Thiết kế móng bằng

PHẦN 2 THIẾT KẾ MÓNG BĂNG I/ SƠ ĐỒ MÓNG BĂNG: Tải trọng tác dụng lên móng: 1. Tải trọng tính toán: Cột A: Ntt =687 KN, Mtt =52 KNm, Htt = 49 KN Cột B: Ntt = 1158 KN, Mtt = 87 KNm, Htt = 82 KN Cột C: Ntt = 1197 KN, Mtt = 90 KNm, Htt = 85 KN Cột D: Ntt = 932 KN, Mtt = 70 KNm, Htt = 66 KN Cột E: Ntt = 1020 KN, Mtt = 77 KNm, Htt = 73 KN Cột F: Ntt = 540 KN, Mtt = 40 KNm, Htt = 38 KN 2. Tải trọng tiêu chuẩn: Cột A: Ntc = 597 KN, Mtc = 45 KNm, Htc = 43 KN Cột B: Ntc = 1007 KN, Mtc = 76 KNm, Htc = 71 KN Cột C: Ntc = 1041 KN, Mtc = 78 KNm, Htc = 74 KN Cột D: Ntc = 810 KN, Mtc = 61 KNm, Htc = 57 KN Cột E: Ntc = 887 KN, Mtc = 67 KNm, Htc = 64 KN Cột F: Ntc = 470 KN, Mtc = 35 KNm, Htc = 33 KN . Truyền tải về tâm đáy móng: Tải tính toán: Ntt=5533 kN Mtt=1868 kNm Htt=393 kN Tải tiêu chuẩn: Ntc=4811 kN Mtc=1625 kNm Htc=342 kN II/ NỀN ĐẶT MÓNG: Đặt móng ở độ sâu 2m, nằm trên lớp đất 2b, có các đặc trưng cơ lý như sau: Độ ẩm: W= 25.1% Dung trọng tự nhiên: γw=1.818 kG/cm2 Sức chịu nén đơn vị: Qu=0.554 kG/cm 2 Lực dính đơn vị: C=0.13kG/cm2 Góc ma sát trong: φ=130 Có trạng thái dẻo mềm ,bề dày 2.4m III/ XÁC ĐỊNH SƠ BỘ KÍCH THƯỚC MÓNG BĂNG: Chiều sâu chôn móng : Df=2m Bề rộng móng : b=3.5m Chiều cao móng: h= 0.5m Lớp bê tông bảo vệ : ab = 0.05m Þ h0= 0.45 m Chiều dài móng băng : l=22m Mặt cắt ngang của móng IV/ KIỂM TRA ỔN ĐỊNH CỦA ĐẤT NỀN DƯỚI MÓNG BĂNG: Rtc= m(Abγ+BDfγ*+DcII) Với : φ=130 Þ A= 0.2638 B=2.055 D= 4.5574 γ= 17.97 kN/m2 γ*=18.18 kN/m2 Þ Rtc=1(0.2638*3.5*18.18+2.055*2*17.97+4.5574*12.5)=147.79 kN/m2 Ptc=∑Ntc/F+γtbDf=4811.17/3.5*22+22*2=106.48 kN/m2 Þ Ptc< Rtc Vậy đất nền còn hoạt động như vật thể đàn hồi có thể sử dụng baì toán Boussinesq nhằm tính toán trường ứng suất trong nền đất dưới móng. V/ KIỂM TRA ĐỘ LÚN TẠI TÂM ĐÁY MÓNG: Ứng suất gây lún: sgl = ∑Ntc/F+(γtb-γ)Df=4811.17/(3.5*22)+(22-18.18)*2=70.123 kN/m2 Chia nền thành các lớp có bề dày 0.8 m và lập bảng tính lún như sau: Lớp Điểm Z(m) Z/b K0 sz sbt(kN) p1i p2i e1i e2i si(m) 1 0 0 0 1 70.123 34 43.212 112.04 0.8018 0.7598 0.01865 1 0.8 0.229 0.9631 67.5352 50.484 2 57.756 121.15 0.7902 0.7566 0.01502 2 1.6 0.457 0.8449 59.2467 65.028 3 72.3 126.65 0.7812 0.7547 0.0119 3 2.4 0.686 0.7051 49.4435 79.572 4 81.194 128.93 0.7038 0.6842 0.00345 4 2.7 0.771 0.6564 46.0285 82.815 5 86.527 128.68 0.7532 0.7398 0.00611 5 3.5 1.000 0.546 38.287 90.239 6 94.187 129.57 0.6431 0.6345 0.00419 6 4.3 1.229 0.4632 32.4808 98.135 7 102.08 132.29 0.6405 0.6339 0.00322 7 5.1 1.457 0.3983 27.9299 106.03 8 109.98 136.08 0.6388 0.6331 0.00278 8 5.9 1.686 0.346 24.2625 113.93 9 118.37 140.99 0.637 0.632 0.00275 9 6.8 1.943 0.2991 20.9737 122.81 10 126.96 146.06 0.6253 0.6205 0.00236 10 7.6 2.171 0.2458 17.2362 131.11 11 135.25 152.15 0.6232 0.619 0.00207 11 8.4 2.400 0.2362 16.563 139.4 12 143.55 159.27 0.6211 0.6172 0.00192 12 9.2 2.629 0.2122 14.88 147.7 13 151.85 166 0.5516 0.5486 0.00155 13 10 2.857 0.1915 13.4285 155.99 14 160.14 172.95 0.5498 0.5474 0.00124 14 11 3.086 0.1738 12.1873 164.29 15 168.44 180.1 0.5479 0.5457 0.00114 15 12 3.314 0.1587 11.1285 172.59 16 176.73 187.38 0.5461 0.5442 0.00098 16 12 3.543 0.1448 10.1538 180.88 17 185.03 194.87 0.5443 0.5438 0.00019 17 13 3.714 0.1358 9.52266 189.18 18 0.07953 Vậy S= 7.95 cm < [Sgh] =8 cm thỏa yêu biến dạng. VI/ TÍNH NỘI LỰC TRONG MÓNG: Chọn Hệ số nền : k=1079 kN/m3 Dùng chương trình Sap2000 để giải nội lực trong móng Lúc này độ cứng của lò xo giữa là KS=1079*0.1*3.5=377.6 kN/m Lúc này độ cứng của lò xo giữa là KS=1079*0.05*3.5=188.8 Truyền lực xuống đáy móng: Nút Chuyển vị Nút Chuyển vị Nút Chuyển vị 1 -0.0852 46 -0.0731 91 -0.0581 2 -0.0852 47 -0.0721 92 -0.0588 3 -0.0852 48 -0.071 93 -0.0595 4 -0.0853 49 -0.0699 94 -0.0601 5 -0.0853 50 -0.0687 95 -0.0608 6 -0.0853 51 -0.0676 96 -0.0614 7 -0.0854 52 -0.0664 97 -0.062 8 -0.0854 53 -0.0653 98 -0.0626 9 -0.0854 54 -0.0642 99 -0.0631 10 -0.0853 55 -0.0631 100 -0.0635 11 -0.0853 56 -0.062 101 -0.0639 12 -0.0852 57 -0.0609 102 -0.0641 13 -0.0851 58 -0.0599 103 -0.0643 14 -0.0849 59 -0.0589 104 -0.0643 15 -0.0848 60 -0.058 105 -0.0643 16 -0.0846 61 -0.0571 106 -0.0642 17 -0.0844 62 -0.0562 107 -0.0641 18 -0.0842 63 -0.0554 108 -0.0639 19 -0.0839 64 -0.0547 109 -0.0637 20 -0.0837 65 -0.054 110 -0.0634 21 -0.0835 66 -0.0534 111 -0.0631 22 -0.0832 67 -0.0529 112 -0.0628 23 -0.083 68 -0.0524 113 -0.0625 24 -0.0828 69 -0.052 114 -0.0622 25 -0.0826 70 -0.0516 115 -0.0619 26 -0.0824 71 -0.0514 116 -0.0616 27 -0.0821 72 -0.0512 117 -0.0614 28 -0.0819 73 -0.051 118 -0.0611 29 -0.0817 74 -0.0509 119 -0.0609 30 -0.0815 75 -0.0509 120 -0.0607 31 -0.0813 76 -0.051 121 -0.0605 32 -0.081 77 -0.0511 122 -0.0604 33 -0.0808 78 -0.0513 123 -0.0604 34 -0.0805 79 -0.0516 124 -0.0603 35 -0.0802 80 -0.0519 125 -0.0603 36 -0.0798 81 -0.0522 126 -0.0604 37 -0.0795 82 -0.0526 127 -0.0605 38 -0.079 83 -0.0531 128 -0.0607 39 -0.0786 84 -0.0536 129 -0.0609 40 -0.078 85 -0.0542 130 -0.0612 41 -0.0774 86 -0.0548 131 -0.0615 42 -0.0767 87 -0.0554 132 -0.0619 43 -0.0759 88 -0.056 133 -0.0623 44 -0.0751 89 -0.0567 134 -0.0628 45 -0.0741 90 -0.0574 135 -0.0633 Nút Chuyển vị Nút Chuyển vị 136 -0.0638 180 -0.0855 137 -0.0645 181 -0.0855 138 -0.0651 182 -0.0854 139 -0.0658 183 -0.0853 140 -0.0665 184 -0.085 141 -0.0673 185 -0.0848 142 -0.0681 186 -0.0844 143 -0.0689 187 -0.0841 144 -0.0697 188 -0.0837 145 -0.0705 189 -0.0832 146 -0.0714 190 -0.0828 147 -0.0722 191 -0.0823 148 -0.073 192 -0.0819 149 -0.0738 193 -0.0814 150 -0.0746 194 -0.0809 151 -0.0753 195 -0.0804 152 -0.076 196 -0.08 153 -0.0766 197 -0.0795 154 -0.0772 198 -0.0791 155 -0.0777 199 -0.0787 156 -0.0782 200 -0.0783 157 -0.0786 201 -0.0779 158 -0.079 202 -0.0775 159 -0.0794 203 -0.0771 160 -0.0798 204 -0.0768 161 -0.0802 205 -0.0764 162 -0.0806 207 -0.0758 163 -0.0809 208 -0.0755 164 -0.0813 209 -0.0752 165 -0.0816 210 -0.0749 166 -0.082 211 -0.0745 167 -0.0823 212 -0.0742 168 -0.0826 213 -0.0738 169 -0.083 214 -0.0734 170 -0.0833 215 -0.0731 171 -0.0836 216 -0.0727 172 -0.0839 217 -0.0723 173 -0.0842 218 -0.0718 174 -0.0845 219 -0.0714 175 -0.0847 220 -0.071 176 -0.0849 221 -0.0706 177 -0.0851 178 -0.0853 179 -0.0854 Biểu đồ chuyển vị đứng Biểu đồ phản lực lò xo Biểu đồ Lực cắt Các giá trị đặc biệt Đoạn Lực cắt 0 0 1.1 290.24 1.1 -368.05 2.4 0 4.1 483.23 4.1 -649.03 7.1 0 10.1 567.57 10.1 -608.81 13 0 15.1 411.49 15.1 -384.55 16.6 0 18.1 433.49 18.1 -557.73 20 0 21.1 270.92 21.1 -244.43 22 0 Biểu đồ momen Các giá trị đặc biệt: Đoạn (m) Momen (kNm) 0 0 1.1 -229.24 2 0 2.3 12.61 2.6 0 4.1 -548.56 5.1 0 7.1 366.1 9.1 0 10.1 -589.03 11.3 0 12.9 280.42 14.5 0 15.1 -346.26 16.5 -21.87 18.1 -467.26 19.2 0 19.9 78.26 20.8 0 21.1 -127.11 22 0 V.KIỂM TRA LẠI KHẢ NĂNG CHỊU TẢI CỦA ĐẤT NỀN: Phản lực của lò xo : Fđhmax = 32.3 kN Fđhmin =13.33 kN Áp lực cực trị của đất nền : pmax = Fđhmax /F=32.3/(0.1*3.5)=92.3kN/m2 < 1.2 Rtc pmin = Fđhmin /F=13.33/(0.1*3.5)=38.1 kN/m2> 0 Vậy nền còn làm việc như “Vật Liệu Đàn Hồi”. VI/ KIỂM TRA XUYÊN THỦNG: 1.Tại chân cột giữa : Sử dụng bê tông B20 có Rn= 11.5 Mpa , Rbt= 0.9 Mpa Cốt thép nhóm AII có Rs=280 MPa Chọn Pxt= Nmaxtt=1197kN Pcx = 0.75RbtS1tx= 0.75*Rbt*4(bc+h0)*h0=1215kN Þ Pxt< Pcx 2. Tại chân cột biên: Chọn Pxt = Nttmax biên= 687kN Pct= 0.75RbtS2tx=0.75Rbt4(bc+h0)*h0=1215 kN Þ Pxt< Pcx Vậy điều kiện chống xiên được thỏa. TÍNH CỐT THÉP TRONG MÓNG: Tính cốt thép bên trên theo phương dọc L ứng với momen M ở nhịp : Momen nhịp Đoạn (m) kNm 12.61 2.3 366.1 7.1 280.42 12.9 78.26 19.9 Cánh chịu nén tính cho trường hợp chữ T: Momen ứng với trường hợp trục trung hòa qua mép giữa cánh và sườn : Mf = γbRbbhf(h0-0.5hf) =0.9x11.5x1033.5x0.3(0.65-0.5x0.3) = 5433.75 kNm > MnMAX=366.1 kNm ÞTrục trung hòa qua cánh ,tính theo tiết diện chữ nhật (b’f*h=3.5m*0.7m) am= MnMAX/ (γbRbbh02)=149.95/(0.9x11.5x103*3.5x0.652)= 0.0098 < aR=0.441 Þ Cấu kiện đặt cốt đơn Diện tích nhóm cốt thép: AS=( x γbRbbh0)/RS Momen nhịp am x As (mm2) Chọn 12.61 0.000536 0.00054 45.04778 2d14 366.1 0.015548 0.01567 1317.8258 2d14+4d18 280.42 0.011909 0.01198 1007.5357 2d14+3d18 78.26 0.003324 0.00333 279.96603 2d14 Tính cốt thép bên dưới theo phương dọc L ứng với momen ở gối: Cánh chịu kéo tính toán với trường hợp tiết diện hình chữ nhật: Có : h = 0.7m , b = 0.45 m MgMAX=488.78 kNm am= MgMAX / (γbRbbh02)=488.78/(0.9x11.5x1030.45x0.652)= 0.248 < aR=0.441 Þ Cấu kiện đặt cốt đơn am= M / (γbRbbh02) Diện tích cốt thép chịu kéo: AS=x γbRbbh0/RS Đoạn Moment Gối am x As (mm2) Chọn 1.1 368.05 0.024048 0.02434 2047.1708 4d22+2d20 4.1 548.56 0.035842 0.03651 3070.1079 2d22+5d25 10.1 589.03 0.038486 0.03926 3301.2258 4d22+3d28 15.1 346.26 0.022624 0.02289 1924.5499 4d22+1d25 18.1 467.26 0.03053 0.03101 2607.7973 7d22 21.1 127.11 0.008305 0.00834 701.3311 2d22 2. Tính cốt thép ngang trong móng (Căng thớ dưới): Xem ngàm tại mép cột tính trên 1m dài: q=Pdhmax=92.3 (kN/m2) 1m dài Mmax= ql2/2= 92.3*1.5252/2= 107.3 kNm/m am= M / (γbRbh02)= 0.023 < aR=0.441 Þ Cấu kiện đặt cốt đơn Þ x=0.00.0234 Diện tích cốt thép chịu kéo: AS=x γbRbh0/RS= 389.23 mm2 Chọn 3d14 a320 3.Tính toán cốt đai trong móng : Dựa vào kết quả tính được từ Sap2000 ta có :Qmax=649.03 kN , dùng lực cắt này để tính cho cốt đai trong móng Chọn cốt đai nhóm CII có: d= 12mm, RSW= 225 MPa , ES=21x103 MPa Số nhánh cốt đai n=2 , Aw=113,1 mm2 Khoảng cách giữa các cốt đai theo tính toán : Stt=4 φb2(1+ φf+ φn) γbRbtbh02 RSWn Aw/Q2 φf=0.75(b-bc)hf/bh0=0.75(3.5-0.45)x0.3/3.5x0.45=0.302 φn=0 Þ Stt=1.5 m Khoảng cách lớn nhất giữa các cốt đai: Smax= φb4 γbRbtbh02/Q=1.5*0.9*0.9*103*3.5*0.652/649.03=2.77m Khoảng cách giữa các cốt đai theo cấu tạo: Sct=h/3= 500/3=166.67 mm Chọn s=min(Sct, Smax, Stt) Þ s=sct Chọn s= 150 mm 4.Tính toán cốt xiên : Ta có : Qwb=2Öφb2(1+ φf+ φn) γbRbtbh02 qsw qsw= RSWn Aw/s=203.58 kN/m Þ Qwb=1593.7kN >Qmax=630.85 kN Không phải bố trí cốt xiên PHẦN III: THIẾT KẾ MÓNG CỌC Kết quả thống kê địa chất 1-B: Lớp đất C(kN/m2) φ γday noi (kN/m3) Lớp 2a 9.54 12.02 9.26 Lớp 2b 18.3 15.4 10.41 Lớp 3 22.89 14.64 10.4 Lớp 4 14.64 13.72 9.815 Lớp 5 7.29 13.82 9.875 Lớp 6a 3.263 26.97 9.3 Lớp 6b 3.104 29.5 9.91 Lớp 7 38.24 16.75 10.53 I.TẢI TRỌNG TÁC DỤNG LÊN CỌC: 1. Tải trọng tiêu chuẩn: Ntc = 597.13 kN Mtc = 45.22 kNm Htc = 42.6 kN 2. Tải trọng tính toán : (hệ số vượt tải n = 1,15) Ntt = 686.7 kN Mtt = 52 kNm Htt = 49.05 kN II. THIẾT KẾ MÓNG CỌC: Đặt móng tại HK3 1.Chọn chiều sâu chôn móng: Chọn Df = 2 m 2. chọn sơ bộ số liệu thiết kế móng : Bê tông B25 Þ Rb = 14.5 MPa , Rbt = 1.05 MPa cốt thép cọc:4f20 , Ra = 280 MPa Cốt đai:f12 , Ra= 225 MPa Fa = 12.57 cm2 Chiều dài cọc: L = 11.5 m. Cọc ngàm vào đài một đoạn = 0.5m. Kích thước cọc: 0,3mx0,3m. Fb = 0.09m2. III. TÍNH SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC : 1.Sức chịu tải theo vật liệu: Với: j , hệ số uốn dọc, chọn bằng 0.8 Pvl=0.8 (280*0.001257+14.5*(0.09-0.001257))=1.311 MN= 1311 kN 2. Sức chịu tải theo đất nền: a.Theo chỉ tiêu cơ học: Trong đó * FSs = 2 * FSp = 3 * Qs : Ma sát giữa cọc và đất nền * Qp : Sức chịu mũi của cọc Xác định thành phần ma sát xung quanh coc Qs : fs = ca+sh’.tgja = ca+kssv’.tgja ks = 1.4(1 - sinj)) trong đó : ca = c; ja = j Lớp đất γday noi sv' k fs fsAs Lớp 2a 9.26 21.761 1.11 14.68 24.66 Lớp 3 10.4 39.8 1.05 33.81 64.92 Lớp 4 9.815 97.275 1.07 40.05 173.02 Lớp 5 9.875 126.8 1.07 40.67 117.13 Lớp 6a 9.3 147.95 0.765 60.86 146.1 Tổng: 525.83 Xác định thành phần chịu mũi của cọc Qp theo phương pháp Terzaghi: qp =1.3 cNc +sv’ Nq + 0.4γdNγ c = 3.263 kN/m2, φ = 26.97 , Nc = 29.17, Nq = 15.845, Nγ =13.64 sv’ = 125.758 kN/m2 qp = 1.3*3.263*29.17+125.758*15.845+0.4*9.3*0.3*13.64=2131.6 (kN/m2) Qp = Ap.qp = 2131.6*0.3*0.3 = 191.8 kN Qa = 525.83/2 +191.8/3 = 326.85 kN Chọn Pc=min(Pvl;Qa) =326.85 kN 3. Tính toán số lượng cọc: Chọn b=1.5 Ntt=686.7 kN n= 1.5*686.7/326.85=3.2 Chọn số cọc ngàm vào đài là 4 cọc , khoảng cách giữa các cọc là 3d bằng 0.9 m Đài móng cần thiết để bố trí cọc là : B x L = 1.4 x1.4m Sơ đồ bố trí các cọc: 1Lực tác dụng lên cọc: Trong đó: n : Số cọc trong móng x : toạ độ cọc cần tính xi : tọa độ cọc thứ i ∑Ntt = Ntt +Qd= 6867+0.6*1.42*25+1.4*1.42*18.99=768.2 kN M = Mo + H*h = 52 +49.05*0.6=81.43kN.m xmax = 0.45 m åxi2 = 4*0.452=0.81 m2 Pmax = 768.2/4 +81.43*0.45/0.81=237.3kN Pmin = 768.2/4-81.43*0.45/0.81 = 146.8 kN Pmax = 237.3 kN < Pc = 326.85 kN Pmin >0 Vậy cọc thỏa điều kiện an toàn Sức chịu tải của cọc làm việc theo nhóm: q = arctg(d/s) trong đó : n1 : số hàng cọc n2 : số cọc trong một hàng d : cạnh cọc s : khoảng cách giữa các cọc Pnh = h.ncPc n1 = 2, n2 = 2, d = 0.3, s =0.9 , q = acrtg(0.3/0.9) = 18.430 h = 1-18.43*(2*1+1*2)/(90*2*2)=0.795 Pnh = h.nc.Pc = 0.795*4*326.85 =1039.4 kN > ∑Ntt=768.2 kN 3.Kiểm ta xuyên thủng: Ta thấy tháp xuyên trùm lên toàn bộ cọc nên điều kiện xuyên thủng thỏa. IV. KIỂM TRA ỨNG SUẤT DƯỚI MŨI CỌC 1.Xác định móng khối quy ước: jtb laø goùc ma saùt trong ñöôïc xaùc ñònh theo coâng thöùc sau: = (11*3.4+14*1.6+13*3.6+13.75*2.4+26.5*2)/(3.4+1.6+3.6+2.4+2)=14.8 (độ) Þ a=14.8/4= 4 (độ) Kích thước móng khối quy ước: Lqư=Bpư=b + 2Ltga=1.4 + 2*11*tg4=2.94 m Chiều cao móng : H = 11m Diện tích khối móng quy ước: Sqư=8.644 m2 Truyền lực về tâm khối móng quy ước: Trọng lượng của khối đất và cọc trong móng quy ước W = Wcoc+ñaøi + Wñaát =(4*0.32*11*25+0.6*1.42*25)+2.942*(3.4*9.26+1.6*10.4+3.6*9.815+2.4*9.875+2*9.3) =1215.4 kN ∑Nttqư=Ntt+W=686.7+1215.4=1902.1 kN Þ ∑ Ntcqư=1812.5kN ∑Mttqư=Mtt+Htt*h=52+49.05*(0.6+11)=620.98 kNm Þ ∑Mtcqư= 540 kNm b.Kiểm tra ổn định nền đất dưới mũi cọc: R Ứng =26.97 ta có các thông số A=0.9103 ,B=4.63,D=7.1326 Þ RII=0.9103*2.94*9.3+4.63*(3.4*9.26+1.6*10.4+3.6*9.815+2.4*9.875+2*9.3) +7.1326*3.263=630.4 kN/m2 Ptb=∑ Ntcqư/Fqư= 209.7 kN/m2 Ta thấy R>p p= 209.7-540*6/2.943=82.2 kN/m2>0 p= 209.7+540*6/2.943 = 337.2kN/m2 <1.2R Thỏa điều kiện ổn định đất nền. c.Kiểm tra độ lún dưới móng khối quy ước: Áp lực gây lún : p== 209.7-(3.4*9.26+1.6*10.4+3.6*9.815+2.4*9.875+2*9.3) =83.94 kN/m2 Lập bảng tính lún cho móng: Điểm z(m) z/bqư Ko σgl σbt P1i(kN/m2) P2i(kN/m2) e1i(m) e2i(m) si(m) 0 0 0 0 83.94 125.76 128.085 210.598 0.7125 0.687 0.00736 1 0.5 0.17 0.966 81.086 130.41 132.735 208.8685 0.7107 0.688 0.00672 2 1 0.34 0.848 71.181 135.06 137.385 202.069 0.709 0.69 0.00571 3 1.5 0.51 0.6932 58.187 139.71 142.035 193.918 0.707 0.692 0.00451 4 2 0.68 0.543 45.579 144.36 146.838 187.2795 0.6405 0.631 0.00302 5 2.5 0.85 0.4206 35.305 149.315 151.793 183.207 0.639 0.632 0.00229 6 3 1.02 0.3279 27.524 154.27 156.748 181.4555 0.638 0.632 0.00186 7 3.5 1.19 0.2608 21.892 159.225 161.703 181.5505 0.637 0.632 0.00156 8 4 1.36 0.2121 17.804 164.18 166.658 182.8705 0.635 0.632 0.00104 9 4.5 1.53 0.1742 14.622 169.135 171.613 185.026 0.6342 0.631 0.00095 10 5 1.7 0.1454 12.205 174.09 176.568 187.8325 0.633 0.631 0.00077 11 5.5 1.87 0.123 10.325 179.045 181.523 191.0709 0.632 0.63 0.00067 12 6 2.04 0.1045 8.7717 184 186.478 194.6491 0.6308 0.629 0.00052 13 6.5 2.21 0.0902 7.5714 188.955 191.433 198.5045 0.6923 0.69 0.00056 14 7 2.38 0.0783 6.5725 193.91 196.388 202.5907 0.691 0.689 0.00047 15 7.5 2.55 0.0695 5.8338 198.865 201.343 206.8448 0.6897 0.688 0.00038 16 8 2.72 0.0616 5.1707 203.82 206.298 211.1828 0.6885 0.687 0.00033 17 8.5 2.89 0.0548 4.5999 208.775 211.253 215.6174 0.6874 0.686 0.0003 18 9 3.06 0.0492 4.1298 213.73 Tổng cộng 0.03901 Vậy S=0.03901 m <[Sgh]= 8 cm .Thỏa yêu cầu biến dạng V.TÍNH TOÁN CỌC CHỊU TẢI NGANG: Cao trình lực ngang tác động : lo=2m Chọn K=500Tf/m4=4905 kN/m4 Momen quán tính của cọc : I= 0.34/12=6.75*10-4 m4 Modul đàn hồi của bê tông : Eb=2.8*107kN/m2 Chiều rộng quy đổi của cọc : bc= 1.5d+0.5=1.5*0.3+0.5=0.95 m Hệ số biến dạng : abd=5ÖKbc/ EbI=0.756 m-1 Chiều dài cọc trong đất tính đổi : le = abdl=0.756* 20 =15.12 Các chuyển vị dHH,dMH,dMM của cọc ở cao trình mặt đất , do các ứng lực đơn vị đặt cao trình này Với le=15.12 > 4 nên A0=2.441, B0=1.621 , C0=1.751 = 2.99*10-4 m/kN = 1.501*10-4 kN-1 = 1.225*10-4 kN-1m-1 Momen uốn và lực cắt của cọc tại cao trình mặt đất : H0 = H = 49.05 kN M0 = 0 Chuyển vị ngang và góc xoay tại cao trình mặt đất : Y0=H0dHH+ M0dHM =49.05 * 2.99*10-4=0.0147 m Y0 = H0dMH+ M0dMM =7.36*10-3 Chuyển vị ngang của cọc ở cao trình đáy đài: Dn = yo + yolo +(Hlo3)/(3EbI)+(Mlo2)/( 2EbI) =0.0147+7.36*10-3*2+49.05*23/(3*2.8*107*6.75*10-4)+(52*22)/(2*2.8*107*6.75*10-4) =0.0418 m Tính toán các nội lực : Trong đó : Ze là chiều sâu tính đổi , Ze=abdZ Các giá trị A1, A3, A4 , B1, B3 , B4 ,C1, C3, C4 , D1 , D3 , D4 Tra bảng G3 của TCXD 205 Momen uốn Mz dọc thân của cọc Z Ze A3 B3 C3 D3 Mz 0 0 0 0 1 0 0 0.2646 0.2 -0.001 0 1 0.2 12.8174 0.5291 0.4 -0.011 0.002 1 0.4 23.9954 0.7937 0.6 -0.036 -0.011 0.998 0.6 34.3689 1.0582 0.8 -0.085 -0.034 0.992 0.799 41.9183 1.3228 1 -0.167 -0.083 0.975 0.994 46.7023 1.5873 1.2 -0.287 -0.173 0.938 1.183 49.3746 1.8519 1.4 -0.455 -0.319 0.866 1.358 49.4058 2.1164 1.6 -0.676 -0.543 0.739 1.507 47.537 2.381 1.8 -0.956 -0.867 0.53 1.612 43.961 2.6455 2 -1.295 -1.314 0.207 1.646 39.3449 2.9101 2.2 -1.693 -1.906 -0.271 1.575 33.7963 3.1746 2.4 -2.141 -2.663 -0.949 1.352 27.7981 3.4392 2.6 -2.621 -3.6 -1.877 0.917 21.8931 3.7037 2.8 -3.103 -4.718 -3.108 0.197 16.2139 3.9683 3 -3.541 -6 -4.688 -0.891 10.892 5.291 4 -1.614 -11.73 -17.919 -15.08 -0.80959 5.5556 4.2 0.747 -11.25 -20.902 -20.05 0.85704 Lực cắt Qz cọc chịu tải ngang Z Ze A4 B4 C4 D4 Qz 0 0 0 0 0 1 49.05 0.2646 0.2 -0.02 -0.003 0 1 46.8876 0.5291 0.4 -0.08 -0.021 -0.003 1 41.116 0.7937 0.6 -0.18 -0.072 -0.016 0.997 33.0189 1.0582 0.8 -0.32 -0.171 -0.051 0.989 23.691 1.3228 1 -0.499 -0.333 -0.125 0.967 14.0033 1.5873 1.2 -0.714 -0.575 -0.259 0.917 4.98082 1.8519 1.4 -0.967 -0.91 -0.479 0.821 -3.46591 2.1164 1.6 -1.248 -1.35 -0.815 0.652 -10.5067 2.381 1.8 -1.547 -1.906 -1.299 0.374 -15.8325 2.6455 2 -1.848 -2.578 -1.966 -0.057 -19.6807 2.9101 2.2 -2.125 -3.36 -2.849 -0.692 -21.9086 3.1746 2.4 -2.339 -4.228 -3.973 -1.592 -22.7347 3.4392 2.6 -2.437 -5.14 -5.355 -2.821 -22.2749 3.7037 2.8 -2.346 -6.023 -6.99 -4.445 -20.8069 3.9683 3 -1.969 -6.765 -8.84 -6.52 -18.3374 4.2328 3.2 -1.187 -7.204 -10.822 -9.082 -15.2265 4.4974 3.4 0.147 -7.118 -12.787 -12.13 -11.5751 4.7619 3.6 2.205 -6.212 -14.496 -15.61 -7.24586 5.0265 3.8 5.173 -4.111 -15.601 -19.37 -2.46467 5.291 4 9.244 -0.358 -15.61 -23.14 3.14218 5.5556 4.2 14.591 5.584 -13.87 -26.47 9.37857 Ứng suất sz dọc thân cọc Z Ze A1 B1 C1 D1 sz 0 0 1 0 0 0 0 0.2646 0.2 1 0.2 0.02 0.001 16.5562 0.5291 0.4 1 0.4 0.08 0.011 28.2151 0.7937 0.6 0.999 0.6 0.018 0.036 35.2703 1.0582 0.8 0.997 0.799 0.32 0.085 38.3463 1.3228 1 0.992 0.997 0.499 0.167 38.1449 1.5873 1.2 0.979 1.192 0.718 0.288 35.164 1.8519 1.4 0.955 1.379 0.974 0.456 30.4493 2.1164 1.6 0.913 1.553 1.264 0.678 24.6471 2.381 1.8 0.848 1.706 1.584 0.961 19.0249 2.6455 2 0.735 1.823 1.924 1.308 11.8486 2.9101 2.2 0.575 1.887 2.272 1.72 5.89018 3.1746 2.4 0.347 1.874 2.609 2.195 0.63285 3.4392 2.6 0.033 1.755 2.907 2.724 -4.03629 3.7037 2.8 -0.385 1.49 3.128 3.288 -7.56437 4.2328 3.2 -1.612 0.343 3.132 4.392 -13.6135 4.4974 3.4 -2.45 -0.648 2.772 4.826 -15.8763 4.7619 3.6 -3.445 -1.991 2.05 5.075 -18.123 5.0265 3.8 -4.59 -3.742 0.857 5.029 -20.6343 3.9683 3 -0.928 1.037 3.225 3.858 -10.9915 5.291 4 -5.853 -5.941 -0.927 4.548 -22.9377 5.5556 4.2 -7.179 -8.607 -3.428 3.461 -25.8943 Momen uốn lớn nhất dọc thân cọc là: Mmax = 49.4058 kNm am=Mmax/(γbRbbh02)=49.4058/(0.9*11.5*103*0.3*0.2752) = 0.2104 < aR=0.441 Đặt cốt đơn Þx=0.239 Hàm lượng cốt thép cần thiết bố trí dọc thân cọc: AS=(x γbRbbh0)/RS=728.8 mm2 Chọn 4d22 bố trí dọc thân cọc. Lực cắt lớn nhất dọc thân cọc là: Qmax=49.05 kN Khoảng cách giữa các cốt đai theo tính toán : Stt=4 φb2(1+ φf+ φn) γbRbtbh02 RSWn Aw/Q2=778 mm Khoảng cách lớn nhất giữa các cốt đai: Smax= φb4 γbRbtbh02/Q=1.5*0.9*0.9*103*0.3*0.2752/49.03= 562.2 mm Khoảng cách giữa các cốt đai theo cấu tạo: Sct=h/3= 300/3=150 mm Chọn s=min(Sct, Smax, Stt) Þ s=sct Chọn s= 150 mm VI.TÍNH TOÁN CỐT THÉP TRONG ĐÀI: Bê tông B20 có Rb=11.5MPa 1.Tính cốt thép theo phương x : Ta có : P1+P2= 237.3+237.3=474.6 kN > P3+P4 = 146.8*2 =293.6 kN Nên ta chọn mặt ngàm theo phương y-y tại mép cột do 2 lực P1 và P2 gây ra Momen căng thớ dưới , ta có : M=(P1+P2)*L=474.6*0.3= 142.38 kNm am=M/(γbRbbh02) = 0.0325<aR=0.441 Cấu kiện đặt cốt đơn Þ x = 0.033 Diện tích cốt thép cần thiết trong móng : AS=939.3 mm2 Chọn 8d12 a190 2.Tính cốt thép theo phương y: Ta có :P1+P3 = P2+P4 =384.1 kN Momen căng thớ dưới, ta có :M=384.1*0.3=115.23 kNm am=M/(γbRbbh02) = 0.0263<aR=0.441 Cấu kiện đặt cốt đơn Þ x = 0.0266 Diện tích cốt thép cần thiết trong móng : AS=758.35 mm2 Chọn 7d12 a220 VII.TÍNH CỐT THÉP KHI VẬN CHUYỂN VÀ THI CÔNG CỌC : 1.Khi vận chuyển : Momen lớn nhất khi vận chuyển : Mmax= n*0.0214qL2 n: hệ số động , n=1.2-1.4 , chọn n=1.4 Mmax=1.4*0.0214*25*0.32*11.52= 8.9 kNm 1.Khi cẩu lắp : Momen lớn nhất : Mmax=n*0.041qL2 Chọn n=1.4 , q=25*0.32=2.25 kN/m Þ Mmax=1.4*0.041*2.25*11.52=17.08 kNm So sánh với moment khi chịu tải ngang ta thấy: Mmax vc <Mmax tai ngang= 49.41 kNm. Vậy không phải tính thêm thép