Tính toán cơ bản móng cọc ép

CHƯƠNG VII TÍNH TOÁN MÓNG CỌC ÉP 7.1 Khái quát về móng cọc ép. Được sử dụng với kích thước tùy ý, tuy nhiên không nên dài quá 24 mét và được thực hiện thành đoạn và nối với nhau bằng nhiều cách như hình bằng manchon hay giáp đầu. Tải trọng tối đa khuyến cáo không nên quá 100 Tấn ,tốt nhất là 80 Tấn Kích thước chế tạo là 20x20; 25x25; 30x30; 40x40…nếu sử dụng tải lớn hơn 100 Tấn tốt nhất là sử dụng cọc nhồi. Cốt thép trong cọc theo quy phạm không được nhỏ hơn 0.3% đến 0.4% Tuy nhiên để đảm bảo cho việc sử dụng cọc lớn hơn khả năng chịu tải của cọc theo đất nền thông thường người ta bố trí như sau: Cọc 20x20 dùng 4f14, cọc 25x25 dùng 4f16, cọc 30x30 dùng 4f18. 7.2 Thiết kế móng cọc ép đài đơn (móng C-3 và D-3). Theo “ TCXD 205 : 1998 _ Móng cọc_ Tiêu chuẩn thiết kế”. Cọc và móng cọc được phân thành 2 nhóm: Nhóm thứ nhất gồm các tính toán: + Sức chịu tải giới hạn của cọc theo điều kiện đất nền. + Độ bền của vật liệu làm cọc và đài cọc + Độ ổn định của cọc và móng. Nhóm thứ hai gồm các tính toán: + Độ lún của cọc và móng. + Chuyển vị ngang của cọc và móng. + Hình thành và mở rộng vết nứt trong cọc và đài cọc bằng bê tông cốt thép. Tải trọng tác dụng lên móng. Tải trọng truyền xuống móng thông qua hệ khung tại vị trí chân cột. Lấy tổ hợp nội lực gây bất lợi nhất cho móng: Nmax - Mxtư - Mytư - Qxtu - Qytu Tải trọng tính móng Cột Loại tải N (kG) My (kG.m) Mx (kG.m) Qx (kG) Qy (kG) C1 Tải trọng tính toán 885290 -115 3527 -320 2550 Tải trọng tiêu chuẩn 769817.39 -100.00 3066.96 -278.26 2217.39 C2 Tải trọng tính toán 863970 1308 3726 890 2700 Tải trọng tiêu chuẩn 751278.26 1137.39 3240.00 773.91 2347.83 C9 Tải trọng tính toán 654740 258 20837 430 8530 Tải trọng tiêu chuẩn 569339.13 224.35 18119.13 373.91 7417.39 C16 Tải trọng tính toán 644050 -14742 597 -8310 450 Tải trọng tiêu chuẩn 560043.48 -12819.13 519.13 -7226.09 391.30 Sơ bộ chọn kích thước tiết diện cọc Chọn cọc ép với kích thước bxh = 35x35(cm) dùng 4f25, mũi cọc nằm trong lớp đất cát tại cao độ -20.3 (m). Dùng bê tông Mac 300, Rn = 130 (KG/cm2), cốt thép AIII có Ra = 3600 (KG/cm2). Chiều cao đài cọc chọn sơ bộ là hđ = 1.5(m). Vậy chiều sâu chôn móng là hcm=3.5+1+1.5=6 (m). Lấy chiều dài đoạn cọc ngàm vào đài là 0.1m, đoạn cọc đập ở đầu để lộ thép neo vào đài là 0.6m. Chiều dài cọc: 20.3 – 6 + (0.1 + 0.6) = 15m Xác định sức chịu tải của cọc theo độ bền vật liệu làm cọc. (Theo TCXD 195 : 1997) Pvl = j(RuFb + RaFa) trong đó: j: Hệ số xét đến ảnh hưởng uốn dọc Với d = 0.3(m) Ru: cường độ tính toán của bê tông cọc ép. Mác 300 có Rn = 130 (KG/cm2) Fb : Diện tích tiết diện cọc: ; Ra – cường độ tính toán cốt thép. Sử dụng cốt thép AIII, đường kính 25mm. Fa=19.64(cm2) Ra = Ra’ = 3600 (KG/cm2) Khi đó: Pvl = 1(130´1225 + 3600´19.64) = 229954 (KG). Xác định sức chịu tải của cọc theo tính chất cơ lý của đất nền. (Theo TCXD 205 : 1998 – Phụ lục A) Qtc = m(mR qp Ap + uåmf fi li) trong đó: m: hệ số điều kiện làm việc, m = 1. mR: hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, mR = 1. Ap: diện tích mũi cọc, mf: hệ số điều kiện làm việc của đất ở mặt bên của cọc, lấy theo bảng A.5 phụ lục A, TCXD 205 : 1998; u: chu vi tiết diện ngang cọc, u = 4xb = 4x0.35 = 1.4 (m). qp: cường độ chịu tải của đất ở đầu mũi cọc, lấy theo bảng A.1 phụ lục A, TCXD 205 : 1998; Tra bảng ta có qp = 488000(KG/m2) li : chiều dài của lớp đất thứ i (được chia) tiếp xúc với mặt bên cọc; fi : ma sát bên của lớp đất thứ i được chia ( li < 2 m) ở mặt bên cọc, lấy theo bảng A.2 – phụ lục A, TCXD 205 : 1998. Lớp đất mfi li(m) Zi(m) fi(KG/m2) mfi.fi.li(KG/m) 2.Sét 1 1 6.5 5900 5900 0.8 7.4 6080 4864 3. Cát hạt mịn. 1 1 8.3 4430 4430 1 9.3 4530 4530 1 10.3 4630 4630 1 11.3 4730 4730 1 12.3 4830 4830 1 13.3 4930 4930 1 14.3 5030 5030 1 15.3 5130 5130 1 16.3 5230 5230 1 17.3 5330 5330 1 18.3 5430 5430 0.5 19.05 5505 2752.5 4. Cát hạt trung 1 1 19.8 7872 7872 mfi.fi.li(KG/m) 75618.5 qp(KG/m2) 488000 Ap(m2) 0.1225 U(m) 1.4 Qtc(KG) 165646 Qa 118319 , với k = 1.4 Xác định sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền. (Theo TCXD 205 : 1998, Phụ lục B) Theo TCXD 205 : 1998, sức chịu tải của cọc bao gồm 2 thành phần: ma sát bên và sức chống dưới mũi cọc. Do cọc đi qua nhiều lớp đất nên công thức được mở rộng thêm: trong đó: FSs: hệ số an toàn dọc thân cọc (FSs = 1.5 – 2). FSp : hệ số an toàn cho sức chống dưới mũi cọc (FSp = 2 - 3). Qs : sức chịu tải cực hạn do ma sát bên. Qp : sức chịu tải cực hạn dưới mũi cọc. fs : ma sát bên đơn vị giữa cọc và đất qp : cường độ chịu tải của đất dưới mũi cọc. As : diện tích mặt bên cọc. Ap : diện tích tiết diện dưới mũi cọc. fsi : ma sát bên tại lớp đất thứ i. li : chiều dày lớp đất thứ i. u: chu vi cọc. Ma sát trên đơn vị diện tích mặt bên cọc fs tính theo công thức sau: trong đó: ca : lực dính giữa thân cọc và đất, ca = c. ja : góc ma sát giữa cọc và đất nền s’h: ứng suất hữu hiệu theo phương thẳng đứng do trọng lượng bản thân cột đất (có xét đẩy nổi khi lớp đất nằm dưới mực nước ngầm) Ks: hệ số áp lực ngang trong đất, với cọc khoan nhồi Ks = 1 – sinja - khi không có nước ngầm. - lớp đất nằm dưới mực nước ngầm. svi = Cường độ chịu tải dưới mũi cọc tính theo công thức: trong đó: g: trọng lượng thể tích của đất ở độ sâu mũi cọc. d: đường kính tiết diện cọc. c: lực dính đất nền dưới mũi cọc. s’vp: ứng suất hữu hiệu theo phương thẳng đứng tại độ sâu mũi cọc do trọng lượng bản thân đất. s’vp = ågihi khi không có mực nước ngầm. s’vp = å(gi-1)hi khi có mực nước ngầm. Nc, Nq, Ng: hệ số sức chịu tải, phụ thuộc vào ma sát trong của đất, hình dạng mũi cọc và phương pháp thi công cọc. s0 =(2-1)x1.95+(2-1)x0.6=2.55 (T/m2) Sức chịu tải cực hạn ma sát bên Qs. Lớp đất li (m) j (độ) gi (kG/m3) svi (kG/m2) Ksi Ci (kG/m2) fsi (kG/m2) fsi.li (kG/m) 2 1.8 13.42 1923 3005.7 0.76791 1770 2320.72 4177.3 3 11.5 22.6 1935 12629.1 0.6157 420 3656.75 42052.64 4 1 24.38 1932 7280.55 0.58721 280 2217.53 2217.534 åfsi.li 48447.48 Sức chịu tải cực hạn ma sát bên Qs = u.åfsi.li 67826.47 Cường độ chịu tải của đất dưới mũi cọc. C = 280 (KG/m2) ® Nc = 120 gđn = 932 (KG/m3) Nq = 21 j = 24.3750 Ng = 9.5 svp = 7280.55+(1935-1000)x11.5+(1932-1000)x1/2=18499.05 (KG/m2) ® Qp = Ap(c. Nc + svp.Nq+ g.d.Ng) = 0.1225x(280x120+18499.05x21+935x0.35x9.5) = 52085.64(KG) Sức chịu tải cho phép: Chọn sức chịu tải thiết kế: Pn = min( Pvl, Qtt, Q(b)a) = min(229954; 118319; 71260.47) = 71260.47 (KG). 7.2.6 Kiểm tra cọc trong quá trìnhvận chuyển và cẩu lắp. 7.2.6.1 Khi vận chuyển. Trọng lượng cọc trên 1m dài : q = 1.1´ 0.35´ 0.35´ 2500 = 336.875(KG/m2) Mmax = 0.0434qL2 = 0.0434´ 336.875´ 7.52 = 822.396(KGm) Chiều dày lớp bảo vệ a = 3(cm) A = = = 0.01765 g = 0.5´(1+) = =0.991 Fa = = =0.763(cm2) Fa = 0.763 (cm2) < 19.635 (cm2) = 4 f25 Þ thép chọn ban đầu là phù hợp. 7.2.6.2 Khi cẩu lắp. Mmax = 0.086qL2 = 0.086x336.875x7.52 = 1629.633(KGm) A = = = 0.035 g = 0.5´(1+) = =0.982 Fa = = = 1.525 (cm2) Fa = 1.525 (cm2) < 19.635 (cm2) = 4f25 Þ thép chọn ban đầu là phù hợp. Vậy cốt thép trong cọc đã thoả mãn điều kiện về cẩu lắp và vận chuyển. 7.2.6.3 Tính thép làm móc treo. Lực do 1 thanh thép chịu khi cẩu lắp : P = ´ 1.2´ q´ L = ´ 1.2´ 336.875´ 7.5 = 757.969 (KG) Fa = = = 0.223 (cm2) Chọn thép f16 ( fa = 2.01 cm2) Xác định số cọc, kích thước đài cọc. Giả sử dưới tác dụng của M, N, và Q, mỗi cọc sẽ nhận đươc một lực bằng Pn = 71260.47 (KG), chọn khoảng cách giữa các cọc là a = 3d = 3 x 0.35 = 1.05 (m), thì trên mỗi một phần diện tích đáy đài trong phạm vi một cọc sẽ xuất hiện lực phân bố: . Sơ bộ tính diện tích đấy đài: N0tt = Ntt + n.Fđài .h. Xác định số lượng cọc theo công thức: b = 1.2 ¸ 1.6 Kết quả tính toán được lập thành bảng sau: Cột Ptt (kG/m2) qtt (kG/m2) gtb (kG/m3) h (m) Ntt (kG) Fđài (m2) N0tt (kG) b ntt (cọc) Chọn cọc C1 71260.47 64635.35 2000 2.5 885290 13.46 959333 1.2 16.15 16 C2 71260.47 64635.35 2000 2.5 863970 13.14 936230 1.2 15.77 16 C9 71260.47 64635.35 2000 2.5 654740 9.96 709500 1.2 11.95 12 C16 71260.47 64635.35 2000 2.5 644050 9.79 697916 1.2 11.75 12 Mặt bằng bố trí và tọa độ cọc đài đơn cho móng M1, M2. Diện tích thực tế của đài cọc: M1: Fđài = bxl = 3.7 x 3.7 = 13.69 (cm2) M2: Fđài = bxl = 2.65x3.7 = 9.805 (cm2) Trọng lượng thực tế của đài và đất trên đài: M1: Nđài+đất = n.Fđài.h. = 1.1x13.69´2.5´2000 = 75295(KG) M2: Nđài+đất = n.Fđài.h. = 1.1x9.805´2.5´2000 = 53927.5 (KG) Lực dọc tính toán thực tế tính đến cốt đáy đài: No1tt = N1tt + Nđài+đât Moment tính toán xác định tương ứng với trọng tâm diện tích tiết diện các cọc tại đáy đài: M0xtt = Mxtt ± Qytt ´ hđ M0ytt = Mytt ± Qxtt ´ hđ Kết quả được lập thành bảng sau: Cột Phương Mtt (kG.m) Qtt (kG) hđ (m) M0tt (kG.m) Ntt (kG) N0tt (kG) C1 X 3527 -320 1.5 7352 885290 960585 Y -115 2550 1.5 -595 C2 X 3726 890 1.5 7776 863970 939265 Y 1308 2700 1.5 2643 C9 X 20837 430 1.5 33632 654740 708668 Y 258 8530 1.5 903 C16 X 597 -8310 1.5 1272 644050 697978 Y -14742 450 1.5 -27207 Lực truyền xuống đầu cọc: Kết quả tính toán được lập thành bảng sau: Cột C1: Cọc Tọa độ X Tọa độ Y Số cọc X2 (m) åX2 (m2) Y2 (m) åY2 (m2) N0tt (kG) M0xtt (kGm) Moytt (kGm) Pi (kG) 1 -1.575 -1.575 16 2.4806 22.05 2.4806 22.05 960585 7352 595 59468.9 2 -0.525 -1.575 0.2756 2.4806 59497.3 3 0.525 -1.575 0.2756 2.4806 59525.6 4 1.575 -1.575 2.4806 2.4806 59553.9 5 -1.575 -0.525 2.4806 0.2756 59819 6 -0.525 -0.525 0.2756 0.2756 59847.3 7 0.525 -0.525 0.2756 0.2756 59875.7 8 1.575 -0.525 2.4806 0.2756 59904 9 -1.575 0.525 2.4806 0.2756 60169.1 10 -0.525 0.525 0.2756 0.2756 60197.4 11 0.525 0.525 0.2756 0.2756 60225.8 12 1.575 0.525 2.4806 0.2756 60254.1 13 -1.575 1.575 2.4806 2.4806 60519.2 14 -0.525 1.575 0.2756 2.4806 60547.5 15 0.525 1.575 0.2756 2.4806 60575.9 16 1.575 1.575 2.4806 2.4806 60604.2 Pttmax (kG) 60604.2 Pttmin (kG) 59468.9 Ptb (kG) 60036.6 Cột C2: Cọc Tọa độ X Tọa độ Y Số cọc X2 (m) åX2 (m2) Y2 (m) åY2 (m2) N0tt (kG) M0xtt (kGm) Moytt (kGm) Pi (kG) 1 -1.575 -1.575 16 2.4806 22.05 2.4806 22.05 939265 7776 2643 57959.8 2 -0.525 -1.575 0.2756 2.4806 58085.7 3 0.525 -1.575 0.2756 2.4806 58211.6 4 1.575 -1.575 2.4806 2.4806 58337.4 5 -1.575 -0.525 2.4806 0.2756 58330.1 6 -0.525 -0.525 0.2756 0.2756 58456 7 0.525 -0.525 0.2756 0.2756 58581.8 8 1.575 -0.525 2.4806 0.2756 58707.7 9 -1.575 0.525 2.4806 0.2756 58700.4 10 -0.525 0.525 0.2756 0.2756 58826.3 11 0.525 0.525 0.2756 0.2756 58952.1 12 1.575 0.525 2.4806 0.2756 59078 13 -1.575 1.575 2.4806 2.4806 59070.7 14 -0.525 1.575 0.2756 2.4806 59196.6 15 0.525 1.575 0.2756 2.4806 59322.4 16 1.575 1.575 2.4806 2.4806 59448.3 Pttmax (kG) 59448.3 Pttmin (kG) 57959.8 Ptb (kG) 58704.1 Cột C9: Cọc Tọa độ X Tọa độ Y Số cọc X2 (m) åX2 (m2) Y2 (m) åY2 (m2) N0tt (kG) M0xtt (kGm) Moytt (kGm) Pi (kG) 1 -1.05 -1.575 16 1.1025 9.9225 2.4806 21.499 708668 33632 903 41732.3 2 0 -1.575 0 2.4806 41827.8 3 1.05 -1.575 1.1025 2.4806 41923.4 4 -1.05 -0.525 1.1025 0.2756 43374.9 5 0 -0.525 0 0.2756 43470.4 6 1.05 -0.525 1.1025 0.2756 43566 7 -1.05 0.525 1.1025 0.2756 45017.5 8 0 0.525 0 0.2756 45113 9 1.05 0.525 1.1025 0.2756 45208.6 10 -1.05 1.575 1.1025 2.4806 46660 11 0 1.575 0 2.4806 46755.6 12 1.05 1.575 1.1025 2.4806 46851.2 Pttmax (kG) 46851.2 Pttmin (kG) 41732.3 Ptb (kG) 44291.7 Cột C16: Cọc Tọa độ X Tọa độ Y Số cọc X2 (m) åX2 (m2) Y2 (m) åY2 (m2) N0tt (kG) M0xtt (kGm) Moytt (kGm) Pi (kG) 1 -1.05 -1.575 16 1.1025 39.69 2.4806 55.125 697978 1272 27207 42867.5 2 0 -1.575 0 2.4806 43587.3 3 1.05 -1.575 1.1025 2.4806 44307 4 -1.05 -0.525 1.1025 0.2756 42891.7 5 0 -0.525 0 0.2756 43611.5 6 1.05 -0.525 1.1025 0.2756 44331.2 7 -1.05 0.525 1.1025 0.2756 42915.9 8 0 0.525 0 0.2756 43635.7 9 1.05 0.525 1.1025 0.2756 44355.5 10 -1.05 1.575 1.1025 2.4806 42940.2 11 0 1.575 0 2.4806 43659.9 12 1.05 1.575 1.1025 2.4806 44379.7 Pttmax (kG) 44379.7 Pttmin (kG) 42867.5 Ptb (kG) 43623.6 Pcọc = n.Fcọc.Lc.g = 1.1x0.1225x15x2500 = 5053.125 (KG). Kiểm tra sức chịu tải cọc theo công thức: Cột C1 có Pttmax + Pcọc = 60604 + 5053.125 = 65657.125 (KG) Pmaxtt + Pcọc = 65657.125 (KG) < Qtt = 71260.47 (KG). Pmintt = 59468.9 (KG) > 0, do đó không cần kiểm tra điều kiện chống nhổ. Cột C2 có Pmaxtt + Pcọc = 59448.3 + 5053.125 = 64501.125 (KG). Pmaxtt + Pcọc = 64501.125 (KG)< Qtt = 71260.47 (KG). Pmintt = 57959.8 (KG) > 0, do đó không cần kiểm tra điều kiện chống nhổ. Cột C9 có Pmaxtt + Pcọc = 46851.2 + 5053.125 = 51904.325 (KG). Pmaxtt + Pcọc = 51904.325 (KG) < Qtt = 71260.47 (KG). Pmintt = 41732.3 (KG) > 0, do đó không cần kiểm tra điều kiện chống nhổ. Cột C16 có Pmaxtt + Pcọc = 44379.7 + 5053.125 = 49432.125 (KG). Pmaxtt + Pcọc = 49432.125 (KG) < Qtt = 71260.47 (KG). Pmintt = 42867.5 (KG) > 0, do đó không cần kiểm tra điều kiện chống nhổ. Tóm lại, điều kiện chịu tải của móng cọc đã được kiểm tra, thỏa mãn và móng làm việc trong điều kiện an toàn. 7.2.8. Tính lún cho móng cọc đài đơn (theo trang thái giới hạn thứ hai). Nền của móng cọc chống biến dạng rất ít, luôn thỏa mãn điều kiện biến dạng, nên không cần phải tính lún. Móng cọc ma sát cần phải kiểm tra điều kiện biến dạng, tức là phải tính lún. Người ta quan niêm rằng nhờ ma sát giữa mặt xung quanh cọc và đất, tải trọng của móng được truyền trên diện tích rộng hơn, xuất phát từ mép ngoài cọc tại đáy đài và nghiêng một góc a được tính như sau: Độ lún của nền móng cọc được tính theo độ lún của nền móng khối qui ước. Khi đó: =21.69(độ) Kích thước khối móng qui ước: M1: BM = B + 2 ´ H ´ tga = 3.5 + 2 ´ 14.3 ´ tg(5.423o) = 6.415 (m) LM = L + 2 ´ H ´ tga = 3.5 + 2 ´ 14.3 ´ tg(5.423o) = 6.415 (m) M2: BM = B + 2 ´ H ´ tga = 2.45 + 2 ´ 14.3 ´ tg(5.423o) = 5.365 (m) LM = L + 2 ´ H ´ tga = 3.5 + 2 ´ 14.3 ´ tg(5.423o) = 6.415 (m) Diện tích đáy khối móng qui ước: M1: Fqu = LM x BM = 6.415 x 6.415 = 41.15 (m2) M2: Fqu = BM x LM = 5.365 x 6.415 = 34.42 (m2) Xác định khối lượng của khối móng qui ước - Trọng lượng đất trong phạm vi từ đáy đài đến đáy khối móng qui ước (có trừ đi phần thể tích đất bị cọc chiếm chổ và có kể cả trọng lượng bản thân cọc): - Trọng lượng lớp đất thứ i (có trừ đi phần thể tích đất bị cọc chiếm chổ): - Trọng lượng cọc bê tông trong lớp đất thứ i: Kết quả tính toán được lập thành bảng sau: Khối lượng khối móng qui ước móng M1. Lớp đất DT khối qui ước (m2) DT cọc ép (m2) hi (m) gi (kG/m3) Piđất (kG) Picọc (kG) Piđcọc Trên đài + đài móng 41.15 0.1225 6 1000 243960 2 41.15 0.1225 1.8 943 69016.28 2205 831.726 3 41.15 0.1225 11.5 939 439067 14087.5 5291.265 4 41.15 0.1225 1 933 37935.78 1225 457.17 KLKMQƯ P (kG) P = Piđất + 16Picọc - 16Piđcọc 964976.498 Khối lượng khối móng qui ước móng M2 Lớp đất DT khối qui ước (m2) DT cọc ép (m2) hi (m) gi (kG/m3) Piđất (kG) Picọc (kG) Piđcọc Trê đài + đài móng 34.42 0.1225 6 1000 203580 7350 2940 2 34.42 0.1225 1.8 943 57592.78 2205 831.726 3 34.42 0.1225 11.5 939 366393.1 14087.5 5291.265 4 34.42 0.1225 1 933 31656.69 1225 457.17 KLKMQƯ P (kG) P = Piđất + 16Picọc - 16Piđcọc 904780.001 Moment tiêu chuẩn tại tâm đáy khối móng qui ước: Độ lệch tâm: , Cột Phương Mtc (kG.m) Qtc (kG) Ntc (kG) Nqưtc (kG) lcọc (m) hđài (m) M0tc (kG.m) e (m) C1 X 3066.96 278.26 769817.39 1208936.5 14.3 1.5 7463.48 0.0015 Y 100.00 2217.39 769817.39 1208936.5 14.3 1.5 35134.78 0.0001 C2 X 3240.00 773.91 751278.26 1208936.5 14.3 1.5 15467.83 0.0017 Y 1137.39 2347.83 751278.26 1208936.5 14.3 1.5 38233.04 0.0006 C9 X 373.91 373.91 569339.13 1037800 14.3 1.5 6281.74 0.0002 Y 224.35 7417.39 569339.13 1037800 14.3 1.5 117419.13 0.0001 C16 X 519.13 7226.09 560043.48 1037800 14.3 1.5 114691.30 0.0003 Y 12819.13 391.30 560043.48 1037800 14.3 1.5 19001.74 0.0080 Áp lực tiêu chuẩn ở đáy khối móng qui ước: Cột Phương M0tc (kG.m) e (m) smaxtc (kG/m2) smintc (kG/m2) stbtc (kG/m2) C1 X 7463.48 0.0018 42227.509 42083.552 42155.53 Y 35134.78 0.0001 C2 X 15467.83 0.0019 41804.519 41605.54 41705.03 Y 38233.04 0.0007 C9 X 6281.74 0.0003 42849.239 42812.347 42830.79 Y 117419.13 0.0002 C16 X 114691.30 0.0004 42992.358 42128.269 42560.31 Y 19001.74 0.0088 Cường độ đất nền tại đáy khối móng qui ước. trong đó: ktc = 1. m1 = 1.2; m2 = 1.3. BM = 6.415 (m); HM = 16.85 (m); g7II = 1933 – 1000 = 933 (KG/m3) =961.197(KG/m3) jII = 24.496 0,tra bảng 14 -TCXD : 45 –78 được: CII = 0.033(KG/cm2) = 330(KG/m2) Khi đó: =111293.2 (KG) 1.2 ´ RM = 1.2x111293.2 =133551.95 (KG/m2) C1 : smaxtc = 42227.509 (KG/m2) < 1.2 ´ RM = 133551.95 (KG/m2) stbtc = 42155.53 (KG/m2) < RM = 111293.2 (KG/m2) C2 : smaxtc = 41804.519 (KG/m2) < 1.2 ´ RM = 133551.95 (KG/m2) stbtc = 41705.03 (KG/m2) < RM = 111293.2 (KG/m2) C9 : smaxtc = 42849.239 (KG/m2) < 1.2 ´ RM = 133551.95 (KG/m2) stbtc = 42830.79 (KG/m2) < RM = 111293.2 (KG/m2) C16 : smaxtc = 42992.358 (KG/m2) < 1.2 ´ RM = 133551.95 (KG/m2) stbtc = 42560.31 (KG/m2) < RM = 111293.2 (KG/m2) Do đó có thể tính toán độ lún của nền đất dưới khối móng qui ước theo quan niệm nền biến dạng đàn hồi tuyến tính. Xác định ứng suất do trọng lượng bản thân đất: STT Độ sâu Z (m) hi (m) gi (kG/m3) sbtzi (kG/m2) 1 -3.45 0 1000 0 2 -5.4 1.95 1000 1950 3 -6 0.6 1000 2550 4 -7.8 1.8 934 4231.2 5 -19.3 11.5 939 15029.7 6 -20.3 5 933 19694.7 Ứng suất gây lún tại đáy móng khối qui ước: Cột C1: sgl = stbtc - sbtz=20.3m = 42155.53 – 19694.7 = 22460.83 (KG/m2) Cột C2: sgl = stbtc - sbtz=20.3m = 41705.03 – 19694.7 = 22010.33 (KG/m2) Cột C9: sgl = stbtc - sbtz=20.3m = 42830.79 – 19694.7 = 23136.09 (KG/m2) Cột C16: sgl = stbtc - sbtz=20.3m = 42560.31 – 19694.7 = 22865.61 (KG/m2) Xác định chiều dày tính lún Hcn theo điều kiện: Xác định ứng suất bản thân đất và ứng suất bên ngoài của cột C1. Độ sâu từ đáy khối qui ước Z (m) Độ sâu từ mặt đất tự nhiên h (m) sbt (kG/m2) LM/BM Z/BM Pgl (kG/m2) k0 sgl (kG/m2) 0.2xsbt (kG/m2) Kiểm tra 0 20.3 19694.7 1 0.000 22460.83 1 22460.83 3938.94 Không Thỏa 1 21.3 20627.7 1 0.156 22460.83 0.9688 21760.052 4125.54 Không Thỏa 2 22.3 21560.7 1 0.312 22460.83 0.8352 18759.285 4312.14 Không Thỏa 3 23.3 22493.7 1 0.468 22460.83 0.6487 14570.34 4498.74 Không Thỏa 4 24.3 23426.7 1 0.624 22460.83 0.4835 10859.811 4685.34 Không Thỏa 5 25.3 24359.7 1 0.779 22460.83 0.4531 10177.002 4871.94 Không Thỏa 6 26.3 25292.7 1 0.935 22460.83 0.3433 7710.8029 5058.54 Không Thỏa 7 27.3 26225.7 1 1.091 22460.83 0.2641 5931.9052 5245.14 Không Thỏa 8 28.3 27158.7 1 1.247 22460.83 0.207 4649.3918 5431.74 Thỏa Vậy Hcn = 8 Xác định ứng suất bản thân đất và ứng suất bên ngoài của cột C2. Độ sâu từ đáy khối qui ước Z (m) Độ sâu từ mặt đất tự nhiên h (m) sbt (kG/m2) LM/BM Z/BM Pgl (kG/m2) k0 sgl (kG/m2) 0.2xsbt (kG/m2) Kiểm tra 0 20.3 19694.7 1 0.000 22010.33 1 22010.33 3938.94 Không Thỏa 1 21.3 20627.7 1 0.156 22010.33 0.9688 21323.608 4125.54 Không Thỏa 2 22.3 21560.7 1 0.312 22010.33 0.8352 18383.028 4312.14 Không Thỏa 3 23.3 22493.7 1 0.468 22010.33 0.6487 14278.101 4498.74 Không Thỏa 4 24.3 23426.7 1 0.624 22010.33 0.4835 10641.995 4685.34 Không Thỏa 5 25.3 24359.7 1 0.779 22010.33 0.4531 9972.8805 4871.94 Không Thỏa 6 26.3 25292.7 1 0.935 22010.33 0.3433 7556.1463 5058.54 Không Thỏa 7 27.3 26225.7 1 1.091 22010.33 0.2641 5812.9282 5245.14 Không Thỏa 8 28.3 27158.7 1 1.247 22010.33 0.207 4556.1383 5431.74 Thỏa Vậy Hcn = 8 Xác định ứng suất bản thân đất và ứng suất bên ngoài của cột C9. Độ sâu từ đáy khối qui ước Z (m) Độ sâu từ mặt đất tự nhiên h (m) sbt (kG/m2) LM/BM Z/BM Pgl (kG/m2) k0 sgl (kG/m2) 0.2xsbt (kG/m2) Kiểm tra 0 20.3 19694.7 1.196 0.000 23136.09 1 23136.09 3938.94 Không Thỏa 1 21.3 20627.7 1.196 0.186 23136.09 0.9724 22497.534 4125.54 Không Thỏa 2 22.3 21560.7 1.196 0.373 23136.09 0.8516 19702.694 4312.14 Không Thỏa 3 23.3 22493.7 1.196 0.559 23136.09 0.6876 15908.375 4498.74 Không Thỏa 4 24.3 23426.7 1.196 0.746 23136.09 0.5365 12412.512 4685.34 Không Thỏa 5 25.3 24359.7 1.196 0.932 23136.09 0.4173 9654.6904 4871.94 Không Thỏa 6 26.3 25292.7 1.196 1.118 23136.09 0.3283 7595.5783 5058.54 Không Thỏa 7 27.3 26225.7 1.196 1.305 23136.09 0.262 6061.6556 5245.14 Không Thỏa 8 28.3 27158.7 1.196 1.491 23136.09 0.212 4904.8511 5431.74 Thỏa Vậy Hcn = 8 Xác định ứng suất bản thân đất và ứng suất bên ngoài của cột C16. Độ sâu từ đáy khối qui ước Z (m) Độ sâu từ mặt đất tự nhiên h (m) sbt (kG/m2) LM/BM Z/BM Pgl (kG/m2) k0 sgl (kG/m2) 0.2xsbt (kG/m2) Kiểm tra 0 20.3 19694.7 1.196 0.000 22865.61 1 22865.61 3938.94 Không Thỏa 1 21.3 20627.7 1.196 0.186 22865.61 0.9724 22234.519 4125.54 Không Thỏa 2 22.3 21560.7 1.196 0.373 22865.61 0.8516 19472.353 4312.14 Không Thỏa 3 23.3 22493.7 1.196 0.559 22865.61 0.6876 15722.393 4498.74 Không Thỏa 4 24.3 23426.7 1.196 0.746 22865.61 0.5365 12267.4 4685.34 Không Thỏa 5 25.3 24359.7 1.196 0.932 22865.61 0.4173 9541.8191 4871.94 Không Thỏa 6 26.3 25292.7 1.196 1.118 22865.61 0.3283 7506.7798 5058.54 Không Thỏa 7 27.3 26225.7 1.196 1.305 22865.61 0.262 5990.7898 5245.14 Không Thỏa 8 28.3 27158.7 1.196 1.491 22865.61 0.212 4847.5093 5431.74 Thỏa Vậy Hcn = 8 Chia chiều dày Hcn ra 8 phân tố nhỏ đối với lớp đất cột C1, C2, C9, C16. Chiều dày hi = 1(m), thuộc lớp đất thứ 4 và lớp đất thứ 5. Công thức tính lún: trong đó: hi: chiều dày lớp phân tố thứ i. = 0.8: hệ số nở hông, lấy theo qui phạm. : ứng suất gây lún ở giữa lớp phân tố thứ i. ko : hệ số tra bảng phụ thuộc vào tỉ số LM/BM, và z/BM. E: modun biết dạng trung bình của lớp đất chịu nén dưới mũi cọc. Theo số liệu tại lớp đất thứ 4 có Etb=73411(KG/m2), lớp thứ 5 có Etb=29404.5(KG/m2) nhưng trên thực tế kết quả nay chưa chính xác do đó cần phải hiệu chỉnh. Tra bảng 2.9, trang 71, sách “Nền Móng Công Trình” của tác giả Châu Ngọc Ẩn, ta được hệ số hiệu chỉnh mk theo hệ số rỗng e như sau: e0 = 0.609, mk = 4.5. e0 = 0.777, mk = 6. E4thưc tế = mk x Etb = 4.5 x 734110 = 3303495 (KG/m2) E5thưc tế = mk x Etb = 6 x 294045 = 1764270 (KG/m2). Kết quả tính lún được trình bày trong bảng sau. Tính lún móng cọc theo phương pháp phân tầng cộng lún cho móng cột C1. Điểm Độ sâu z (m) sglzi (kG/m2) sgltb (kG/m2) Ei (kG/m2) hi (m) Si (m) 0 0 22460.83 0 3303495 1 0 1 1 21760.05 22110.44 3303495 1 0.005354 2 2 18759.29 20259.67 3303495 1 0.004906 3 3 14570.34 16664.81 3303495 1 0.004036 4 4 10859.81 12715.08 3303495 1 0.003079 5 5 10177.00 10518.41 3303495 1 0.002547 6 6 7710.80 8943.90 3303495 1 0.002166 7 7 5931.91 6821.35 1764270 1 0.003093 8 8 4649.39 5290.65 1764270 1 0.002399 S = åSi = 2.76 cm < 8 cm. 0.027581 Tính lún móng cọc theo phương pháp phân tầng cộng lún cho móng cột C2. Điểm Độ sâu z (m) sglzi (kG/m2) sgltb (kG/m2) Ei (kG/m2) hi (m) Si (m) 0 0 22010.33 0 3303495 1 0 1 1 21323.61 21666.97 3303495 1 0.005247 2 2 18383.03 19853.32 3303495 1 0.004808 3 3 14278.10 16330.56 3303495 1 0.003955 4 4 10641.99 12460.05 3303495 1 0.003017 5 5 9972.88 10307.44 3303495 1 0.002496 6 6 7556.15 8764.51 3303495 1 0.002122 7 7 5812.93 6684.54 1764270 1 0.003031 8 8 4556.14 5184.53 1764270 1 0.002351 S = åSi = 2.70 cm < 8 cm. 0.027028 Tính lún móng cọc theo phương pháp phân tầng cộng lún cho móng cột C9. Điểm Độ sâu z (m) sglzi (kG/m2) sgltb (kG/m2) Ei (kG/m2) hi (m) Si (m) 0 0 23136.09 0 3303495 1 0 1 1 22497.53 22816.81 3303495 1 0.005525 2 2 19702.69 21100.11 3303495 1 0.00511 3 3 15908.38 17805.53 3303495 1 0.004312 4 4 12412.51 14160.44 3303495 1 0.003429 5 5 9654.69 11033.60 3303495 1 0.002672 6 6 7595.58 8625.13 3303495 1 0.002089 7 7 6061.66 6828.62 1764270 1 0.003096 8 8 4904.85 5483.25 1764270 1 0.002486 S = åSi = 2.87 cm < 8 cm. 0.02872 Tính lún móng cọc theo phương pháp phân tầng cộng lún cho móng cột C16. Điểm Độ sâu z (m) sglzi (kG/m2) sgltb (kG/m2) Ei (kG/m2) hi (m) Si (m) 0 0 22865.61 0 3303495 1 0 1 1 22234.52 22550.06 3303495 1 0.005461 2 2 19472.35 20853.44 3303495 1 0.00505 3 3 15722.39 17597.37 3303495 1 0.004262 4 4 12267.40 13994.90 3303495 1 0.003389 5 5 9541.82 10904.61 3303495 1 0.002641 6 6 7506.78 8524.30 3303495 1 0.002064 7 7 5990.79 6748.78 1764270 1 0.00306 8 8 4847.51 5419.15 1764270 1 0.002457 S = åSi = 2.83 cm < 8 cm. 0.028384 7.2.9 Tính toán cọc chịu tác dụng lực ngang. Theo TCXD 205: 1998 Lực ngang Hx,y tác dụng lên đầu cọc ở đáy đài xác định theo công thức: H = Q/nc ( n – số cọc dưới đáy đài) Tải ngang tác dụng lên mỗi đầu cọc. Cột Loại tải Qx (kG) Qy (kG) Hx=Qx/4 Hy=Qy/4 C1 Tính toán -320.00 2550.00 -80.00 637.50 Tiêu chuẩn -278.26 2217.39 -69.57 554.35 C2 Tính toán 890.00 2700.00 222.50 675.00 Tiêu chuẩn 773.91 2347.83 193.48 586.96 C9 Tính toán 430.00 8530.00 107.50 2132.50 Tiêu chuẩn 373.91 7417.39 93.48 1854.35 C16 Tính toán -8310.00 450.00 -2077.50 112.50 Tiêu chuẩn -7226.09 391.30 -1806.52 97.83 Xét cả hai phương x và y: C1: Hx = 80kG < Hy = 637.5kG. C2: Hx = 222.5kG < Hy = 675kG. C9: Hx = 107.5 < Hy = 2132.5kG. C16: Hx = 2077.5kG > Hy = 112.5kG. Do đó ta chỉ cần kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang cột C1, C2, C9 là Hx và cõt C16 là Hy là đảm bảo. 7.2.9.1 Kiểm tra điầu kiện chuyển vị ngang đầu cọc. Theo TCXD 205 : 1998 chuyển vị ngang đầu cọc , phải thỏa mãn điều kiện thiết kế sau: Sgh: là giá trị giới hạn cho phép tương ứng chuyển ngang (mm) của đầu cọc được qui định từ nhiệm vụ thiết kế nhà và công trình, ở đây lấy Sgh =10mm. Khi tính toán cọc chịu tải trong ngang, đất xung quanh cọc được xem như môi trường biến dạng tuyến tính, Được đặc trưng bởi hệ số nền CZ (KG/m3), trị số tính toán của CZ được xác định từ kết quả của thí nghiệm, khi không có kết quả thí nghiệm cho phép xác định CZ theo công thức: Cz = K ´ z trong đó: K: hệ số tỉ lệ (KG/m4), được lấy theo bảng G1 – TCXD 205:1998. z: độ sâu của vị trí tiết diện cọc (m), kể từ mặt đất đối với cọc đài cao hoặc kể từ đáy đài đối với cọc đài thấp. Vì cọc chỉ xuyên qua hai lớp đất trong chiều dài ảnh hưởng lah: lah = 2(d+1) = 2(0.35+1) = 2.7m Lớp 2 có K1 = 650000(KG/m4) : Lớp 3 có K2 = 650000(KG/m4) ; Vậy Theo TCXD 205 : 1998, tất cả các tính toán được thực hiện theo chiều sâu tính đổi của vị trí tiết diện cọc trong đất Ze, và chiều sâu tính đổi hạ cọc trong đất Le, được xác định theo công thức sau: ze = abd ´ z Le = abd ´ L (L = 14.3 m: chiều dài cọc xuyên qua các lớp đất) bc: chiều rộng qui ước của cọc, được lấy như sau: Khi d ³0.8m thì bc = d + 1 (m) Khi d < 0.8m thì bc =1.5d + 0.5 (m) Vì d = 0.35(m) < 0.8(m) nên bc = 1.5d + 0.5(m) = 1.5x0.35 + 0.5= 1.025 m K = 650000 (KG/m4). Eb = 2.9 x 109 (KG/m2): môđun đàn hồi ban đầu của cọc bê tông khi nén và kéo. I: mômen quán tính tiết diện ngang của cọc. (m4) Khi đó: ze = 0.713´ z Le = 0.713 ´ 14.3 = 10.189 (m) Tính toán chuyển vị ngang của cọc ở mức đáy đài và góc xoay theo công thức sau: Dn = y0 + y0 ´ l0 + y = yo + trong đó: l0 = 0: vì cọc đài thấp. yo = 0: vì cọc ngàm vào đáy đài. Do đó: Dn = y0 = Ho ´ dHH + Mo ´ dHM H0: giá trị tính toán của lực cắt, T, lấy H0 = H. M0: mômen uốn, Tm, lấy M0 = M + Hl0. dHH : chuyển vị ngang của tiết diện, m/T, bợi lực Ho = 1. dHM : chuyển vị ngang của tiết diện, 1/T, bởi moment Mo =1. dMH : góc xoay của tiết diện, 1/T, bởi lực Ho = 1. dMM : góc xoay của tiết diện, 1/(Tm), bởi moment M0 = 1. Tất cả được xác định theo công thức: Le = 10.189 (m) tra bảng G.2 - TCXD 205 : 1998). Ao = 2.441; Bo = 1.621; C0 = 1.751 m4 abd = 0.713 (1/m) Eb = 2.9x109 (KG/m2) Khi đó:  Mtco = Mtcng : tính theo công thức (G.20) củaTCXD 205 : 1998 (với lo = 0: cọc đài thấp). Dấu trừ cho biết khi lực ngang H hướng từ trái qua phải sẽ truyền mômen lên đầu cọc tại ngàm và mômen này hướng theo chiều ngược kim đồng hồ. * Đối với cột C1 : = 554.35x1.856x10-6 – 719.78x8.789x10-7 = 0.000396m Δn = 0.396mm < 10mm à Vậy cọc thỏa mãn điều kiện chuyển vị ngang. * Đối với cột C2 : = 586.96x1.856x10-6 – 762.120x8.789x10-7 = 0.000419m Δn = 0.419mm < 10mm à Vậy cọc thỏa mãn điều kiện chuyển vị ngang. * Đối với cột C9 : = 1854.35x1.856x10-6 – 2407.723x8.789x10-7 = 0.001325m Δn = 1.325mm < 10mm à Vậy cọc thỏa mãn điều kiện chuyển vị ngang. * Đối với cột C16 : = 1806.52x1.856x10-6 – 2345.620x8.789x10-7 = 0.001291m Δn = 1.291mm < 10mm à Vậy cọc thỏa mãn điều kiện chuyển vị ngang. Xác định áp lực tính toán, moment uốn, lực cắt và lực dọc trong tiết diện cọc Moment, lực cắt trong tiết diện cọc được tính theo công thức (G.17), (G.18) của TCXD 205 : 1998 ( với yo = 0: cọc ngàm cứng vào đài): *Đối với cột C1 ytto = Htty ´ dHH + Mttng ´ dHM = 637.5´1.856´10-6 – 827.742´8.789´10-7 ytto = 0.0004557(m) = 0.4557 (mm) Mz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A + Mttng ´ C3 + ; Qz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A4 + ´ Mttng ´ C4 + H0 ´ D4; A1, B1, C1 và D1 A3, B3, C3 và D3 A4, B4, C4và D4 Các hệ số lấy theo bảng G.3 - TCXD 205:1998 trong đó: ze:chiều sâu tính đổi: (m); z: chiều sâu thực tế vị trí tiết diện cọc trong đất tính từ đáy đài cọc đối với cọc đài thấp (m) H0 = H: Giá trị tính toán của lực cắt Các giá trị Mz, Qz được tính trong bảng sau: Z Ze A3 C3 D3 A4 C4 D4 Mz Qz (m) (m) (KGm) (KG) 0.0000 0 0 1 0 0 0 1 -827.74 637.50 0.1403 0.1 0 1 0.1 -0.005 0 1 -738.33 634.50 0.2805 0.2 -0.001 1 0.2 -0.02 0 1 -649.76 625.52 0.4208 0.3 -0.005 1 0.3 -0.045 -0.001 1 -563.71 611.12 0.5610 0.4 -0.011 1 0.4 -0.08 -0.003 1 -479.34 591.33 0.7013 0.5 -0.021 0.999 0.5 -0.125 -0.008 0.999 -397.51 566.68 0.8415 0.6 -0.036 0.998 0.6 -0.18 -0.016 0.997 -319.88 537.17 0.9818 0.7 -0.057 0.996 0.699 -0.245 -0.03 0.994 -247.35 504.57 1.1220 0.8 -0.085 0.992 0.799 -0.32 -0.051 0.989 -178.17 468.83 1.2623 0.9 -0.121 0.985 0.897 -0.404 -0.082 0.98 -115.00 431.05 1.4025 1 -0.167 0.975 0.994 -0.499 -0.125 0.967 -58.66 391.21 1.5428 1.1 -0.222 0.96 1.09 -0.603 -0.183 0.946 -6.63 349.73 1.6830 1.2 -0.287 0.938 1.183 -0.716 -0.259 0.917 40.10 308.39 1.8233 1.3 -0.365 0.907 1.273 -0.838 -0.356 0.876 80.67 266.39 1.9635 1.4 -0.455 0.866 1.358 -0.967 -0.479 0.821 114.97 226.62 2.1038 1.5 -0.559 0.811 1.437 -1.105 -0.63 0.747 143.72 185.86 2.2440 1.6 -0.676 0.739 1.507 -1.248 -0.815 0.652 167.58 148.79 2.3843 1.7 -0.808 0.646 1.566 -1.396 -1.036 0.529 186.37 112.12 2.5245 1.8 -0.956 0.53 1.612 -1.547 -1.299 0.374 199.13 78.04 2.6648 1.9 -1.118 0.385 1.64 -1.699 -1.608 0.181 208.03 46.28 2.8050 2 -1.295 0.207 1.646 -1.848 -1.966 -0.057 211.97 16.56 3.0856 2.2 -1.693 -0.271 1.575 -2.125 -2.849 -0.692 209.65 -33.12 3.3661 2.4 -2.141 -0.941 1.352 -2.339 -3.973 -1.592 188.33 -71.74 3.6466 2.6 -2.621 -1.877 0.917 -2.437 -5.355 -2.821 170.74 -98.33 3.9271 2.8 -3.103 -3.108 0.197 -2.346 -6.99 -4.445 140.84 -114.15 4.2076 3 -3.541 -4.688 -0.891 -1.969 -8.84 -6.52 107.76 -119.22 4.9088 3.5 -3.919 -10.34 -5.854 1.074 -13.692 -13.826 31.00 -89.74 5.6101 4 -1.614 -17.92 -15.076 9.244 -15.611 -23.14 -2.95 0.95 Biểu đồ mômen Mz (kG.m) Biểu đồ lực cắt Qz (kG) *Đối với cột C2 ytto = Htty ´ dHH + Mttng ´ dHM = 675´1.856´10--6 – 876.433´8.789´10--7 ytto = 4.82x10-4 (m) = 0.4825 (mm) Mz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A + Mttng ´ C3 + ; Qz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A4 + ´ Mttng ´ C4 + H0 ´ D4; A1, B1, C1 và D1 A3, B3, C3 và D3 A4, B4, C4và D4 Các hệ số lấy theo bảng G.3 - TCXD 205:1998 trong đó: ze: chiều sâu tính đổi: (m); z: chiều sâu thực tế vị trí tiết diện cọc trong đất tính từ đáy đài cọc đối với cọc đài thấp (m) H0 = H:Giá trị tính toán của lực cắt Các giá trị Mz, Qz được tính trong sau: Z Ze A3 C3 D3 A4 C4 D4 Mz Qz (m) (m) (KGm) (KG) 0.0000 0 0 1 0 0 0 1 -876.44 675.00 0.1403 0.1 0 1 0.1 -0.005 0 1 -781.77 671.83 0.2805 0.2 -0.001 1 0.2 -0.02 0 1 -687.99 662.32 0.4208 0.3 -0.005 1 0.3 -0.045 -0.001 1 -596.88 647.10 0.5610 0.4 -0.011 1 0.4 -0.08 -0.003 1 -507.54 626.17 0.7013 0.5 -0.021 0.999 0.5 -0.125 -0.008 0.999 -420.88 600.10 0.8415 0.6 -0.036 0.998 0.6 -0.18 -0.016 0.997 -338.67 568.88 0.9818 0.7 -0.057 0.996 0.699 -0.245 -0.03 0.994 -261.86 534.41 1.1220 0.8 -0.085 0.992 0.799 -0.32 -0.051 0.989 -188.58 496.62 1.2623 0.9 -0.121 0.985 0.897 -0.404 -0.082 0.98 -121.67 456.68 1.4025 1 -0.167 0.975 0.994 -0.499 -0.125 0.967 -61.96 414.56 1.5428 1.1 -0.222 0.96 1.09 -0.603 -0.183 0.946 -6.83 370.71 1.6830 1.2 -0.287 0.938 1.183 -0.716 -0.259 0.917 42.72 327.00 1.8233 1.3 -0.365 0.907 1.273 -0.838 -0.356 0.876 85.75 282.62 1.9635 1.4 -0.455 0.866 1.358 -0.967 -0.479 0.821 122.15 240.59 2.1038 1.5 -0.559 0.811 1.437 -1.105 -0.63 0.747 152.69 197.54 2.2440 1.6 -0.676 0.739 1.507 -1.248 -0.815 0.652 178.06 158.38 2.3843 1.7 -0.808 0.646 1.566 -1.396 -1.036 0.529 198.08 119.65 2.5245 1.8 -0.956 0.53 1.612 -1.547 -1.299 0.374 211.73 83.67 2.6648 1.9 -1.118 0.385 1.64 -1.699 -1.608 0.181 221.31 50.15 2.8050 2 -1.295 0.207 1.646 -1.848 -1.966 -0.057 225.65 18.77 3.0856 2.2 -1.693 -0.271 1.575 -2.125 -2.849 -0.692 223.57 -33.63 3.3661 2.4 -2.141 -0.941 1.352 -2.339 -3.973 -1.592 201.42 -74.38 3.6466 2.6 -2.621 -1.877 0.917 -2.437 -5.355 -2.821 183.25 -102.45 3.9271 2.8 -3.103 -3.108 0.197 -2.346 -6.99 -4.445 152.05 -119.26 4.2076 3 -3.541 -4.688 -0.891 -1.969 -8.84 -6.52 117.45 -124.86 4.9088 3.5 -3.919 -10.34 -5.854 1.074 -13.692 -13.826 36.59 -95.64 5.6101 4 -1.614 -17.92 -15.076 9.244 -15.611 -23.14 -1.43 -5.03 Biểu đồ mômen Mz (kG.m) Biểu đồ lực cắt Qz (kG) *Đối với cột C9 ytto = Htty ´ dHH + Mttng ´ dHM = 2132.5´1.856´10--6 – 2768.879´8.789´10--7 ytto = 0.001524(m) = 1.524 (mm) Mz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A + Mttng ´ C3 + ; Qz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A4 + ´ Mttng ´ C4 + H0 ´ D4; A1, B1, C1 và D1 A3, B3, C3 và D3 A4, B4, C4và D4 Các hệ số lấy theo bảng G.3 - TCXD 205:1998 trong đó: ze: chiều sâu tính đổi: (m); z: chiều sâu thực tế vị trí tiết diện cọc trong đất tính từ đáy đài cọc đối với cọc đài thấp (m) H0 = H:Giá trị tính toán của lực cắt Các giá trị Mz, Qz được tính trong sau: Z Ze A3 C3 D3 A4 C4 D4 Mz Qz (m) (m) (KGm) (KG) 0.0000 0 0 1 0 0 0 1 -2768.88 2132.50 0.1403 0.1 0 1 0.1 -0.005 0 1 -2469.79 2122.48 0.2805 0.2 -0.001 1 0.2 -0.02 0 1 -2173.51 2092.42 0.4208 0.3 -0.005 1 0.3 -0.045 -0.001 1 -1885.67 2044.29 0.5610 0.4 -0.011 1 0.4 -0.08 -0.003 1 -1603.44 1978.10 0.7013 0.5 -0.021 0.999 0.5 -0.125 -0.008 0.999 -1329.69 1895.65 0.8415 0.6 -0.036 0.998 0.6 -0.18 -0.016 0.997 -1070.00 1796.96 0.9818 0.7 -0.057 0.996 0.699 -0.245 -0.03 0.994 -827.39 1687.94 1.1220 0.8 -0.085 0.992 0.799 -0.32 -0.051 0.989 -595.92 1568.43 1.2623 0.9 -0.121 0.985 0.897 -0.404 -0.082 0.98 -384.62 1442.10 1.4025 1 -0.167 0.975 0.994 -0.499 -0.125 0.967 -196.11 1308.88 1.5428 1.1 -0.222 0.96 1.09 -0.603 -0.183 0.946 -22.04 1170.18 1.6830 1.2 -0.287 0.938 1.183 -0.716 -0.259 0.917 134.33 1031.92 1.8233 1.3 -0.365 0.907 1.273 -0.838 -0.356 0.876 270.10 891.49 1.9635 1.4 -0.455 0.866 1.358 -0.967 -0.479 0.821 384.89 758.51 2.1038 1.5 -0.559 0.811 1.437 -1.105 -0.63 0.747 481.14 622.25 2.2440 1.6 -0.676 0.739 1.507 -1.248 -0.815 0.652 561.01 498.32 2.3843 1.7 -0.808 0.646 1.566 -1.396 -1.036 0.529 623.96 375.72 2.5245 1.8 -0.956 0.53 1.612 -1.547 -1.299 0.374 666.74 261.79 2.6648 1.9 -1.118 0.385 1.64 -1.699 -1.608 0.181 696.63 155.63 2.8050 2 -1.295 0.207 1.646 -1.848 -1.966 -0.057 709.94 56.26 3.0856 2.2 -1.693 -0.271 1.575 -2.125 -2.849 -0.692 702.44 -109.77 3.3661 2.4 -2.141 -0.941 1.352 -2.339 -3.973 -1.592 631.41 -238.88 3.6466 2.6 -2.621 -1.877 0.917 -2.437 -5.355 -2.821 572.90 -327.76 3.9271 2.8 -3.103 -3.108 0.197 -2.346 -6.99 -4.445 473.18 -380.73 4.2076 3 -3.541 -4.688 -0.891 -1.969 -8.84 -6.52 362.83 -397.85 4.9088 3.5 -3.919 -10.34 -5.854 1.074 -13.692 -13.826 106.32 -300.70 5.6101 4 -1.614 -17.92 -15.076 9.244 -15.611 -23.14 -8.77 -1.19 Biểu đồ mômen Mz (kG.m) Biểu đồ lực cắt Qz (kG) *Đối với cột C16 ytto = Httx ´ dHH + Mttng ´ dHM = 2077.5´1.856´10--6 – 2697.466´8.789´10--7 ytto = 0.001485(m) = 1.485 (mm) Mz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A + Mttng ´ C3 + ; Qz = ´ E ´ I ´ ytto ´ A4 + ´ Mttng ´ C4 + H0 ´ D4; A1, B1, C1 và D1 A3, B3, C3 và D3 A4, B4, C4và D4 Các hệ số lấy theo bảng G.3 - TCXD 205:1998 trong đó: ze: chiều sâu tính đổi: (m); z: chiều sâu thực tế vị trí tiết diện cọc trong đất tính từ đáy đài cọc đối với cọc đài thấp (m) H0 = H:Giá trị tính toán của lực cắt Các giá trị Mz, Qz được tính trong sau: Z Ze A3 C3 D3 A4 C4 D4 Mz Qz (m) (m) (KGm) (KG) 0.0000 0 0 1 0 0 0 1 -2697.47 2077.50 0.1403 0.1 0 1 0.1 -0.005 0 1 -2406.09 2067.74 0.2805 0.2 -0.001 1 0.2 -0.02 0 1 -2117.46 2038.44 0.4208 0.3 -0.005 1 0.3 -0.045 -0.001 1 -1837.04 1991.55 0.5610 0.4 -0.011 1 0.4 -0.08 -0.003 1 -1562.09 1927.05 0.7013 0.5 -0.021 0.999 0.5 -0.125 -0.008 0.999 -1295.41 1846.71 0.8415 0.6 -0.036 0.998 0.6 -0.18 -0.016 0.997 -1042.42 1750.54 0.9818 0.7 -0.057 0.996 0.699 -0.245 -0.03 0.994 -806.08 1644.31 1.1220 0.8 -0.085 0.992 0.799 -0.32 -0.051 0.989 -580.60 1527.85 1.2623 0.9 -0.121 0.985 0.897 -0.404 -0.082 0.98 -374.77 1404.74 1.4025 1 -0.167 0.975 0.994 -0.499 -0.125 0.967 -191.15 1274.92 1.5428 1.1 -0.222 0.96 1.09 -0.603 -0.183 0.946 -21.60 1139.76 1.6830 1.2 -0.287 0.938 1.183 -0.716 -0.259 0.917 130.70 1005.02 1.8233 1.3 -0.365 0.907 1.273 -0.838 -0.356 0.876 262.93 868.16 1.9635 1.4 -0.455 0.866 1.358 -0.967 -0.479 0.821 374.70 738.56 2.1038 1.5 -0.559 0.811 1.437 -1.105 -0.63 0.747 468.42 605.76 2.2440 1.6 -0.676 0.739 1.507 -1.248 -0.815 0.652 546.16 484.96 2.3843 1.7 -0.808 0.646 1.566 -1.396 -1.036 0.529 607.41 365.47 2.5245 1.8 -0.956 0.53 1.612 -1.547 -1.299 0.374 649.00 254.41 2.6648 1.9 -1.118 0.385 1.64 -1.699 -1.608 0.181 678.04 150.93 2.8050 2 -1.295 0.207 1.646 -1.848 -1.966 -0.057 690.90 54.06 3.0856 2.2 -1.693 -0.271 1.575 -2.125 -2.849 -0.692 683.37 -107.80 3.3661 2.4 -2.141 -0.941 1.352 -2.339 -3.973 -1.592 613.92 -233.66 3.6466 2.6 -2.621 -1.877 0.917 -2.437 -5.355 -2.821 556.64 -320.28 3.9271 2.8 -3.103 -3.108 0.197 -2.346 -6.99 -4.445 459.23 -371.86 4.2076 3 -3.541 -4.688 -0.891 -1.969 -8.84 -6.52 351.47 -388.39 4.9088 3.5 -3.919 -10.34 -5.854 1.074 -13.692 -13.826 101.37 -292.51 5.6101 4 -1.614 -17.92 -15.076 9.244 -15.611 -23.14 -9.45 2.56 Biểu đồ mômen Mz (kG.m) Biểu đồ lực cắt Qz (kG) Từ các giá trị moment trong bảng, ta chọn giá trị moment lớn nhất tại vị trí cọc ngàm vào đài Mngàm = -2768.9 (KGm) để tính cốt thép cho cọc. 7.2.9.3 Kiểm tra độ ổn định của đất nền quanh cọc khi chịu áp lực ngang. Điều kiện không phá hỏng cọc khi chịu áp lực ngang: sz £ sgh sz: áp lực tính toán tại độ sâu Z sz =.ze(yo.A1 - B1 + C1 + D1) Vì Le = 10.189 (m) >2.5 (m), ta kiểm tra điều kiện này tại vị trí: (theo mục G6) Ze = abdz = 0.713 x 1.192 = 0.85 (m) Các giá trị A1, B1, C1, D1 được tra trong bảng G3 của TCXD 205 – 1998 Với Ze = 0.85m tra bảng ta được: A1= 0.996; B1= 0.849; C1= 0.3625; D1= 0.103 Cột C1: = 253.147 (KG/m2) Cột C2: = 267.65 (KG/m2) Cột C9: = 846.52 (KG/m2) Cột C16: = 824.92 (KG/m2) sgh: Áp lực giới hạn tại độ sâu Z = 1.192 (m) ) trong đó: h1 = 1 h2: hệ số, kể đến phần tải trọng thường xuyên trong tổng tải trọng, tính theo công thức: Mp: moment do tải trọng thường xuyên, được lấy từ tải trọng bản thân. Mv: moment do tải trọng tạm thời. n : hệ số, lấy bằng 2.5 Để đơn giản trong quá trình tính toán thiên về an toàn ta lấy: Mp = Mv = 0.5 Mtoàn phần h2 == 0.571 Với cọc ép: z = 0.3 Tại vị trí z = 1.192 (m) tính từ đáy đài thuộc lớp đất thứ 2 có các tính chất cơ lý sau: Lớp 2 : ứng suất có hiệu tại độ sâu z = 1.192x923 = 1100.216 (KG/m2) sgh = 1×0.571× (1100.216 ×tg13.4160+0.3×1770) = 1863.042 (KG/m2) => sz= 846.52(KG/m2) < sgh =1863.042 (KG/m2) Vậy nền đất quanh cọc không bị phá hỏng khi chịu áp lực ngang. 7.2.10 Tính toán cốt thép cho đài cọc. 7.2.10.1. Kiểm tra điều kiện xuyên thủng. Chiều cao đài cọc được xác định từ điều kiện xuyên thủng. Chiều cao đài cọc xác định sơ bộ ở phần trên: hđ = 1.5(m) Chiều cao đài cọc phải thỏa mãn điều kiện xuyên thủng, từ mép cột vẽ ra các đường thẳng một góc 45o tạo thành tháp xuyên thủng. Nhận thấy đáy tháp xuyên thủng nằm trùm ra ngoài trục các cọc. Như vậy đài không bị đâm thủng khi mà tháp đâm thủng hình thành với một góc 45o từ mép cột. Ta chỉ kiểm tra điều kiện xuyên thủng khi các cọc nằm ngoài tháp xuyên thủng, như trên hình ta thấy các cọc đều nằm trong tháp xuyên thủng, do đó ta không cần phải kiểm tra. 7.2.10.2. Tính toán cốt thép cho đài cọc. Thép đặt cho đài cọc để chịu moment uốn. Người ta coi cánh đài được ngàm vào tiết diện đi qua chân cột và bị uốn bởi phản lực các đầu cọc nằm ngoài mặt ngàm qua chân cột. Mômen gây uốn móng M1 Mx = (P13+P14+P15+P16)1.175+(P9+P10+P11+P12)0.125 =(60519.2+60547.5+60575.9+60604.2)1.175+(60169.1+60197.4+60225.8+60254.1)0.125 = 326858.16 kG.m My = (P4+P8+P12+P16)1.175+(P3+P7+P11+P15)0.125 =(59553.9+59904+60254.1+60604.2)1.175+(59525.6+59875.7+60225.8+60575.9)0.125 = 324412.72 kG.m Mômen gây uốn móng M2. Mx = (P10+P11+P12)1.225+(P7+P8+P9)0.175 = (46660+46755.6+46851.2)1.225+(45017.5+45113+45208.6)0.175 = 195511.17 kG.m My = (P3+P6+P9+P12)0.75 = (41923.4+43566+45208.6+46851.2)0.75 = 133161.9 kG.m Dùng vật liệu cho đài: bê tông M300, Rn = 130 (KG/cm2) cốt thép AIII, Ra = 3600(KG/cm2) Diện tích cốt thép được tính toán giống như cấu kiện chịu uốn, kết quả được trình bày cụ thể trong bảng sau: Móng Phương M (kG.cm) b (cm) ho (cm) A a Fa (cm2) Chọn thép Fachọn m (%) Nhận xét M1 X 32685816 370 130 0.040 0.041 71.31 19f22 72.219 0.150 Thỏa Y 32441272 370 130 0.040 0.041 70.76 19f22 72.219 0.150 Thỏa M2 X 19551117 265 130 0.034 0.034 42.50 18f18 45.81 0.133 Thỏa Y 13316190 370 130 0.016 0.017 28.69 16f16 32.176 0.067 Thỏa