Đồ án Thiết kế thi công công trình cao ốc thương mại, căn hộ Thuận Việt

CHƯƠNG 7 - MÓNG CỌC ÉP BÊTÔNG CỐT THÉP 7.1. KHÁI QUÁT VỀ CỌC ÉP. Cọc ép BTCT đựoc thiết kế chủ yếu cho các công trình dân dụng và công nghiệp. Đối với các công trình nhà cao tầng, trong điều kiện xây chen thì khả năng ép cọc tương đối phổ biến. Cọc ép có các ưu khuyết điểm sau: Ưu điểm: - Có khả năng chịu tải lớn, sức chịu tải của cọc ép có đuờng kính lớn và chiều sâu lớn có thể lên tới hàng trăm tấn. - Không ảnh hưởng chấn động đối với các công trình lân cận, thích hợp với việc xây chen trong đô thị. - Giá thành rẻ hơn so với các loại móng khác. - Kỹ thuật thi công cọc ép không đòi hỏi yêu cầu kỹ thuật cao. Khuyết điểm: Cọc ép dùng lực ép tĩnh ép xuống đất, do đó chỉ thi công được trong các loại đất mềm như sét mềm, sét pha cát, đối với những loại đất sét cứng, cát có chiều dày lớn thì rất khó thi công . Những điều cần lưu ý khi thi công cọc ép: - Đúng vị trí thiết kế. - Đảm bảo độ thẳng cho cọc. - Đảm bảo trình tự ép cọc. - Số lượng cọc thử tải không nhỏ hơn 1% tổng số lượng cọc và không ít hơn 5 cọc và tuỳ theo điều kiện công trường mà tiến hành thử cọc đơn hay nhóm cọc. 7.2. THIẾT KẾ CỌC. 7.2.1. Chọn chiều sâu đặt đài. Chọn chiều cao đài hd = 1,2m. 7.2.2. Chọn cọc, chiều dài cọc, cạnh cọc. Chọn cọc có tiết diện vuông 35x35 cm. Chọn bêtông B25, có Rb = 14500 kN/m2 Chiều dài cọc 25,5m, chiều dài đập đầu cọc là 0,75m để tạo thép neo trong đài, chiều dài ngàm trong đài là 0,15m. Chia cọc thành 3 đoạn 8,5m. Chọn thép trong cọc 4f18 = 42,55 cm2 =10,2 cm2, Rs = 280000 kN/m2. Mũi cọc đuợc gia cường thép f25. Hình 7.1. Tiết diện cọc 350 x 350 Hình 7.2. Sơ bộ bố trí chiều cao đặt đài và cọc trong đài 7.3. TÍNH SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC. 7.3.1. Tính sức chịu tải của cọc theo vật liệu. Qvl = j (Rs.As + Rb.Ab) [2] Chiều dài cọc từ đáy đài đến mũi cọc: l = 8,53 – 0,9 = 24,6m Ảnh hưởng độ mảnh của cọc xảy ra trong 2 trường hợp: Độ mảnh của cọc xảy ra trong lúc làm việc: do lớp đất ép cọc không có bùn hoặc các lớp đất yếu, áp lực ngang của đất khá lớn nên cọc không bị ảnh hưởng bởi độ mảnh. Độ mảnh của cọc xảy ra trong lúc thi công. Chiều dài tính toán của cọc: l0 = l = 8,5m Theo công thức: Rs = 280000kN/m2 As = 19,6.10-4 m2 Rb = 14500 kN/m2 Ab = 0,352 – 10,2.10-4 = 0,1215 m2. Qvl = 0,97(28000010,2.10-4 + 145000,1215)= 1986 kN 7.3.2. Tính sức chịu tải của cọc theo điều kiện đất nền. [2] FSs =2: hệ số an toàn cho phần ma sát mặt bên FSp = 3: hệ số an toàn cho ma sát mũi cọc. Ks = 1-sinj dv’ ứng suất hữu hiệu tại độ sâu trung bình = Sh.g’ Bảng tổng hợp. Lớp đất fs (kN/m2) As (m2) QS (kN) 3b 32,86 10,465 343,88 4a 43,62 14,7 641,21 4d 42,80 9,275 396,97 1382,06 Theo công thức Terzaghi [2] Hình 7.3. Mặt cắt địa chất công trình j = , tra bảng ta có: Nc = 8,844 Nq = 3,324 Ng = 0,92 C = 18,7 KN/m2 sv’ = 8,6759,7 + 10,59,32 + 6,6259,3 = 243,62 KN/m2 7.3.3. Tính sức chịu tải của cọc theo SPT. [9] Na: = 17 chì số xuyên động SPT của đất dưới mũi cọc Ns = 18: chỉ số SPT của lớp cát bên thân cọc. Ap = 0,352 = 0,1225 m2 diện tích tiết diện mũi cọc. Ls = 10.5m chiều dài phần thân cọc nằm trong lớp đất cát. Lc = 13,8m chiều dài phần thân cọc nằm trong lớp đất sét. W = pd = 4.0,35 = 1,4m C lực dính của lớp đất sét bên thân cọc a = 0.3 Như vậy, sau khi tính được sức chịu tải của cọc theo 3 chỉ tiêu trên, ta chọn kết quả có giá trị nhỏ nhất là Qa đất nền để tính toán móng cọc Pc = Qamin = min( Qvl, Qa, QaSPT) = 733 KN. 7.4. MẶT BẰNG MÓNG. Dựa vào lực dọc tại các chân cột và lõi, ta chia ra làm 4 loại móng, bao gồm : M1, M2, M3 và M4. Hình 7.4. Mặt bằng bố trí móng 7.5. THIẾT KẾ CHO CÁC MÓNG. 7.5.1. Móng M1. 7.5.1.1. Tải trọng tác dụng. Do trong quá trình lập mô hình trong Etabs ta không khai báo sàn tầng hầm cho nên khi tính nội lực tại chân cột truyền xuống móng, cấn phải công thêm vào phần tải do sàn tầng hầm truyền xuống móng. Bao gồm: Sàn dày 0,2m, trọng luợng riêng bêtông: g = 25KN/m3: P = 0,225 = 5KN/m2 Hoạt tải hầm để xe: 1,2500 = 600 daN/m2 = 6 KN/m2. Tổng cộng: 11 KN/m2. Tải này sẽ đuợc tính theo diện tích truyền tải cho từng cột. Diện tích truyền tải cho cột M1 lớn nhất là 54,9m2. Tải cộng thêm vào cho móng M1 là: 54,911 = 604 KN Nội lực Phương X Phương Y Tính toán Tiêu chuẩn Tính toán Tiêu chuẩn N ( KN) 4234 3682 4234 3682 H (KN) 1,83 1,60 17,60 15,30 M (KNm) 30,01 26,10 70,86 61,61 Nội lực quy đổi về đáy đài. Nội lực Phương X Phương Y Tính toán Tiêu chuẩn Tính toán Tiêu chuẩn N ( KN) 4838 4207 4838 4207 H (KN) 1,83 1,60 17,60 15,30 M (KNm) 51,13 44,46 73,06 63,53 Hình 7.5. Các loại tải trọng tác dụng tại tâm đáy móng 7.5.1.2. Chọn sơ bộ kích thước đài. Chọn khoảng cách giữa các cọc là 4d: l = 4d = 40,35 = 1,4m Khoảng cách từ mép ngoài của cọc đến mép ngoài của đài Sức chịu tải của cọc là Pc = 733 KN. Số lượng cọc cần thiết: Chọn số cọc là 9 cọc cho móng M1. Tiết diện thật của đài cọc F = 3,43,4 = 11,56 m2 Trọng lượng đài : Qđ = 1,1251,211,56 = 381,5 KN Hình 7.6. Cách bố trí cọc và kích thước đài móng M1 7.5.1.3. Kiểm tra tải trọng tác dụng lên cọc. Thấy rằng Pmax < Pc = 733 KN Pmin > 0 Như vậy cọc đủ khả năng chịu lực và không bị nhổ. 7.5.1.4. Kiểm tra ứng suất và độ lún đáy khối móng quy ước. Diện tích khối móng quy ước: Fqu = Lqu.Bqu Ta có: Lqu = Bqu = l – 2.0,125 + 2.lc.tga = 3,4 – 20,125 + 224,6(tg4,5) = 7,02 m Như vậy diện tích khối móng quy ước là : Fqu = 7,022 = 49,28 m2 Hình 7.7. Kích thước khối móng quy ước Kiểm tra ổn định đất nền: j = 9039 [2] Tra bảng : A = 0,1787 B = 1,703 D = 4,1266 Dung trọng riêng: g = 9,7 KN/m3 = 9,63 KN/m2 Lực dính: cII = 23KN/m2. Như vậy, áp lực tiêu chuẩn của đất nền tại đáy khối móng quy ứơc Tính : Trong đó: Ndat=(Fqu–Fcoc)gi.hi =(49,28–90,352).(7,4759,8+10,59,6+6,6259,5 ) = 11418KN Ncoc = 90,35224,625 = 678 KN Ndai + dat = Fqu.Df.gtb = 49,281,225 = 1478 KN Như vậy stb < RIItc smax < 1,2RIItc smin > 0 thoả mãn khả năng chịu tải của đất nền. Kiểm tra độ lún của móng cọc: Ta tính độ lún bằng phương pháp chia lớp. Ứng suất gây lún tại đáy khối móng quy uớc: Tại đáy khối móng quy ước: Chia lớp đất dưói đáy móng quy ước thành những lớp phân tố đồng nhất có bề dày là 0,5m Tại lớp đất 4c, ta chọn ra mẫu có e0 lớn nhất để tính lún. Áp lực s kN/m2 0 50 100 200 400 800 Hệ số rỗng, e 0.723 0.7 0.684 0.663 0.636 0.606 Bảng tính chi tiết: Phân tố z (m) L/B z/B Ko sgl (kN/m2) sgltb (kN/m2) sbt (kN/m2) P1i (kN/m2) P2i (kN/m2) e1i e2i S (cm) 1 0 1 0.00 0.00 68.92 64.53 291.90 294.275 347.13 0.66 0.65 0.26 0.5 1 0.07 0.87 60.14 296.65 2 0.5 1 0.07 0.87 60.14 56.42 296.65 299.025 343.45 0.66 0.65 0.23 1 1 0.14 0.76 52.71 301.40 3 1 1 0.14 0.76 52.71 49.89 301.40 303.875 341.51 0.66 0.65 0.20 1.5 1 0.22 0.68 47.08 306.35 4 1.5 1 0.22 0.68 47.08 44.96 306.35 308.825 341.32 0.66 0.65 0.18 2 1 0.29 0.62 42.84 311.30 5 2 1 0.29 0.62 42.84 41.15 311.30 313.775 342.32 0.66 0.65 0.17 2.5 1 0.36 0.57 39.46 316.25 6 2.5 1 0.36 0.57 39.46 38.02 316.25 318.725 344.02 0.66 0.65 0.16 3 1 0.43 0.53 36.59 321.20 7 3 1 0.43 0.53 36.59 35.30 321.20 323.95 346.41 0.66 0.65 0.14 3.5 1 0.51 0.49 34.02 326.70 8 3.5 1 0.51 0.49 34.02 32.84 326.70 329.45 349.35 0.66 0.65 0.13 4 1 0.58 0.46 31.67 332.20 9 4 1 0.58 0.46 31.67 30.58 332.20 334.95 352.50 0.66 0.65 0.12 4.5 1 0.65 0.43 29.48 337.70 10 4.5 1 0.65 0.43 29.48 28.47 337.70 340.45 355.81 0.66 0.65 0.12 5 1 0.72 0.40 27.46 343.20 11 5 1 0.72 0.40 27.46 26.52 343.20 345.95 359.28 0.66 0.65 0.11 5.5 1 0.80 0.37 25.59 348.70 12 5.5 1 0.80 0.37 25.59 24.73 348.70 351.45 362.91 0.65 0.65 0.10 6 1 0.87 0.35 23.86 354.20 13 6 1 0.87 0.35 23.86 23.07 354.20 356.95 366.69 0.65 0.65 0.09 6.5 1 0.94 0.32 22.28 359.70 14 6.5 1 0.94 0.32 22.28 21.55 359.70 362.45 370.61 0.65 0.65 0.09 7 1 1.01 0.30 20.82 365.20 15 7 1 1.01 0.30 20.82 20.16 365.20 367.95 374.67 0.65 0.65 0.08 7.5 1 1.09 0.28 19.50 370.70 16 7.5 1 1.09 0.28 19.50 18.89 370.70 373.45 378.84 0.65 0.65 0.08 8 1 1.16 0.27 18.28 376.20 17 8 1 1.16 0.27 18.28 17.73 376.20 378.95 383.14 0.65 0.65 0.07 8.5 1 1.23 0.25 17.18 381.70 18 8.5 1 1.23 0.25 17.18 16.67 381.70 384.45 387.54 0.65 0.65 0.07 9 1 1.30 0.23 16.17 387.2 2.40 Tại phân tố 18, nhận thấy độ lún của móng tăng không đáng kể nên ta dừng việc tính lún tại đây, với S = 2,40 cm < 8 cm, thoả điều kiện về lún của móng. 7.5.1.5. Kiểm tra theo điều kiện cẩu lắp. Khi vận chuyển: Hình 7.8. Sơ đồ tính cọc theo điều kiện vận chuyển Xét phương trình cân bằng lực: Xét tại trục quay tại A Tại giữa dầm, tính moment M2 Khi cẩu lắp Hình 7.9. Sơ đồ tính cọc theo điều kiện cẩu lắp Xét phương trình cân bằng lực: Xác định vị trí x có M4max Xác định M4 Khối lượng đơn vị cọc: kN/m Moment : M1 = M2 = M3= 0,0214qL2 = 0,02143,78,52 = 5,72 kNm. Moment: M4 = 0,068qL2 = 0,0683,78,52 = 18,18 kNm Diện tích cốt thép cần thiết tính theo công thức: Ban đầu ta chọn 2f18, As = 5,1 cm2. Như vậy, diện tích cốt thép chọn ban đầu cho cọc đã đủ khả năng chịu lực khi vận chuyển và cẩu lắp. Tính móc cẩu: Lực kéo do 1 móc cẩu chịu: Q = KN Diện tích tiết diện thép dùng làm móc cẩu là: chọn thép f28 làm móc cẩu. 7.5.1.6. Kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang. Sơ đồ tác động của moment và tải ngang Moment quán tính tiết diện ngang cọc: Độ cứng: Eb.I = 3.1071,25.10-3 = 37500 Chiều rộng quy ước của cọc, vì d < 0,8 m nên: bc = 1,5d + 0,5 = 1,025 m Hệ số tỉ lệ [9] Nền sét, sét pha nửa cứng: k = 6500KN/m4 Hệ số biến dạng: Chiều dài tính đổi: Le = abd.l = 0,7124,6 = 17,5 m Hình 7.10. Sơ đồ tác động của moment và tải ngang lên cọc Tra bảng G-2, sách Nền móng: Ao = 2,441 Bo = 1,621 Co = 1,751 Các chuyển vị Moment uốn và lực cắtcủa cọc tại cao trình mặt đất: Ho = Htt/n = 17,60/9 = 1,96 KN Mo = 0 Chuyển vị ngang và góc xoay tại đáy đài: yo = Ho.dHH + Mo.dHM = 3,724.10-4 yo = Ho.dMH + Mo.dMM = 1,725.10-4 Hình 7.11. Sơ đồ tác động của moment và tải ngang lên cọc Áp lực tính toán sz (KN/m2), moment uốn Mz (KNm) và lực cắt Qz (KN) trong các tiết diện của cọc đuợc tính theo công thức sau: Trong đó ze là chiều sâu tính đổi, ze = abd.z. Các giá trị A1, A3, A4, B1, B3, B4, C1, C3, C4, D1, D3, D4 tra trong bảng G3-[9]. BẢNG TÍNH MOMENT M(kNm) Z (m) ze A3 B3 C3 D3 Mz 0.00 0 0 0 1 0 0 -0.42 0.3 -0.004 -0.001 1 0.3 0.80 -0.85 0.6 -0.036 -0.011 0.998 0.6 1.45 -1.27 0.9 -0.121 -0.055 0.985 0.897 1.88 -1.69 1.2 -0.287 -0.173 0.938 1.183 2.04 -2.11 1.5 -0.559 -0.42 0.881 1.437 1.96 -2.54 1.8 -0.956 -0.867 0.53 1.612 1.70 -2.82 2 -1.295 -1.314 0.207 1.646 1.46 -3.10 2.2 -1.693 -1.906 -0.271 1.575 1.18 -3.38 2.4 -2.141 -2.663 -0.941 1.352 0.89 -3.66 2.6 -2.621 -3.6 -1.877 0.917 0.61 -4.23 3 -3.541 -6 -4.688 -0.891 0.17 -4.93 3.5 -3.919 -9.544 -10.34 -5.854 0.08 -5.63 4 -1.614 -11.731 -17.919 -15.076 0.90 BIỂU ĐỒ MOMENT M(KNm) - ĐỘ SÂU z(m) BẢNG TÍNH LỰC CẮT Qz (KN) Z (m) ze A4 B4 C4 D4 Qz 0.00 0 0 0 0 1 1.96 -0.42 0.3 -0.045 -0.009 -0.001 1 1.76 -0.85 0.6 -0.18 -0.072 -0.016 0.997 1.29 -1.27 0.9 -0.404 -0.243 -0.082 0.98 0.69 -1.69 1.2 -0.716 -0.575 -0.259 0.917 0.09 -2.11 1.5 -1.105 -1.116 -0.63 0.747 -0.42 -2.54 1.8 -1.547 -1.906 -1.299 0.374 -0.78 -2.82 2 -1.848 -2.578 -1.966 -0.057 -0.94 -3.10 2.2 -2.125 -3.36 -2.849 -0.692 -1.02 -3.38 2.4 -2.339 -4.228 -3.973 -1.592 -1.02 -3.66 2.6 -2.437 -5.14 -5.355 -2.821 -0.95 -3.94 2.8 -2.346 -6.023 -6.99 -4.445 -0.80 -4.23 3 -1.969 -6.765 -8.84 -6.52 -0.56 -4.93 3.5 1.074 -6.789 -13.692 -13.826 0.41 -5.63 4 9.244 -0.358 -15.61 -23.14 2.02 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT Qz (KN) - ĐỘ SÂU (m) BẢNG TÍNH ỨNG SUẤT sy (kPa) Z (m) ze A1 B1 C1 D1 sy (kPa) 0.00 0 1 0 0 0 0.00 -0.42 0.3 1 0.3 0.045 0.004 0.82 -0.85 0.6 0.999 0.6 0.18 0.036 1.27 -1.27 0.9 0.995 0.899 0.405 0.121 1.40 -1.69 1.2 0.979 1.192 0.718 0.288 1.29 -2.11 1.5 0.937 1.468 1.115 0.56 1.02 -2.54 1.8 0.843 1.706 1.584 0.961 0.66 -2.82 2 0.735 1.823 1.924 1.308 0.40 -3.10 2.2 0.575 1.887 2.272 1.72 0.14 -3.38 2.4 0.347 1.874 2.609 2.195 -0.12 -3.66 2.6 0.033 1.755 2.907 2.724 -0.39 BIỂU ĐỒ ỨNG SUẤT sy (kPa) - ĐỘ SÂU (m) Dựa vào kết quả bảng tính trên ta có: Qmax = 1,40 KN Mmax = 2,04 KNm. Nmax = 609,51 KN. Với cốt thép đã chọn 4f18, As = 10,2 cm2, Rs = 280000KN/m2. Do bố trí đối xứng nên mỗi bên có 2f18, As = 5,1 cm2. Kiểm tra khả năng chịu lực của cọc: Giả thiết ban đầu, với B25. Rb = 14500 KN/m2, xR = 0,595 Þ xR.ho = 0,5950,3 = 0,18 Nhận thấy x < xR.ho, nên ta kiểm tra theo điều kiện : [7] N.e < Mgh1 Nhận thấy Mmax < Mgh1, nên thép đã chọn đủ khả năng chịu lực. Khả năng chịu cắt của bêtông: Q = jb3.(1+jn)Rbt.b.ho với jn = Q = 0,6 (1+0,5)10500,350,3 = 99,23 KN Nhận thấy Qmax < Q nên, cốt đai ta bố trí theo cấu tạo Chọn f6a100 ở đầu và f6a200 ở giữa. 7.5.1.7. Tính đài cọc. Chọn a = 5 cm, ho = h – a = 120 – 5 = 115 cm = 1,15 m Kiểm tra xuyên thủng từ cột xuống đài Nhận thấy mặt tháp xuyên đã bao phủ các tim cọc, do đó đài không bị xuyên thủng.. Kiểm tra xuyên thủng từ cọc lên đài. Pxt = Pmax = 609,51 kN Pcx = 0,75.Rbt.2.( (0,35+0,125)+1,625).1,15/2) = 1902 kN Nhận thấy Pxt < Pcx, đảm bảo cho đài không bị xuyên thủng. Kiểm tra khả năng chịu cắt của đài Lực cắt Q = 3.Pmax = 3609,51 = 1828,53 kN Khả năng chống cắt của bêtông: Qb = jb3.(1+jn).Rbt.b.ho = 0,610503,41,15= 2463kN > Q : không cần phải tính cốt đai cho đài. Như vậy, chọn thép đai f12a200 theo cấu tạo cho cả 2 phương. 7.5.1.8. Kiểm tra sức chịu tải của cọc làm việc trong nhóm. [15] với ; n1 =3 số hàng cọc; n2 =3 số cọc trong 1 hàng. Sức chịu tải của nhóm cọc: Qnh = 90,8733 = 5277,6 KN > SNtt + Qđ = 4838 + 381,5 = 5219,5 KN. 7.5.1.9. Tính thép cho đài. Hình 7.12. Sơ đồ tính thép cho đài móng M1 Tính toán Xem đài là 1 console, 1 đầu ngàm, 1 đầu tự do, ngoại lực là phản lực đầu cọc P = 3Pmax = 3609,51 = 1828,53 KN Moment: KNm. Diện tích thép: cm2 Bố trí thép Chọn 22f20, As = 3,1422 = 69,08 cm2 Bố trí thép f20a150 theo cả 2 phương. Do thép đai và thép dưới của đài không trùng nhịp với nhau nên thép đai của đài lúc này là f12a150 thay cho f12a200 như đã chọn ở trên. 7.5.2. Móng M4. 7.5.2.1. Chọn chiều cao đài móng. Chọn đài móng cao h = 2m. 7.5.2.2. Tính toán sức chịu tải. Do tại lõi thang máy có hố chân thang máy nên đài móng M4 sẽ đuợc hạ sâu hơn các đài móng khác một đoạn h = 1,8m, nên cần phải tính lại sức chịu tải cho cọc. Tính sức chịu tải của cọc theo vật liệu Giống với các móng khác, sức chịu tải theo vật liệu Qvl = 1986 kN Tính sức chịu tải theo đất nền [2] FSs =2: hệ số an toàn cho phần ma sát mặt bên FSp = 3: hệ số an toàn cho ma sát mũi cọc. [2] Ks = 1-sinj dv’ ứng suất hữu hiệu tại độ sâu trung bình = Sh.g’ Bảng tổng hợp Lớp đất fs (kN/m2) As (m2) Q kN 3b 34,67 6,825 236,62 4a 39,58 14,7 581,83 4d 40,91 9,52 389,47 4c 69,20 3,395 234,94 1442,86 Hình 7.13. Mặt cắt địa chất công trình Theo công thức Terzaghi [2] j = 2803’ Nc = 31,6 Nq = 17,8 Ng = 15,7 C = 8 KN/m2 sv’ = 6,8759,7 + 10,59,32 + 6,89,3 + 2,4259,8 = 251,55 kN/m2 Tính sức chịu tải của cọc theo SPT. [9] Na: = 19 chì số xuyên động SPT của đất dưới mũi cọc Ns = 23: chỉ số SPT của lớp cát bên thân cọc. Ap = 0.352 = 0.1225 m2 diện tích tiết diện mũi cọc. Ls = 12,925 chiều dài phần thân cọc nằm trong lớp đất cát. Lc = 11,675 chiều dài phần thân cọc nằm trong lớp đất sét. W = pd = 4.0,35 = 1.4m C lực dính của lớp đất sét bên thân cọc a = 0.3 Như vậy, sau khi tính đuợc sức chịu tải của cọc theo 3 chỉ tiêu trên, ta chọn kết quả có giá trị nhỏ nhất là Qa đất nền để tính toán móng cọc Pc = Qamin = min( Qvl, Qa, QaSPT) = 919 KN. 7.5.2.3. Tải trọng tác dụng. Móng M4 bao gồm Pier1, cột C35, cột C36. Tải trọng do móng M4 gánh chịu được cộng đại số các nội lực từng thành phần, xuất hiện như sau: Story Pier/Column Loc P V2 V3 M2 M3 HAM C36 0 -2857.82 -27.95 -57.59 -106.82 -54.02 HAM C35 0 -3332.51 14.23 -60.00 -120.99 -20.86 HAM P1 Bottom -15962.3 -444.22 -504.12 -6369.01 -8866.87 -22153 -458 -622 -6597 -8942 Diện tích truyền tải cho cột M1 lớn nhất là 120,14m2. Tải cộng thêm vào cho móng M1 là: 120,1411 =1322 KN Nội lực Phương X Phương Y Tính toán Tiêu chuẩn Tính toán Tiêu chuẩn N ( KN) 22153 19263 22153 19263 H (KN) 458 398 622 541 M (KNm) 6597 5737 8942 7776 Nội lực quy đổi về đáy đài. Nội lực Phương X Phương Y Tính toán Tiêu chuẩn Tính toán Tiêu chuẩn N ( KN) 23475 20413 23475 20413 H (KN) 458 398 622 541 M (KNm) 7841 6818 9858 8572 7.5.2.4. Chọn sơ bộ kích thước đài. Chọn khoảng cách giữa các cọc là 4d: l = 4d = 40,35 = 1,4 m Sức chịu tải của cọc là Pc = 919 KN. Số lượng cọc cần thiết: Chọn số cọc là 45 cọc cho móng M4. Tiết diện thật của đài cọc F = 6,211,8 = 73,16 m2 Trọng lượng đài : Q = 1,125273,16 = 4023,8 kN Hình 7.14. Cách bố trí cọc và kích thước đài móng M4 7.5.2.5. Kiểm tra tải trọng tác dụng lên cọc. Thấy rằng Pmax < Pc = 919 KN Pmin > 0 Như vậy cọc đủ khả năng chịu lực và không bị nhổ. 7.5.2.6. Kiểm tra ứng suất và độ lún tại đáy khối móng quy ước. Diện tích khối móng quy ước: Fqu = Lqu.Bqu Ta có: Lqu = l -2.0,125 + 2.lc.tga = 11,8 – 20,125 + 224,6(tg4,81) = 15,69 m Bqu = b – 2.0,125 + 2.lc.tga = 6,2 – 20,125 + 224,6(tg4,81) = 10,09 m Như vậy diện tích khối móng quy ước là : Fqu = 15,6910,09 = 158,31 m2 Hình 7.15. Kích thước khối móng quy ước Kiểm tra ổn định đất nền: j = 28048 [2] Tra bảng : A = 1,049 B = 5,195 D = 7,617 Dung trọng riêng: g = 9,9 KN/m3 = 9,64 KN/m2 Lực dính: cII = 11 kN/m2. Như vậy, áp lực tiêu chuẩn của đất nền tại đáy khối móng quy ứơc Tính : Trong đó: Ndat=(Fqu–Fcoc)gi.hi =(158,3–450,352).(4,8759,8+10,59,6+6,89,5+2,4259,9) = 36241 KN Ncoc = 450,35224,625 = 3390 KN Ndai + dat = Fqu.Df.gtb = 158,313,822 = 13235 KN Như vậy stb < RIItc smax < 1,2RIItc smin > 0 thoả mãn khả năng chịu tải của đất nền. Kiểm tra độ lún của móng cọc: Ta tính độ lún bằng phương pháp chia lớp. Ứng suất gây lún tại đáy khối móng quy uớc: Tại đáy khối móng quy ước: Chia lớp đất dưới đáy móng quy ước thành những lớp phân tố đồng nhất có bề dày là 0.5m Do việc tính lún qua lớp đất 4c nên ta chọn ra mẫu nguyên dạng để nội suy e-p Tại lớp 4c Áp lực s kN/m2 0 50 100 200 400 800 Hệ số rỗng, e 0.552 0.537 0.527 0.512 0.494 0.473 y = 0.5232.e-0.0129x R2 = 0.982 Bảng tính chi tiết: Phân tố Z (m) L/B z/B Ko sgl (kN/m2) sgltb (kN/m2) sbt (kN/m2) P1i (kN/m2) P2i (kN/m2) e1i e2i S (cm) 1 0 1.56 0.00 0.00 145.31 140.32 317.57 320.045 460.37 0.50 0.49 0.30 0.5 1.56 0.05 0.93 135.34 322.52 2 0.5 1.56 0.05 0.93 135.34 130.66 322.52 324.995 455.65 0.50 0.49 0.28 1 1.56 0.10 0.87 125.97 327.47 3 1 1.56 0.10 0.87 125.97 121.80 327.47 329.945 451.75 0.50 0.49 0.26 1.5 1.56 0.15 0.81 117.63 332.42 4 1.5 1.56 0.15 0.81 117.63 114.05 332.42 334.895 448.95 0.50 0.49 0.24 2 1.56 0.20 0.76 110.47 337.37 5 2 1.56 0.20 0.76 110.47 107.43 337.37 339.845 447.28 0.50 0.49 0.23 2.5 1.56 0.25 0.72 104.39 342.32 6 2.5 1.56 0.25 0.72 104.39 101.80 342.32 344.795 446.60 0.50 0.49 0.22 3 1.56 0.30 0.68 99.21 347.27 7 3 1.56 0.30 0.68 99.21 96.96 347.27 349.745 446.70 0.50 0.49 0.21 3.5 1.56 0.35 0.65 94.70 352.22 8 3.5 1.56 0.35 0.65 94.70 92