa chất công trình ta cắm sâu mũi cọc vào lớp đất số 3 một đoạn 3 (m).Khi đó cao trình đặt mũi cọc so với mặt đất tự nhiên là -26 (m) Lấy chiều dài đoạn cọc ngàm vào đài 0.1 (m), đoạn cọc đập bể đầu để lộ thép neo vào đài là 0.6 (m). Chiều dài cọc : l = 26 – 5 + 0.1+ 0.6 = 21.7 (m). Như vậy cần 2 đoạn cọc dài 10 (m) +12 (m) nối với nhau tại 1 mối nối để đưa đến độ sâu thiết kế. Tính toán theo trạng thái giới hạn thứ nhất Xác định sức chịu tải của cọc Theo vật liệu làm cọc Với cọc bê tông cốt thép, sức chịu tải tới hạn của cọc theo vật liệu xác định theo công thức thanh chịu nén đúng tâm có kể đến hệ số uốn dọc : Pvl = φ.(Rn.Fc + Ra.Fa) Trong đó : . φ_ là hệ số xét đến uốn dọc phụ thuộc vào độ mảnh, lấy φ = 0.8 . Rn _ cường độ chịu nén của bê tông, Rn = 130 (kG/cm2). . Fc _ diện tích tiết diện ngang cọc, Fc = 1600 (cm2). . Ra _ cường độ chịu kéo của cốt thép, Ra = 2600 (kG/cm2). . Fa _ diện tích cốt thép cọc, Fc = 10.18 (cm2). => Pvl = 0.8x(130x1600 + 2600x16.088) = 199863 (kG). Theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền (Phụ lục A) Sức chịu tải cọc đơn được sử dụng là : Qa = Qtc /kat Trong đó : . kat _ là hệ số an toàn, lấy kat = 1.4 . Qtc _ được xác định gồm hai thành phần là khả năng chịu mũi qm (kG) và khả năng bám trượt fs (kG) bên hông : Qtc = mR.qm.Fc + u. Trong đó : . mR _ là hệ số điều kiện làm việc tại mũi cọc, lấy mR = 0.7 (sét vàng nửa cứng) . mf _ là hệ số điều kiện làm việc của đất bên hông cọc, lấy mf = 1. . qm _ khả năng chịu mũi của cọc (tra theo bảng A1_Phụ lục A_TCVN 205:1998) Với Zm = 23 (m) => qm = 7.9 (kG/cm2). . fsi _ khả năng bám trượt của đất xung quanh cọc, đất nền được chia thành các lớp phân tố đồng nhất có chiều dày không quá 2 (m), (tra theo bảng A2_Phụ lục A_TCVN 205:1998) . Li _ chiều dài phân đoạn cọc. . u_ chu vi cọc, u = 1.6 (m). Bảng 2.8 Xác định giá trị fsi (kG/cm). Lớp Độ sâu trung bình Z (m) Chiều dài phân đoạn cọc Li (cm) Trạng thái đất fsi (kG/cm2) 1 2.5 100 Cát chặt vừa, hạt thô-trung 0.45 2 4 200 Sét xám xanh dẻo mềm,độ sệt B =0.62 0.146 6 200 0.164 8 200 0.172 10 200 0.172 12 200 0.176 14 200 0.177 16 200 0.1824 18 200 0.1832 19.5 100 0.1838 3 21.5 300 Sét nửa cứng, độ sệt B =0.14 1.3 = 727.9 (kG/cm). => Qtc = 0.7x7.9 x1600 + 160x727.9 = 125312 (kG) < Pvl = 199863 (kG). => Qa = 125312/1.4 = 89508 (kG). Hình 2.9 Xác định độ sâu trung bình của lớp đất. Theo chỉ tiêu cường độ của đất nền (Phụ lục B) Khả năng chịu tải cực hạn của cọc đơn : Qu = Qm + Qs = qm.Fc+u. Cường độ chịu tải của đất dưới mũi cọc tính theo công thức : qm = c.Nc + γ’.Zm.Nq + γ’.d.Nγ Trong đó : . c _ lực dính của đất, c = 0.32 (kG/cm2). . γ’.Zm _ ứng suất hữu hiệu theo phương thẳng đứng tại độ sâu mũi cọc do trọng lượng bản thân đất. . Nc, Nq, Nγ _ là hệ số chịu tải phụ thuộc ma sát trong của đất, hình dạng mũi cọc và phương pháp thi công cọc, tra theo biểu đồ góc ma sát φ. Tuy nhiên trong quy phạm không có bảng tra do đó ta tra theo biểu đồ gốc của Meyerhof. . γ’ _ trọng lượng thể tích của đất tại độ sâu mũi cọc. Giá trị γ’.d.Nγ có thể bỏ qua do đường kính cọc nhỏ. Với φ = 17o18’15” => Nc = 50, Nq = 7 γ’.Zm = (18.15-10)x1 + (16.6-10)x17 + (19.42-10)x3 = 1.48 (kG/cm2). => qm = 0.32x50 + 1.48x7 = 26.4 (kG/cm2). Công thức chung tính toán ma sát bên tác dụng lên cọc là : fs = ca + .ks.tg (φa) Trong đó : . ca _ lực dính giữa thân cọc và đất, cọc đóng btct ca = 0.7c với c_lực dính đất nền. . _ ứng suất hữu hiệu trong đất theo phương vuông góc với mặt bên cọc. . φa _ góc ma sát giữa cọc và đất nền, lấy φa = 0.7φ . ks _ hệ số áp lực ngang, ks = 1.3(1-sin φ) Bảng 2.9 Tính thành phần ma sát xung quanh cọc. Lớp Li (m) Zi (m) ca (kG/cm2) φa γđn (g/cm3) (kG/cm2) ks fs (kG/cm2) 1 1 2.5 0.0154 20.6 0.815 0.2 0.68 0.09 2 17 11.5 0.1148 7.364 0.66 0.84 1.06 0.28 3 3 21.5 0.224 12.6 0.942 1.345 0.91 0.5 = 100x0.09 + 1700x0.28 + 300x0.5 = 635 (kG/cm) => Qu = 26.4x1600 + 160x635 = 143840 (kG) < Pvl = 199863 (kG). Sức chịu tải cho phép của cọc : Trong đó : . FSs _ hệ số an toàn cho thành phần ma sát bên, lấy FSs = 2 . FSm _ hệ số an toàn cho sức chống dưới mũi cọc, lấy FSm = 3 => Sử dụng một lực ép P = 2Qa = 129760 (kG) < Pvl = 199863 (kG) để ép cọc. Ta sẽ chọn sức chịu tải dọc trục theo cường độ đất nền Qa = 64880 (kG) để tính toán. Xác định số lượng cọc và bố trí Số lượng cọc dự trù : =cọc. => Chọn n = 30 cọc.Bố trí như trên hình vẽ. Hình 2.10 Bố trí cọc trong đài. Kiểm tra sức chịu tải của cọc Trọng lượng của đài và đất trên đài : = 1.1x6x7x2x (22-10) = 110880(kG) Lực dọc tính toán tại tâm đáy đài : = 952330 + 110880 = 1064200 (kG) Moment tính toán theo hai phương quy về tại tâm đáy đài : = 16381 - 6431 x0.5 = 13165 (kG.m) = 24187 - 9931.6x0.5 = 19221 (kG.m) Tải trọng tác dụng lên cọc : Trong đó : . n _ số lượng cọc trong đài, n = 30. . xmax , ymax _ khoảng cách tính từ các trục của hàng cọc biên chịu nén lớn nhất đến các trục đi qua trọng tâm đài, xmax = 3 (m), ymax = 2.4 (m). . xi , yi _ khoảng cách tính từ trục cọc thứ i đến các trục đi qua trọng tâm đài = 126,= 86.4 (m2). => = 36296 (kG) = 34650 (kG) Trọng lượng tính toán của cọc : Pc = 1.1x0.4x0.4x(2.5-1)x22 = 5808 (kG) Tổng tải trọng tác dụng tại mũi cọc : Pmax + Pc = 42104 (kG) < Qu = E x 64880 = 0.665 x64880 = 43145 (kG) Với E_hệ số nhóm được tính bằng công thức Converse-Labarre : => Pmin + Pc = 40458 (kG) > 0 => không cần kiểm tra điều kiện chịu nhổ => Vậy cọc đủ khả năng chịu lực. Kiểm tra ứng suất dưới mũi cọc (móng khối quy ước) Khi làm móng cọc ta kiểm tra đất nền dưới đáy móng chính là kiểm tra đất nền dưới đáy móng khối quy ước ở cao trình mũi cọc. Kích thước móng khối quy ước Xác định φtb : Trong đó : . φi _ giá trị góc ma sát của lớp đất thứ i tính theo giá trị tính toán. . hi _ chiều dày lớp đất thứ i. Góc mở quy ước : Kích thước khối móng quy ước : = 7 + 2x22xtg (3.08)= 9.36 (m) = 4.8 + 2x22xtg (3.08) = 7.16 (m) Trong đó : . a1 , b1_ khoảng cách giữa hai mép ngoài của hai cọc biên. Diện tích đáy móng khối quy ước : Fqư = aqư . bqư = 9.36x7.16 = 67 (m2). Trọng lượng móng khối quy ước Thể tích chiếm chỗ của đài cọc và cọc : V = Vcọc + Vđài = 25x0.4x0.4x22 + 6x7x1.5 = 151 (m3). Thể tích đất trong móng khối quy ước : Vđất = 67x23 – 151 = 1390 (m3). Trọng lượng thể tích trung bình của các lớp đất trong móng khối quy ước : Trọng lượng móng khối quy ước : Qqư = 151x(2500-1000) + 1390x705 = 1206450 (kG) Lực dọc tiêu chuẩn tại đáy móng khối quy ước : = 793609 + 1206450 = 2000059 (kG) Áp lực tiêu chuẩn của đất dưới khối móng quy ước Trong đó : . m1 , m2_ hệ số điều kiện làm việc của đất nền và công trình, m1 = 1.1; m1 = 1.2 . ktc _ các chỉ tiêu cơ lý lấy trực tiếp từ thí nghiệm, ktc = 1. . hqư_ chiều cao khối móng quy ước, hqư = 19.2 (m) Lớp đất phía dưới móng khối quy ước là lớp đất số 3 có các đặc trưng cơ lý sau : Dung trọng tự nhiên : γw = 1.9425 (g/cm3) Dung trọng đẩy nổi : γđn = 0.9425 (g/cm3) Lực dính đơn vị : C = 0.32 (kG/cm2) Góc ma sát trong : φ = 17o18’15” = 17.18 Tra bảng các hệ số A,B,D ta được : A = 0.402; B= 2.594; D = 5.198, do đó : = 77331 (kG/m2) Moment kháng uốn của khối móng quy ước : Moment tiêu chuẩn tại đáy móng khối quy ước : = 16381 - 6431 x21.5 = 121885 (kG.m) = 24187 - 9931.6x21.5 = 189379 (kG.m) Ứng suất trung bình dưới đáy móng khối quy ước : (kG/m2). Ứng suất lớn nhất ở mép móng khối quy ước : = 31823 (kG/m2) Ứng suất nhỏ nhất ở mép móng khối quy ước : = 27878 (kG/m2) Điều kiện kiểm tra ổn định đất nền dưới mũi cọc : σtb = 29851 (kG/m2) < Rtc = 77331 (kG/m2). σmax = 31823 (kG/m2) < 1.2Rtc = 1.2x77331 = 90855.6 (kG/m2). σmin = 27878 (kG/m2) > 0 Các điều kiện kiểm tra đều thỏa do đó đất nền vẫn làm việc trong giai đoạn đàn hồi, ta có thể tính lún theo quan niệm biến dạng tuyến tính. Tính toán theo trạng thái giới hạn thứ hai Kiểm tra độ lún móng cọc Trọng lượng riêng trung bình của các lớp đất và bê tông phía trên đáy móng khối quy ước : Ứng suất bản thân tại đáy móng khối quy ước : = γtb .hqư = 857x21 = 17997 (kG/m2). Ứng suất gây lún tại đáy móng khối quy ước : = σtb - γtb .hqư = 29851 – 857x21 = 11854 (kG/m2). Ứng suất gây lún tại các điểm nằm trên trục đi qua trọng tâm đáy móng khối quy ước : Ứng suất gây lún tại các điểm nằm trên trục đi qua trọng tâm đáy móng khối quy ước : = .koi ; Trong đó : . koi_hệ số phụ thuộc Lmqư / Bmqư , 2z/ Bmqư.Tra bảng theo bảng 3-7, trang 33_Hướng dẫn đồ án nền móng_Gs.Ts.Nguyễn Văn Quảng. Chia lớp đất dưới đáy móng thành nhiều lớp có chiều dày hi = 1 (m). Vị trí ngừng tính lún được xác định theo điều kiện : Theo quy phạm TCVN45-78.Độ lún được tính theo công thức : Trong đó : . Ei_modul đàn hồi lớp đất thứ i, Ei = 203.6 (kG/cm2). . hi_chiều dày phân tố thứ i, hi = 1 (m) Bảng 2.10 Bảng tính lún. Điểm Độ sâu z (m) L/B 2z/B ko (kG/m2) (kG/m2) 0 0 1.16 0 1 11854 17997 1 1 1.16 0.33 0.972 11522 18940 2 2 1.16 0.66 0.87 10313 19882 3 3 1.16 1 0.733 8689 20825 4 4 1.16 1.33 0.591 7006 21767 5 5 1.16 1.66 0.486 5761 22710 6 6 1.16 2 0.37 4386 23652 Tại vị trí z = 6 thỏa mãn. Tổng độ lún : = = 51411 (kG/m2). Vậy độ lún của móng dưới mũi cọc nằm trong phạm vi cho phép. Tính toán cọc chịu tải trọng ngang Thật ra, khi chọn điều kiện để thiết kế móng cọc đài thấp ta đã chọn chiều sâu chôn đài nhằm cân bằng lực ngang H và áp lực bị động của đất tại vị trí chôn đài. Để an toàn ta xem như bỏ qua giá trị áp lực đất bị động của đất tại vị trí chôn đài để tính toán cọc vẫn chịu tác dụng của tải trọng ngang. Khi tính toán cọc chịu tác dụng của tải trọng ngang, đất xung quanh cọc được xem như môi trường đàn hồi biến dạng tuyến tính đặc trưng bằng hệ số nền Cz (kG/m3) được xác định như sau (theo Phụ lục G_TCVN205-1998) : Cz = k.z Trong đó : . k_hệ số tỉ lệ phụ thuộc vào loại đất xung quanh cọc, được lấy theo bảng G.1 (TCVN205-1998) . z_độ sâu của vị trí tiết diện cọc, kể từ mặt đất với cọc đài cao hoặc kể từ đáy đài với cọc đài thấp. Kiểm tra chuyển vị ngang và góc xoay trong giới hạn cho phép Hình 2.11 Chuyển vị ngang của cọc khi chịu tác dụng của lực ngang,lực dọc, moment. Điều kiện kiểm tra : Δn ≤ Sgh ; ψ ≤ ψgh Ta đi kiểm tra với cặp nội lực thứ 3. Lực ngang tác dụng lên mỗi đầu cọc : Moment tác dụng lên mỗi đầu cọc : Tất cả các tính toán được thực hiện theo chiều sâu tính đổi của tiết diện cọc trong đất ze và chiều sâu tính đổi hạ cọc trong đất le xác định theo : ze = αbd . z le = αbd . l Trong đó : .z_chiều sâu thực tế vị trí tiết diện cọc trong đất. .l_chiều sâu hạ cọc thực tế trong đất tính từ đáy đài với cọc đài thấp. . αbd _hệ số biến dạng, . k_hệ số tỉ lệ phụ thuộc vào loại đất xung quanh cọc, được lấy theo bảng G.1 (TCVN205-1998), giá trị k được tính toán gần đúng như sau : .I_moment quán tính tiết diện ngang của cọc, . bc_bề rộng quy ước của cọc, theo TCVN205-1998, ta lấy : Vì d bc = 1.5d+0.5 = 1.1 (m) => => le = αbd . l = 0.59x21 = 12.39 (m) Tra bảng G.2 (TCVN205-1998), ta được các hệ số sau : Ao = 2.441 ; Bo = 1.621 ; Co = 1.751 Các chuyển vị δHH , δHM , δMH , δMM của cọc tại đầu cọc do các ứng lực đơn vị đặt tại đầu cọc gây ra : Chuyển vị ngang và góc xoay tại đáy đài : yox = Qxi . δHH + Myi . δHM = (-0.587)x1.92x10-3 + (-0.58) x0.75x10-3 = - 1.56x10-3 (m) = -0.156 (cm) yoy = Qyi . δHH + Mxi . δHM = (0.169) x1.92x10-3 + (-0.036) x0.75x10-3 = 0.29x 10-3 (m) = 0.029 (cm) thỏa điều kiện về chuyển vị ngang. Kiểm tra ổn định nền quanh cọc Không cần kiểm tra vì theo TCVN205-1998 :”không cần tính toán độ ổn định của đất nền xung quanh cọc có bề rộng tiết diện d ≤ 0.6 (m) với chiều dài trong đất > 10d, trừ trường hợp cọc được hạ vào bùn hoặc đất sét ở trạng thái chảy hoặc dẻo chảy” Áp lực tính toán σz (T/m2), lực cắt Qz (T), moment Mz (T.m), lực dọc Nz (T) tại các tiết diện của cọc được xác định theo công thức : Các hệ số A1, B1, C1, D1, A3, B3, C3, D3, A4, B4, C4, D4, tra bảng G.3 (TCVN205-1998). Moment và lực cắt trong tiết diện cọc được tính theo công thức G.17 và G.18 của TCVN205-1998 (với ψ=0, cọc được xem như ngàm cứng vào đài) Moment ngàm tính toán khi tính cọc ngàm cứng trong đài và đầu cọc không bị xoay,tính theo công thức sau : (tính với mỗi đầu cọc) (với lo =0) yox = Qxi . δHH + Myi . δHM = (-0.587)x1.92x10-3 + (0.92) x0.75x10-3 = -0.44x 10-3 (m) = -0.044 (cm) Thay số ta được các hàm đơn giản theo A3, C3, D3, A4, C4, D4 _ các hệ số này được tra bảng theo bảng G.3 _TCVN205-1998 Ta đi tính toán các giá trị moment và lực dọc tại các tiết diện khác nhau của cọc nhằm tìm ra giá trị moment lớn nhất để tính toán thép cho cọc.Vì vậy ta chỉ cần tính toán với giá trị Qmax để đơn giản và an toàn. Từ các giá trị moment trong bảng , ta chọn ra giá trị moment lớn nhất là Mng = 0.92 (kG.m) để tính cốt thép cho cọc. Diện tích cốt thép được tính theo công thức gần đúng : Với 3Ф16 có Fa = 6.033 (cm2) bố trí phía dưới bụng cọc đủ khă năng chịu lực. Bảng 2.11 Xác định các giá trị moment và lực cắt tại các tiết diện zi z(m) ze(m) A3 C3 D3 A4 C4 D4 M (T.m) Q (T) 0.00 0 0 1 0 0 0 1 0.92 -0.59 0.17 0.1 0 1 0.1 -0.005 0 1 0.82 -0.58 0.34 0.2 -0.001 1 0.2 -0.02 0 1 0.72 -0.58 0.51 0.3 -0.005 1 0.3 -0.045 -0.001 1 0.63 -0.56 0.68 0.4 -0.011 1 0.4 -0.08 -0.003 1 0.53 -0.54 0.85 0.5 -0.021 0.999 0.5 -0.125 -0.008 0.999 0.44 -0.52 1.02 0.6 -0.036 0.998 0.6 -0.18 -0.016 0.997 0.36 -0.49 1.19 0.7 -0.057 0.996 0.699 -0.245 -0.03 0.994 0.27 -0.46 1.36 0.8 -0.085 0.992 0.799 -0.32 -0.051 0.989 0.20 -0.43 1.53 0.9 -0.121 0.985 0.897 -0.404 -0.082 0.98 0.13 -0.39 1.69 1 -0.167 0.975 0.994 -0.499 -0.125 0.967 0.07 -0.36 1.86 1.1 -0.222 0.96 1.09 -0.603 -0.183 0.946 0.01 -0.32 2.03 1.2 -0.287 0.938 1.183 -0.716 -0.259 0.917 -0.04 -0.28 2.20 1.3 -0.365 0.907 1.273 -0.838 -0.356 0.876 -0.09 -0.24 2.37 1.4 -0.455 0.866 1.358 -0.967 -0.479 0.821 -0.12 -0.20 2.54 1.5 -0.559 0.881 1.437 -1.105 -0.63 0.747 -0.09 -0.16 2.71 1.6 -0.676 0.739 1.507 -1.248 -0.815 0.652 -0.18 -0.13 2.88 1.7 -0.808 0.646 1.566 -1.396 -1.036 0.529 -0.20 -0.09 3.05 1.8 -0.956 0.53 1.612 -1.547 -1.299 0.374 -0.21 -0.06 3.22 1.9 -1.118 0.385 1.64 -1.699 -1.608 0.181 -0.22 -0.03 3.39 2 -1.295 0.207 1.646 -1.848 -1.966 -0.057 -0.22 0.00 3.73 2.2 -1.693 -0.271 1.575 -2.125 -2.849 -0.692 -0.21 0.05 4.07 2.4 -2.141 -0.941 1.352 -2.339 -3.973 -1.592 -0.19 0.09 4.41 2.6 -2.621 -1.877 0.917 -2.437 -5.355 -2.821 -0.16 0.11 4.75 2.8 -3.103 -3.408 0.197 -2.346 -6.99 -4.445 -0.40 0.13 5.08 3 -3.541 -4.688 -0.891 -1.969 -8.84 -6.52 -0.08 0.13 5.93 3.5 -3.919 -10.34 -5.854 1.074 -13.692 -13.826 0.02 0.08 6.78 4 -1.614 -17.919 -15.076 9.244 -15.611 -23.14 0.04 -0.07 Tính cốt thép cho đài cọc Kiểm tra xuyên thủng cho đài cọc Kích thước tháp xuyên thủng Kích thước cột : 80x80 (cm). Cọc ngàm vào đài một đoạn 10 (cm). Chiều cao làm việc của đài : ho = hđ – 10 = 1.6 – 0.1 = 1.5 (m) Kích thước đáy tháp xuyên thủng : At = 3.8 (m), Bt = 3.8 (m) Hình 2.12 Tháp xuyên thủng đài cọc. Hình 2.13 Tháp xuyên thủng đài cọc. Kiểm tra xuyên thủng Các cọc gây ra lực xuyên thủng là cọc 1,2,3,4,17,18,19,20. Lực tác dụng lên mỗi cọc ở hàng cọc biên : với = 126,= 86.4 (m2). Lực chống xuyên thủng : Pcxt = 0.75 x Rk x(2xbc +2xhc+4ho)xho = 0.75x8.8x(2x0.8+2x0.45+4x1.5)x1.5x104 = 851500 (kG). Vậy điều kiện xuyên thủng : Pxt = 851.36 (T) < Pcxt = 851.5 (T), thỏa mãn. Bảng 2.12 Xác định các giá trị lực gây xuyên thủng đài. Cọc x (m) y (m) (kG) (kG.m) (kG.m) (kG) 1 -3 2.4 1064200 13165 19221 35381 2 -3 1.2 1064200 13165 19221 35199 3 -3 0 1064200 13165 19221 35016 4 -3 -1.2 1064200 13165 19221 34833 5 -3 -2.4 1064200 13165 19221 34650 6 -1.8 2.4 1064200 13165 19221 35564 7 -1.8 1.2 1064200 13165 19221 35382 8 -1.8 0 1064200 13165 19221 35199 9 -1.8 -1.2 1064200 13165 19221 35016 10 -1.8 -2.4 1064200 13165 19221 34833 21 1.8 2.4 1064200 13165 19221 36114 22 1.8 1.2 1064200 13165 19221 35931 23 1.8 0 1064200 13165 19221 35748 24 1.8 -1.2 1064200 13165 19221 35565 25 1.8 -2.4 1064200 13165 19221 35382 26 3 2.4 1064200 13165 19221 36297 27 3 1.2 1064200 13165 19221 36114 28 3 0 1064200 13165 19221 35931 29 3 -1.2 1064200 13165 19221 35748 30 3 -2.4 1064200 13165 19221 35565 11 -0.6 2.4 1064200 13165 19221 35747 15 -0.6 -2.4 1064200 13165 19221 35016 16 0.6 2.4 1064200 13165 19221 35931 20 0.6 -2.4 1064200 13165 19221 35199 Tính cốt thép cho đài cọc Mặc dù cọc bố trí đối xứng nhưng do moment tại các mặt ngàm 1-1 và 2-2 chênh lệch khá lớn nên để tiết kiệm ta tính toán cốt thép theo cả 2 phương. Hình 2.14 Sơ đồ tính thép đài. Tính cốt thép tại ngàm 1-1 Tải trọng tác dụng lên cọc : P1 = 35381 (kG). P2 = 35199 (kG). P6 = 35564 (kG). P7 = 35382 (kG). P11 = 35747 (kG). P12 = 35565 (kG). P16 = 35931 (kG). P17 = 35748 (kG). P21 = 36114 (kG). P22 = 35931 (kG). P26 = 36297 (kG). P27 = 36114 (kG). Moment tại mặt ngàm 1-1 : = (35199 + 35382 + 35565 + 35748 + 35931 +36114)x0.8 + (35381 + 35564 + 35747 + 35931 + 36114 +36297)x2 = 601.22 (T.m) Diện tích cốt thép được tính theo công thức gần đúng : Chọn 47Ф22a150 có Fa = 178.65 (cm2) bố trí cho đáy đài. Hàm lượng thép : Tính cốt thép tại ngàm 2-2 Tải trọng tác dụng lên cọc : P1 = 35381 (kG). P2 = 35199 (kG). P3 = 35016 (kG). P4 = 34833 (kG). P5 = 34650 (kG). P6 = 35564 (kG). P7 = 35382 (kG). P8 = 35199 (kG). P9 = 35016 (kG). P10 = 34833 (kG). P11 = 35747 (kG). P12 = 35565 (kG). P13 = 35382 (kG). P14 = 35199 (kG). P15 = 35016 (kG). Moment tại mặt ngàm 1-1 : = (35747 + 35565 + 35382 + 35199 + 35016)x0.2 + (35564 + 35382 + 35199 + 35016 + 34833 )x1.4 + (35381 + 35199 + 35016 + 34833 + 34650)x2.6 = 736.979 (T.m) Diện tích cốt thép được tính theo công thức gần đúng : Chọn 40Ф26a150 có Fa = 212.36 (cm2) bố trí cho đáy đài. Hàm lượng thép : – Thép cấu tạo chọn Ф12a150 cho cả hai phương. Tính toán và kiểm tra cọc khi vận chuyển và cẩu lắp Chiều dài cọc là 22 (m), như vậy cần có 2 đoạn cọc dài 10 (m) +12 (m) được nối với nhau tại một mối nối.Khi vận chuyển và cẩu lắp sẽ xuất hiện moment âm tại các vị trí đặt móc cẩu. Khi vận chuyển Xác định vị trí đặt móc cẩu : x = 0.207L = 0.207x12 = 2.5 (m) Trọng lượng bản thân cọc : q = 1.1 x 0.4x0.4x2.5 = 0.44 (T/m) Moment lớn nhất tại gối và nhịp : Mmax = (0.44x2.52)/2 = 1.375 (T.m) Hình 2.15 Sơ đồ tính khi vận chuyển cọc. Khi dựng cọc Xác định vị trí đặt móc cẩu : a = 0.29L = 0.29x12 = 3.5 (m) Trọng lượng bản thân cọc : q = 1.1 x 0.4x0.4x2.5 = 0.44 (T/m) Moment lớn nhất tại gối và nhịp : Mmax = (0.44x3.52)/2 = 2.7 (T.m) Hình 2.16 Sơ đồ tính khi dựng cọc. Kiểm tra Chọn Mmax = (0.44x3.52)/2 = 2.7 (T.m) để kiểm tra. Diện tích cốt thép được tính theo công thức gần đúng : Với 3Ф16 có Fa = 6.033 (cm2) bố trí phía dưới bụng cọc đủ khă năng chịu lực. Chọn 1Ф16 có Fa = 2.011 (cm2) bố trí tại các vị trí đặt móc cẩu.