Trung tâm liên hợp gia cư, thương mại và khách sạn Wooshu Plaza

5 - 1997 như sau : Qvl = RuFb + RanFan trong đó - Cọc khoan nhồi đổ bêtông dưới bùn bentonite Ru = Min (R / 4.5; 6000) KN/m2 + Bêtông B20 tương ứng với Mác bêtông M250 nên ta có Ru = 6000 KN/m2 - Fb diện tích mặt cắt ngang của cọc Fb = 0.785 m2 - Ran cường độ chịu nén tính toán của cốt thép làm cọc Ran = Rc/1.5 = 20000 KN/m2 - Fa diện tích mặt cắt ngang cốt thép dọc trục của cọc Fa= 0.0061m2 Vậy sức chịu tải theo vật liệu : Qvl = 5928.817 kN 7.3 Khảo sát sức chịu tải của cọc theo đất nền Để có thể lựa chọn chiều sâu chôn cọc một cách hợp lý và hiệu quả, cần thiết phải thiết lập đường cong quan hệ sức chịu tải của cọc theo độ sâu. Ở đây chỉ trình bày cách tính toán sức chịu tải ở một vài độ sâu duy nhất, các độ sâu còn lại tính toán tương tự. Tính toán sức chịu tải với độ sâu mũi cọc Chiều sâu đặt đài cọc : 5.5m Chiều sâu mũi cọc : 55.5 m Chiều dài cọc từ đáy đài Lc : 50m Đường kính cọc : D = 1m Hình 7.1 Độ sâu mũi cọc ở độ sâu 55.5m 7.3.1 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền (Phụ lục A TCXD 205 - 1998) Sức chịu tải cho phép của cọc đơn Qa= Qtc/ktc Trong đó : - Qa : Sức chịu tải cho phép tính toán theo đất nền - Ktc : Hệ số an toàn lấy bằng 1.75 - Qtc : Sức chịu tải tiêu chuẩn tính toán theo đất nền của cọc đơn Qtc = m(mrqpAp + uSmffsili ) + mr, mf : Hệ số điều kiện làm việc của đất ở mũi cọc và ở mặt bên cọc . mf = 0.6 đối với cọc khoan nhồi đổ bêtông dưới nước hoặc dung dịch sét mr = 1 + fsi: cường độ chịu tải ở mặt bên cọc (tra bảng A2-PLA-205-1998) +qp : cường độ chịu tải của đất dưới mũi cọc (tra bảng A1 –PLA–205–1998) + u = 3.14m : chu vi tiết diện ngang cọc. + li : chiều dày phân lớp thứ i. +Ap : diện tích mũi Ap = p´ d24 = 0.7854 (m2) Bảng 7.3 Bảng tính toán sức chịu tải thành phần ma sát Lớp đất Chiều dày lớp đất (m) Phân lớp Z(m)( từ đáy móng) Độ sâu trung bình (m) Độ sệt IL fsi (KN/m2) Chiều dày phân lớp Li (m) fi.Li (KN/m) mf mf.fi.Li 5.50 4 3 1 1.00 6.00 0.2 58.00 1 58.00 0.9 52.2 2 2.00 7.00 0.2 60.00 1 60.00 0.9 54 3 3.00 8.00 0.2 62.00 1 62.00 0.9 55.8 5 5.5 5 4.00 9.00 0.56 22.00 1 22.00 0.9 19.8 6 5.00 10.00 0.56 22.20 1 22.20 0.9 19.98 7 6.00 11.00 0.56 22.40 1 22.40 0.9 20.16 8 7.00 12.00 0.56 22.60 1 22.60 0.9 20.34 9 8.00 13.00 0.56 22.80 1 22.80 0.9 20.52 10 8.50 13.75 0.56 22.95 0.5 11.48 0.9 10.33 6 16.5 11 10.15 14.83 0.58 21.57 1.65 35.58 0.9 32.02 12 11.80 16.48 0.58 21.72 1.65 35.83 0.9 32.25 13 13.45 18.13 0.58 21.85 1.65 36.05 0.9 32.45 14 15.10 19.78 0.58 21.98 1.65 36.27 0.9 32.64 15 16.75 21.43 0.58 22.11 1.65 36.49 0.9 32.84 16 18.40 23.08 0.58 22.25 1.65 36.71 0.9 33.04 17 20.05 24.73 0.58 22.38 1.65 36.92 0.9 33.23 18 21.70 26.38 0.58 22.73 1.65 37.50 0.9 33.75 19 23.35 28.03 0.58 23.13 1.65 38.16 0.9 34.34 20 25.00 29.68 0.58 23.52 1.65 38.81 0.9 34.93 8 6.3 21 26.50 31.25 0.28 72.55 1.5 108.83 0.9 97.94 22 28.00 32.75 0.28 73.93 1.5 110.90 0.9 99.81 23 29.50 34.25 0.28 75.31 1.5 112.97 0.9 101.7 24 31.30 35.90 0.28 76.00 1.8 136.80 0.9 123.1 9 5.700 25 32.80 37.55 0.34 62.00 1.5 93.00 0.9 83.7 26 34.30 39.05 0.34 62.00 1.5 93.00 0.9 83.7 27 35.80 40.55 0.34 62.00 1.5 93.00 0.9 83.7 28 37.00 41.90 0.34 62.00 1.2 74.40 0.9 66.96 10 5.3 29 38.30 43.15 0 100.00 1.3 130.00 0.9 117 30 39.60 44.45 0 100.00 1.3 130.00 0.9 117 31 40.90 45.75 0 100.00 1.3 130.00 0.9 117 32 42.30 47.10 0 100.00 1.4 140.00 0.9 126 10a 4.2 33 43.50 48.40 0.46 41.60 1.2 49.92 0.9 44.93 34 45.00 49.75 0.46 41.60 1.5 62.40 0.9 56.16 35 46.50 51.25 0.46 41.60 1.5 62.40 0.9 56.16 11 3.5 36 47.70 52.60 0.46 41.60 1.2 49.92 0.9 44.93 37 48.90 53.80 0.46 41.60 1.2 49.92 0.9 44.93 38 50.00 54.95 0.46 41.60 1.1 45.76 0.9 41.18 ∑mf.fi.Li 2111 Qs=u.∑mf.fi.Li 6630 Ta có lớp đất 11 là lớp đất cát nên Cường độ chịu tải ở mũi cọc được tính theo công thức ( A1-PLA-205-1998) : qp =0.75b(gI’dAKo + agILBKo) Trong đó : gI’ là trị tính toán trung bình của trọng lượng thể tích đất các lớp nằm phía trên cọc. Ta có : gI’ = 8.89 KN/m3 ( có sét đến sự đẩy nổi) Mũi cọc nằm ở lớp đất 11 có g = 19.3 KN/m3 Þ gI = 9.3 KN/m3 Các hệ số a, b, AKo, BKo được tra theo bảng A6 (phụ lục A TCXD 205-1998) : a = 0.44 ; b = 0.306 ; AKo = 9.5 ;BKo = 18.6 Ta có qp = 8943.825 KN Sức chịu tải ở mũi cọc :Qp = qpAp = 7024.463 KN Ta có sức chịu tải tiêu chuẩn : Qu = Qs + Qp = 13654.826 KN Vậy Qa = Qu/ktc = 7802.758 KN Ở đây ta nhận thấy sức chịu tải mũi cọc lớn hơn sức chịu tải ma sát của cọc. Điều này không hợp lý.Tính sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý dựa trên những thống kê dữ liệu đã được thiết lập không còn phù hợp với thực tế. 7.3.2 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ của đất nền ( Phụ lục B - 205 – 1998) Sức chịu tải cực hạn : Qu = Qs + Qp = As´fs + Apqp Sức chịu tải cho phép : Qa = QsFSs + QpFSp trong đó : - FSs hệ số an toàn cho thành phần ma sát bên. -FSp hệ số an toàn cho sức chống dưới mũi cọc. + Ma sát trên đơn vị diện tích mặt bên của cọc được xác định theo công thức trong đó - : lực dính giữa thân cọc và đất, lấy (tính theo TTHGH I, lấy giá trị cận dưới thiên về an toàn). - ứng suất pháp tuyến hữu hiệu tại mặt bên cọc (kN/m2) - là ứng suất hữu theo phương thẳng đứng (kN/m2) -- 3o Góc ma sát giữa cọc và đất nền. - là hệ số áp lực ngang. Bảng 7.4 Bảng xác định sức kháng hông cực hạn Qsi Lớp đất Chiều dày lớp đất (m) Chiều sâu trung bình (m) Lực dính c (KN/m2) Góc ma sát j (rad) Dung trọng đẩy nổi (KN/m2) s'v (KN/m2) fsi (KN/m2) fsi .li (KN/m2) 4 3 7 34.163 0.135 9.40 14.1 35.818 107.45 5 5.5 11.25 4.384 0.269 9.10 53.225 15.171 83.44 6 16.5 22.25 8.05 0.324 9.20 154.15 43.321 714.8 8 6.3 33.65 27.2 0.277 8.90 258.085 80.531 507.34 9 5.7 39.65 3.398 0.188 9.30 312.625 51.752 294.99 10 5.3 45.15 46.866 0.322 9.70 364.835 130.007 689.04 10a 4.2 49.9 12.967 0.146 9.40 410.28 64.493 270.87 11 3.5 53.75 10.02 0.245 9.30 446.295 94.418 330.46 Sfili 2998.4 + Lực ma sát hông Qs = uSfili = 9417.74 KN + Sức kháng mũi đơn vị tính theo công thức của Terzerghi : qp = 1.3cNc + svNq + 0.3gdNg Trong đó : (hoặc nội suy từ bảng ) Mũi cọc cắm vào lớp đất 11 có góc ma sát mũi j = jI - 3 = 17.84o Ta có : Nc = 15.363 ; Nq = 5.947 ;Ng = 3.92 Þ qp = 3960.249 KN/m2 Þ Qp = qpAp = 3110.37 KN Ta có sức chịu tải ma sát và sức chịu tải mũi không đồng thời tiến đến cực hạn nên : Chọn FSs = 2 ; FSp = 3 Vậy sức chịu tải cho phép của một cọc đơn : Qa = QsFSs + QpFSp = 5746 kN 7.3.3 Sức chịu tải của cọc theo thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn (SPT) - Sức chịu tải của cọc theo công thức Nhật Bản (Phụ lục C.2.3 205– 1998) Qa = 1/3(a Ap.Na +(0.2 ´Ns Ls + Nc.Lc)´u Trong đó : + Na : Chæ soá SPT cuûa ñaát döôùi muõi coïc + Ns :Chæ soá SPT cuûa lôùp ñaátđ rời beân thaân coïc + Nc : Chæ soá SPT cuûa lôùp ñất dính beân thaân coïc + Ap : diện tích tiết diện mũi cọc. + Lc (m) chiều dài phần thân cọc nằm trong lớp đất dính +Ls (m) chiều dài phần thân cọc nằm trong lớp đất rời. + a =15 với cọc khoan nhồi + u : chu vi cọc khoan nhồi : u = 3.14 m Bảng 7.5 Bảng tính chỉ số SPT các lớp đất Lớp đất Loại đất Lci (m) Lsi (m) Nci Nsi Nai 4 Sét 3 16 5 Sét 5.5 10 6 Cát 16.500 14 8 Sét 6.300 16 9 Cát 5.700 22 10 Sét 5.300 33 10a Sét 4.200 29 11 Cát 3.500 30 30 Vậy sức chịu tải theo SPT : Qa = 7385.675 kN 7.3.4 Biểu đồ sức chịu tải của cọc theo đất nền thay đổi theo độ sâu Thực hiện tính toán tương tự cho các độ sâu khác nhau ta có các giá trị sức chịu tải theo đất nền theo độ sâu được trình bày trong bảng 7.6 Bảng 7.6 Bảng kết quả sức chịu tải của cọc theo đất nền thay đổi theo độ sâu : Lớp Chiều sâu cắm cọc Qa(Vật liệu) Qa(cơ lý)( Phụ lục A) Qa(cường độ)( Phụ lục B) Qa(SPT) QaMin 9 40 5928.82 4926.660 3313.72068 3629.377 3313.7 42 5928.82 5319.64576 3524.58655 3721.531 3524.6 44 5928.82 4892.307 3467.58393 4694.901 3467.6 10 46 5928.82 5323.15415 3890.65241 5386.051 3890.7 47 5928.82 5710.91644 4327.60981 5731.626 4327.6 10a 50 5928.82 4765.50889 4724.36169 6519.119 4724.4 52 5928.82 4944.81304 4957.93432 7126.493 4944.8 11 54 5928.82 7626.14809 5598.94883 7291.427 5598.9 56 5928.82 7919.17581 5942.07707 7417.091 5928.8 58 5928.82 8212.20354 6296.2556 7542.755 5928.8 11 60 5928.82 8505.23126 6661.48442 7668.418 5928.8 Hình 7.2 Biểu đồ quan hệ sức chịu tải của cọc theo đất nền theo độ sâu Từ biểu đồ quan hệ sức chịu tải theo đất nền thay đổi theo độ sâu (hình 7.2) ta nhận thấy rằng việc xác định sức chịu tải bằng nhiều phương pháp khác nhau có sự chênh lệch lớn. Sức chịu tải tính toán dựa vào thí nghiệm xuyên SPT lớn gấp khoảng 1.5 lần so với sức chịu tải tính theo chỉ tiêu cường độ ( phụ lục B). Đặc biệt nhận thấy tại độ sâu 41m đến 43m (từ lớp 9 qua lớp 10) sức chịu tải tính theo chỉ tiêu cơ lý (phụ lục A) tăng nhanh do độ sệt giảm từ 0.34 ở lớp 9 đến 0 ở lớp 10. Tuy nhiên cũng ở độ sâu này, sức chịu tải tính theo chỉ tiêu cường độ ( phụ lục B) lại giảm nhẹ do góc ma sát của đất nền tại mũi cọc giảm từ 21.4o đến 9.7o mặc dù lực dính c tăng đáng kể từ 3.3 kN/m2 lên 43.7 kN/m2. Như vậy, việc tính toán sức chịu tải phụ thuộc vào nhiều yếu tố dẫn đến kết quả không cho một giá trị đáng tin cậy. Vì vậy, cần phải thực hiện thí nghiệm nén tĩnh cọc để lựa chọn một giá trị đáng tin cậy, đồng thời kiểm nghiệm lại bằng các phương pháp tính toán sức chịu tải khác. Dựa vào quan hệ sức chịu tải đất nền theo độ sâu ta nhận thấy rằng, từ độ sâu 41m đến 61m sức chịu tải thay đổi nhanh so với độ sâu đất nền ; kể từ độ sâu 61m sức chịu tải của cọc thay đổi chậm so với sự thay đổi theo độ sâu. Vì thế, độ sâu đặt mũi cọc tại độ sâu khoảng 55.5m là hợp lý. Sức chịu tải của cọc : Qa = min ( Qa(vật liệu) ; Qa(cơ lý) ; Qa(cường độ đất nền ) ;Qa(SPT) ) = 5746 kN 7.4 Mặt bằng bố trí móng : Dựa vào kết quả nội lực tại chân cột và mặt bằng kết cấu, từ đó ta có thể phân chia mặt bằng móng ( Xem bản vẽ 13/16) 7.5 Thiết kế móng M1(Móng dưới chân cột 8C) 7.5.1 Tính toán sức chịu tải cọc Chọn đường kính cọc D = 1m, độ sâu cắm mũi cọc tại cao độ 55.5m. Theo phần tính toán 7.2 và 7.3 ta có sức chịu tải cọc Qa = min ( Qa(vật liệu) ; Qa(cơ lý) ; Qa(cường độ đất nền ) ;Qa(SPT) ) = 5746 kN 7.5.2 Phản lực chân cột lên Móng Theo đúng nguyên tắc ta phải tính toán và thiết kế móng cọc phải chọn tất cả mọi tổ hợp nội lực để tính toán và kiểm tra.Tuy nhiên để đơn giản trong tính toán, theo kinh nghiệm ta thường chọn các cặp nội lực sau để thiết kế tính toán và kiểm tra móng cọc. -Cặp tổ hợp 1 : Lực dọc N lớn nhất -Cặp tổ hợp 2 : Môment Mx lớn nhất -Cặp tổ hợp 3 : Môment My lớn nhất -Cặp tổ hợp 4 : Lực ngang Vx lớn nhất -Cặp tổ hợp 5 : Lực ngang Vy lớn nhất Bảng 7.7 Nội lực chân cột C1 (móng M1) Tổ hợp Ntt Mxtt Mytt Vxtt Vytt 1 5399.7 17.619 83.795 34.85 5.15 2 5014.2 225.53 24.457 21.84 -71.66 3 5399.7 17.619 83.795 34.85 5.15 4 5399.7 17.619 83.795 34.85 5.15 5 4276.9 -197.2 28.164 16.05 79.85 Xét đến sự truyền tải của sàn tầng hầm lên móng và moment do lực ngang gây ra tại tâm đáy móng ta có : Bảng 7.8 Nội lực chân cột quy về tâm móng M1 Tổ hợp Giá trị tính toán Giá trị tiêu chuẩn n = 1.15 Ntt Mxtt Mytt Vxtt Vytt Ntc Mxtc Mytc Vxtc Vytc 1 5600.37 27.919 153.5 34.85 5.15 4869.9 24.277 133.47 30.304 4.4783 2 5214.84 82.205 68.137 21.84 -71.66 4534.6 71.483 59.25 18.991 -62.31 3 5600.37 27.919 153.5 34.85 5.15 4869.9 24.277 133.47 30.304 4.4783 4 5600.37 27.919 153.5 34.85 5.15 4869.9 24.277 133.47 30.304 4.4783 5 4477.5 -37.47 60.264 16.05 79.85 3893.5 -32.58 52.403 13.957 69.435 Ta có tổ hợp nội lực 1, 3 , 4 trùng nhau. 7.5.3 Bố trí cọc và kích thước móng M1: Chọn cặp tổ hợp nội lực 1 để tính toán , sau đó kiểm tra lại với các tổ hợp còn lại Tổng số cọc trên một móng sơ bộ : ncsb = 1.2´ NttQa = 1.2´ 5600.375746 = 1.169 Chọn số lượng cọc : n = 1 cọc Chiều cao đài cọc : Hđ = 2m Chiều sâu đặt móng : Df = 5.5m Bố trị cọc đúng tâm với cột, mép cọc cách mép đài 0.3 m Ta có kích thước đài là 1.6x1.6 m2 7.5.4 Kiểm tra lực tác dụng lên cọc và đài cọc 7.5.4.1 Kiểm tra sức chịu tải của cọc đơn : Tải trọng truyền xuống đáy đài : Lực dọc Với trọng lượng bản thân đài cọc Qbt =25´Hđ ´Fđ = 128 KN ( Diện tích đài cọc Fđ = 1.6 x1.6=2.56 m2) trọng lượng đất trên đài cọc Qđ = 0 Lực tác dụng lên đầu cọc :P = Nđ = 5600.37 + 128 = 5728.37 KN Ta có P < Qa = 5746 KN ( Thỏa điều kiện ) 7.5.4.2 Kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc Kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc theo trạng thái dưới hạn thứ II Kích thước mép cọc : B' = 1m ; L' = 1 m Chiều dài cọc cắm vào trong đất tính từ đáy đài : Lttc = 50m Chiều rộng móng quy ước theo phương Y : Chiều rộng móng quy ước theo phương X : Bảng 7.9 Bảng tính các lớp đất Tính từ đáy móng Lớp đất hi (m) jI hi´jI 4 3 10.72 32.16 5 5.5 18.44 101.42 6 16.5 21.55 355.58 8 6.3 13.77 86.751 9 5.7 21.43 122.15 10 5.3 11.36 60.208 10a 4.2 17.01 71.442 11 3.5 20.84 72.94 S hi´jI 902.65 Với : = 18.053o , = 4.513o Tính được : Chiều rộng móng khối quy ước theo phương X : Bqư = 8.39 m Chiều rộng móng khối quy ước theo phương Y : Lqư = 8.39 m Moment chống uốn : Chiều cao khối móng quy uớc : Diện tích móng khối qui ước : Trọng lượng đất trên móng quy ước : Trọng lượng cọc : Với gi’ = gi - gn là trọng lượng riêng đẩy nổi của đất gn = 10 KN/m3 Moment chống uốn phương X (m3) Wx 98.41 Moment chống uốn phương Y (m3) Wy 98.41 Chiều cao móng khối quy ước (m) Hqư 52.00 Diện tích móng khối quy ước (m2) Fqư 70.38 Trọng lượng đất trên móng khối quy ước (KN) N1 0.00 Trọng lượng cọc (KN) Nc 589.05 Trọng lượng lớp 4 (KN) N4 1962.62 Trọng lượng lớp 5 (KN) N5 3522.62 Trọng lượng lớp 6 (KN) N6 10618.41 Trọng lượng lớp 8 (KN) N8 3919.89 Trọng lượng lớp 9 (KN) N9 3728.87 Trọng lượng lớp 10 (KN) N10 3497.20 Trọng lượng lớp 10a (KN) N10a 2657.09 Trọng lượng lớp 11 (KN) N11 2217.03 Tổng lực tác dụng lên móng khối quy ước (KN) P 32712.78 Tải trọng quy về tânm móng khối quy ước : Tải trọng quy về móng khối quy ước SNtcqu = Ntc + P SNtcqư 37582.67 SMtcqu = Mtc + Qtc ´ Df SMtcxqư 24.277391 SMtcyqư 133.47391 Ứng suất dưới đáy móng khối qui ước : Hình 7.6 Khối móng quy ước Cường độ tiêu chuẩn : Với s'vp = 459.2 kN/m2 Các hệ số : , , Với mũi cọc tại lớp 11 có :, cII = 9.5 kN/m2: m = 1; A = 0.564; B = 3.256; D = 5.856 Ta có cường độ tiêu chuẩn đất nền dưới móng khối quy ước : Rtc = 2503.756 kN/m2 Điều kiện kiểm tra: pmin > 0 Bảng 7.10 Kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc Tải trọng quy về móng khối quy ước SNtcqu = Ntc + P SNtcqư 37582.67 SMtcqu = Mtc + Qtc * Df SMtcxqư KN/m2 24.2773913 SMtcyqư KN/m2 133.473913 Ứng suất đáy móng khối quy ước ptcTB = SNqu/Fqu ptcTB KN/m2 533.9815428 ptcmax = SNqu/Fqu + SMtcqux/Wx + SMtcquy/Wy ptcMax KN/m2 535.584538 ptcmin = SNqu/Fqu - SMtcqux/Wx - SMtcquy/Wy ptcMin KN/m2 532.3785476 Điều kiện kiểm tra ptcTB < RIIqư Thỏa ptcMax < 1.2RIIqư Thỏa ptcMin > 0 Thỏa 7.5.4 .3 Kiểm tra xuyên thủng đài cọc Chiều cao hữu ích của đài: Ho=1.85m. Ta có móng chỉ có một cọc dưới chân cột nên không cần kiểm tra xuyên thủng 7.5.5 Kiểm tra độ lún móng cọc Bảng 7.11 Kết quả thí nghiệm cố kết các lớp đất P 50 100 150 200 Lớp Mẫu kN/m2 kN/m2 kN/m2 kN/m2 11 ND1-24 0.665 0.648 0.638 0.633 12 ND1-25 0.621 0.601 0.589 0.583 Biểu đồ thí nghiệm mẫu ND1-24 y = -0.0234Ln(x) + 0.7564 0.630 0.635 0.640 0.645 0.650 0.655 0.660 0.665 0.670 0 50 100 150 200 250 Hình 7.9 Biều đồ thí nghiệm nén cố kết lớp 11 Biểu đồ thí nghiệm mẫu ND1-25 y = -0.0278Ln(x) + 0.7296 0.580 0.585 0.590 0.595 0.600 0.605 0.610 0.615 0.620 0.625 0 50 100 150 200 250 Hình 7.10 Biều đồ thí nghiệm nén cố kết lớp 12 Xác định ứng suất gây lún với kN/m2 , kN/m2 kN/m2 Các công thức tính : p1 = sbt : ứng suất do trọng lượng bản thân các lớp đất gây ra p2 = sbt +sgl : ứng suất tổng cộng sau khi xây dựng công trình Si = hi (e1 - e2) / (1 + e1) độ lún của lớp đất có bề dày hi Giới hạn độ sâu tính lún: là vị trí có : sbt / sgl > 5 Bảng 7.12 Bảng tính lún : Bqu = 8.39m, Lqư = 8.39m Lớp Phân lớp Điểm z (m) b (m) z/b ko σz (Kpa) σbt (Kpa) p1i (Kpa) p2i (Kpa) e1i e2i Si (cm) Lớp 11 1 0 0 8.39 0 1.000 75.52 460.88 465.48 540.64 0.633 0.6301 0.183 1 1 8.39 0.1192 0.991 74.81 470.08 2 474.68 547.495 0.633 0.6299 0.175 2 2 8.39 0.2384 0.938 70.82 479.28 3 483.88 551.025 0.632 0.6298 0.159 3 3 8.39 0.3576 0.840 63.47 488.48 4 493.08 552.145 0.632 0.6297 0.139 4 4 8.39 0.4768 0.724 54.66 497.68 5 502.28 552.645 0.632 0.6297 0.117 5 5 8.39 0.5960 0.610 46.07 506.88 6 511.48 553.78 0.631 0.6297 0.097 6 6 8.39 0.7152 0.510 38.53 516.08 7 520.68 556.065 0.631 0.6296 0.081 7 7 8.39 0.8344 0.427 32.24 525.28 8 529.88 559.555 0.631 0.6295 0.053 8 8 8.39 0.9536 0.359 27.11 534.48 S Si = 1.004 Tổng độ lún là S = 1.004 cm < Sgh = 8cm thỏa điều kiện về độ lún móng khối quy ước. 7.5.6 Tính toán cốt thép cho đài cọc : Ta có móng chỉ có một cọc nên cốt dọc trong đài được bố trí theo cấu tạo d14a200 theo hai phương 7.5.7 Kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang Lực cắt của cọc tại cao trình đáy đài tác dụng lên mỗi cọc : 34.85 kN , 5.15. kN = 35.23kN Vì là móng chỉ có một cọc nên cọc phải chịu tác động do Môment của cột truyền xuống Mox = 17.619 KNm ; Moy = 83.795 KNm Þ Momen quán tính tiết diện ngang của cọc : Chiều rộng qui ước của cọc : Với d = 1 > 0.8m nên bc = 1 + d Chọn hệ số nền K = 5500 kN/m4 Hệ số biến dạng : = 0.325 m-1 Chiều dài tính đổi của phần cọc trong đất : = 19.18 m Chuyển vị : le = 19.18 m Þ Tra bảng ta được A0 = 2.441, B0 = 1.621, C0 = 1.751 Các chuyển vị của cọc ở cao trình đáy đài do các ứng lực đơn vị đặt cao trình này : Chuyển vị ngang y0 : Góc xoay y0  : + Moment uốn dọc thân cọc : Bảng 7.36 Bảng xác định moment dọc thân cọc Bảng tính moment Mz dọc thân cọc z ze A3 B3 C3 D3 Mz(KNm) 0.000 0 0 0 1 0 156.08 0.261 0.1 0 0 1 0.1 165.27 0.521 0.2 -0.001 0 1 0.2 173.98 0.782 0.3 -0.004 -0.001 1 0.3 182.15 1.043 0.4 -0.011 -0.002 1 0.4 188.42 1.304 0.5 -0.021 -0.005 0.999 0.5 193.94 1.564 0.6 -0.036 -0.011 0.998 0.6 198.35 1.825 0.7 -0.057 -0.02 0.996 0.699 200.91 2.086 0.8 -0.085 -0.034 0.992 0.799 202.02 2.347 0.9 -0.121 -0.055 0.985 0.897 201.61 2.607 1 -0.167 -0.083 0.975 0.994 198.83 2.868 1.1 -0.222 -0.122 0.96 1.09 195.52 3.129 1.2 -0.287 -0.173 0.938 1.183 191.14 3.389 1.3 -0.365 -0.238 0.907 1.273 184.79 3.650 1.4 -0.455 -0.319 0.866 1.358 177.45 3.911 1.5 -0.559 -0.42 0.811 1.437 169.13 4.172 1.6 -0.676 -0.543 0.739 1.507 160.42 4.432 1.7 -0.808 -0.691 0.646 1.566 150.81 4.693 1.8 -0.956 -0.867 0.53 1.612 140.61 4.954 1.9 -1.118 -1.074 0.385 1.64 130.63 5.215 2 -1.295 -1.314 0.207 1.646 120.26 5.475 2.1 -1.487 -1.59 -0.01 1.627 109.54 5.736 2.2 -1.693 -1.906 -0.271 1.575 99.13 5.997 2.3 -1.912 -2.263 -0.582 1.486 88.63 6.257 2.4 -2.141 -2.663 -0.949 1.352 78.63 6.518 2.5 -2.379 -3.109 -1.379 1.165 69.06 6.779 2.6 -2.621 -3.6 -1.877 0.917 60.36 7.040 2.7 -2.865 -4.137 -2.452 0.598 51.59 7.300 2.8 -3.103 -4.718 -3.108 0.197 44.08 7.561 2.9 -3.331 -5.34 -3.852 -0.295 36.56 7.822 3 -3.54 -6 -4.688 -0.891 30.24 8.083 3.1 -3.722 -6.69 -5.621 -1.603 23.67 8.343 3.2 -3.864 -7.403 -6.653 -2.443 18.70 8.604 3.3 -3.955 -8.127 -7.785 -3.424 14.15 8.865 3.4 -3.979 -8.847 -9.016 -4.557 10.47 9.125 3.5 -3.919 -9.544 -10.34 -5.854 7.58 9.386 3.6 -3.757 -10.196 -11.751 -7.325 4.82 9.647 3.7 -3.471 -10.776 -13.235 -8.979 2.62 9.908 3.8 -3.036 -11.252 -14.774 -10.821 1.78 10.168 3.9 -2.427 -11.585 -16.346 -12.854 0.90 10.429 4 -1.614 -11.731 -17.919 -15.075 1.00 10.690 4.1 -0.567 -11.638 -19.454 -17.478 1.07 10.951 4.2 0.747 -11.249 -20.902 -20.048 1.84 Hình 7.25 Biểu đồ moment dọc thân cọc + Lực cắt dọc thân cọc Bảng 7.37 Bảng tính lực cắt dọc thân cọc Bảng tính lực cắt Qz dọc thân cọc z ze A4 B4 C4 D4 Qz(KNm) 0.000 0 0 0 0 1 35.23 0.261 0.1 -0.005 0 0 1 34.31 0.521 0.2 -0.02 -0.003 0 1 32.05 0.782 0.3 -0.045 -0.009 -0.001 1 28.39 1.043 0.4 -0.08 -0.021 -0.003 1 23.81 1.304 0.5 -0.125 -0.042 -0.008 0.999 18.64 1.564 0.6 -0.18 -0.072 -0.016 0.997 12.88 1.825 0.7 -0.245 -0.114 -0.03 0.994 6.84 2.086 0.8 -0.32 -0.171 -0.051 0.989 0.91 2.347 0.9 -0.404 -0.243 -0.082 0.98 -4.98 2.607 1 -0.499 -0.333 -0.125 0.967 -10.83 2.868 1.1 -0.603 -0.443 -0.183 0.946 -16.26 3.129 1.2 -0.716 -0.575 -0.259 0.917 -21.14 3.389 1.3 -0.838 -0.73 -0.356 0.876 -25.63 3.650 1.4 -0.967 -0.91 -0.479 0.821 -29.39 3.911 1.5 -1.105 -1.116 -0.63 0.747 -32.94 4.172 1.6 -1.248 -1.35 -0.815 0.652 -35.64 4.432 1.7 -1.396 -1.613 -1.036 0.529 -37.71 4.693 1.8 -1.547 -1.906 -1.299 0.374 -39.11 4.954 1.9 -1.699 -2.227 -1.608 0.181 -40.25 5.215 2 -1.848 -2.578 -1.966 -0.057 -40.50 5.475 2.1 -1.992 -2.956 -2.379 -0.345 -40.51 5.736 2.2 -2.125 -3.36 -2.849 -0.692 -39.80 5.997 2.3 -2.243 -3.785 -3.379 -1.104 -38.82 6.257 2.4 -2.339 -4.228 -3.973 -1.592 -37.41 6.518 2.5 -2.407 -4.683 -4.632 -2.161 -35.67 6.779 2.6 -2.437 -5.14 -5.355 -2.821 -33.70 7.040 2.7 -2.42 -5.591 -6.143 -3.58 -31.47 7.300 2.8 -2.346 -6.023 -6.99 -4.445 -29.15 7.561 2.9 -2.2 -6.42 -7.892 -5.423 -26.59 7.822 3 -1.969 -6.765 -8.84 -6.52 -23.84 8.083 3.1 -1.638 -7.034 -9.822 -7.739 -21.43 8.343 3.2 -1.187 -7.204 -10.822 -9.082 -18.53 8.604 3.3 -0.599 -7.243 -11.819 -10.549 -15.96 8.865 3.4 0.147 -7.118 -12.787 -12.133 -13.40 9.125 3.5 1.074 -6.789 -13.692 -13.826 -10.83 9.386 3.6 2.205 -6.212 -14.496 -15.613 -8.33 9.647 3.7 3.563 -5.338 -15.151 -17.472 -6.00 9.908 3.8 5.173 -4.111 -15.601 -19.374 -3.95 10.168 3.9 7.059 -2.473 -15.779 -21.279 -1.75 10.429 4 9.244 -0.358 -15.61 -23.14 0.26 10.690 4.1 11.749 2.304 -15.007 -24.895 1.97 10.951 4.2 14.591 5.584 -13.87 -26.468 3.68 Hình 7.26 Biểu đồ lực cắt dọc thân cọc + Ứng suất theo phương ngang của mặt bên cọc Bảng 7.38 Báng tính ứng suất theo phương ngang của mặt bên cọc Bảng tính ứng suất sy theo phương ngang của mặt bên cọc z ze A1 B1 C1 D1 sz(KNm) 0.000 0 1 0 0 0 0.00 0.261 0.1 1 0.1 0.005 0 3.21 0.521 0.2 1 0.2 0.02 0.001 5.83 0.782 0.3 1 0.3 0.045 0.004 7.90 1.043 0.4 1 0.4 0.08 0.011 9.47 1.304 0.5 1 0.5 0.125 0.021 10.58 1.564 0.6 0.999 0.6 0.18 0.036 11.25 1.825 0.7 0.999 0.7 0.245 0.057 11.57 2.086 0.8 0.997 0.799 0.32 0.085 11.55 2.347 0.9 0.995 0.899 0.405 0.121 11.23 2.607 1 0.992 0.997 0.499 0.167 10.72 2.868 1.1 0.987 1.095 0.604 0.222 9.98 3.129 1.2 0.979 1.192 0.718 0.288 9.04 3.389 1.3 0.969 1.287 0.841 0.365 8.02 3.650 1.4 0.955 1.379 0.974 0.456 6.95 3.911 1.5 0.937 1.468 1.115 0.56 5.83 4.172 1.6 0.913 1.553 1.264 0.678 4.66 4.432 1.7 0.882 1.633 1.421 0.812 3.48 4.693 1.8 0.843 1.706 1.584 0.961 2.32 4.954 1.9 0.795 1.77 1.752 1.126 1.26 5.215 2 0.735 1.823 1.924 1.308 0.23 5.475 2.1 0.662 1.863 2.098 1.506 -0.75 5.736 2.2 0.575 1.887 2.272 1.72 -1.56 5.997 2.3 0.47 1.892 2.443 1.95 -2.38 6.257 2.4 0.347 1.874 2.609 2.195 -2.96 6.518 2.5 0.202 1.83 2.765 2.454 -3.54 6.779 2.6 0.033 1.755 2.907 2.724 -4.07 7.040 2.7 -0.162 1.643 3.03 3.003 -4.41 7.300 2.8 -0.385 1.49 3.128 3.288 -4.65 7.561 2.9 -0.64 1.29 3.196 3.574 -4.89 7.822 3 -0.928 1.037 3.225 3.858 -5.06 8.083 3.1 -1.251 0.723 3.207 4.133 -5.03 8.343 3.2 -1.612 0.343 3.132 4.392 -5.14 8.604 3.3 -2.011 -0.112 2.991 4.626 -5.01 8.865 3.4 -2.45 -0.648 2.772 4.826 -4.92 9.125 3.5 -2.928 -1.272 2.463 4.98 -4.74 9.386 3.6 -3.445 -1.991 2.05 5.075 -4.59 9.647 3.7 -4 -2.813 1.52 5.097 -4.31 9.908 3.8 -4.59 -3.742 0.857 5.029 -4.17 10.168 3.9 -5.21 -4.784 0.047 4.853 -3.86 10.429 4 -5.854 -5.941 -0.927 4.548 -3.63 10.690 4.1 -6.514 -7.216 -2.08 4.092 -3.28 10.951 4.2 -7.179 -8.607 -3.428 3.461 -2.87 Hình 7.27 Biểu đồ theo phương ngang của mặt bên cọc 7.5.7.1 Kiểm tra ổn định nền của đất quanh cọc Khi tính độ ổn định của nền quanh cọc ta phải kiểm tra điều kiện hạn chế áp lực tính toán sz lên đất ở mặt bên của cọc theo công thức : sz £ Trong đó : sz áp lực tính toán tác dụng lên đất ở mặt bên của cọc s’v ứng suất có hiệu theo phương thẳng đứng trong đất tại độ sâu z jI, cI giá trị tính toán của góc ma sát trong và lực dính của đất x hệ số, lấy bằng 0.6 cho cọc khoan nhồi h1 hệ số, lấy bằng 1 h2 hệ số, kể đến phần tải trọng thường xuyên trong tổng tải trọng h2 = 0.4 Tại độ sâu z = 2m kN/m2 ; lớp 4 cI = 34.16 kN/m2 , jI= 10.72o = 39.17 kN/m2 Vậy thỏa 7.5.7.2 Kiểm tra cốt thép trong cọc a. Kiểm tra cốt thép dọc trong cọc Tính lại lượng cốt dọc trong cọc như cấu kiện chịu uốn với tiết diện vuông tương đương đương có cạnh b = = 0.886 m, chọn a = 0.7 m h0 = 0.886 – 0.07 = 0.816 m. Từ bảng tính ta thấy Mmax = 202 kNm Fa = mm2. Do đó lượng thép đã chọn 16f22 (Fa = 7854 mm2) đủ khả năng chịu moment do tải trọng ngang gây ra. b. Cắt thép trong cọc Ta thấy theo biểu đồ moment tác dụng lên cọc M tiến về 0 khi Z tiến về 10.4 m nên ta có thể cắt thép ở chiều dài 10.4 m ứng với một lồng thép dài 11.7m, tuy nhiên cầm đảm bảo hàm lượng cốt thép tối thiểu trong cọc 4% . Bố trí cốt thép ban đầu là 16 d22 ta cắt tại mặt cắt thứ nhất z = 11.7 m còn lại 8d22 c. Cốt đai trong cọc Ta thấy lực cắt tác dụng lên cọc lớn nhất Qmax = 40.5 kN nhỏ nên cốt đai đặt theo cấu tạo, sử dụng đai xoắn f10 a200 7.6 Thiết kế móng M2(Móng dưới chân cột 5B): 7.6.1 Tính toán sức chịu tải cọc Chọn đường kính cọc D = 1m, độ sâu cắm mũi cọc tại cao độ 55.5m. Theo phần tính toán 7.2 và 7.3 ta có sức chịu tải cọc Qa = min ( Qa(vật liệu) ; Qa(cơ lý) ; Qa(cường độ đất nền ) ;Qa(SPT) ) = 5746 kN 7.6.2 Phản lực chân cột : Kích thước cột : Theo phương X : bc = 0.7 m Theo phương Y : ac = 0.8 m Bảng 7.32 Phản lực chân cột Tổ hợp Ntt (KN) Mxtt (KNm) Mytt (KNm) Vxtt (KNm) Vytt (KNm) 1 9680.8 14.943 14.625 8.78 7.28 2 9232.4 335.46 26.391 12.06 79.76 3 6871 14.093 87.597 24.07 5.73 4 9376.7 17.339 85.059 25.57 7.63 5 6710.7 267.56 22.41 9.06 85.87 Bảng 7.32 Nội lực quy về tâm móng Tổ hợp Giá trị tính toán Giá trị tiêu chuẩn n = 1.15 Ntt (KN) Mxtt (KNm) Mytt (KNm) Vxtt (KN) Vytt (KN) Ntc (KN) Mxtc (KNm) Mytc (KNm) Vxtc (KN) Vytc (KNm) 1 9881.47 29.503 32.185 8.78 7.28 8592.6 25.655 27.987 7.6348 6.3304 2 9433.05 494.98 50.511 12.06 79.76 8202.7 430.41 43.923 10.487 69.357 3 7071.59 25.553 135.74 24.07 5.73 6149.2 22.22 118.03 20.93 4.9826 4 9577.29 32.599 136.2 25.57 7.63 8328.1 28.347 118.43 22.235 6.6348 5 6911.33 439.3 40.53 9.06 85.87 6009.9 382 35.243 7.8783 74.67 Chọn tổ hợp 1 để tính toán và kiểm tra lại với các tổ hợp còn lại. 7.6.3 Bố trí cọc và kích thước móng Tổng số cọc trên một móng sơ bộ : Chọn số lượng cọc : n = 2 cọc Khoảng cách giữa các cọc : 2m Chiều cao đài cọc : Hđ = 2m Chiều sâu đặt móng : Df = 5.5 m Hình 7.21 Bố trí cọc và kích thước móng M2 7.6.4 Kiểm tra lực tác dụng lên cọc và đài cọc 7.6.4.1 Kiểm tra sức chịu tải của cọc đơn Tải trọng truyền xuống đáy đài : Lực dọc - Moment và Với trọng lượng bản thân đài cọc : trọng lượng đất trên đài cọc Qđ = 0 Lực tác dụng lên đầu cọc : , Bảng 7.33 Bảng kiểm tra sức chịu tải cọc đơn Lực tác dụng lên đầu cọc Pmax = SNđ/nc + SMđyxmax/Sx2i + SMđxymax/Sy2i Pmax KPa 5099.487 Pmin = SNđ/nc -SMđyxmax/Sx2i - SMđxymax/Sy2i Pmin KPa 5069.984 Ta có : Ptcmax < Qa = 5746 kN Ptcmin > 0 Þ Cọc thỏa điều kiện sức chịu tải đơn 7.6.4.2 Kiểm tra sức chịu tải của nhóm cọc Sức chịu tải của nhóm cọc : Hệ số nhóm cọc : = 0.8523 Sức chịu tải nhóm cọc = 9796.23 KN Không thỏa điều kiện sức chịu tải của nhóm cọc nhưng có thể chấp nhận được , vì ta thiết kế sức chịu tải của cọc với hệ số an toàn > 2 7.6.4.3 Kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc : Kích thước đi qua mép cọc là : B' = 1m ; L' = 3m Chiều dài cọc cắm vào trong đất tính từ đáy đài : Lc = 50m Chiều rộng móng quy ước theo phương Y : Chiều rộng móng quy ước theo phương X : Tính từ đáy móng Lớp đất hi (m) jI hi´jI 4 3 10.72 32.16 5 5.5 18.44 101.42 6 16.5 21.55 355.58 8 6.3 13.77 86.751 9 5.7 21.43 122.15 10 5.3 11.36 60.208 10a 4.2 17.01 71.442 11 3.5 20.84 72.94 S hi´jI 902.65 Với : = 17.8o , = 4.5o Tính được : = 10.89 m = 8.89 m Tải trọng qui về đáy móng khối qui ước : và Ứng suất dưới đáy móng khối qui ước : Hình 7.22 Khối móng quy ước móng M2 Cường độ tiêu chuẩn : Với s'vp = 459.2 kN/m2 Các hệ số : , , Với mũi cọc tại lớp 11 có :, cII = 9.5 kN/m2: m = 1; A = 0.564; B = 3.256; D = 5.856 Ta có cường độ tiêu chuẩn đất nền dưới móng khối quy ước : Rtc = 2503.756 kN/m2 Điều kiện kiểm tra: = pmin > 0 Bảng 7.35 Bảng kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc Tải trọng quy về móng khối quy ước SNtcqu = Ntc + P SNtcqư 55911.50 SMtcqu = Mtc + Qtc * Df SMtcxqư KN/m2 25.65478 SMtcyqư KN/m2 27.98696 Ứng suất đáy móng khối quy ước ptcTB = SNqu/Fqu ptcTB KN/m2 577.9385 ptcmax = SNqu/Fqu + SMtcqux/Wx + SMtcquy/Wy ptcMax KN/m2 578.2797 ptcmin = SNqu/Fqu - SMtcqux/Wx - SMtcquy/Wy ptcMin KN/m2 577.5973 Điều kiện kiểm tra ptcTB < RIIqư Thỏa ptcMax < 1.2RIIqư Thỏa ptcMin > 0 Thỏa 7.6.4.4 Kiểm tra xuyên thủng đài cọc Chiều cao hữu ích của đài: Ho= 1.85m Hình 7.23 tháp xuyên thủng móng M4 Đáy lớn tháp xuyên thủng a = 0.8 + 2Ho = 4.5 m Đáy bé tháp xuyên thúng b = 0.7 +2Ho =4.4 m Ta thấy các cọc đều nằm trong tháp xuyên thủng nên thỏa điều kiện xuyên thủng 7.6.5 Kiểm tra độ lún móng cọc Kết quả thí nghiệm cố kết các lớp đất xem mục 7.5.5 Xác định ứng suất gây lún với kN/m2 , kN/m2 kN/m2 Bảng tính lún Lớp Phân Lớp Điểm z (m) b (m) z/b ko σz (Kpa) σbt (Kpa) p1i (Kpa) p2i (Kpa) e1i e2i Si (cm) Lớp 11 1 0 0 8.89 0 1.000 110.619 460.88 465.48 575.8 0.6331 0.6289 0.26 1 1 8.89 0.1125 0.994 109.92 470.08 2 474.68 582.5 0.6327 0.6287 0.251 2 2 8.89 0.2250 0.957 105.86 479.28 3 483.88 585.7 0.6324 0.6285 0.234 3 3 8.89 0.3375 0.884 97.79 488.48 4 493.08 585.6 0.6320 0.6285 0.211 4 4 8.89 0.4500 0.789 87.27 497.68 5 502.28 583.9 0.6316 0.6286 0.185 5 5 8.89 0.5625 0.689 76.16 506.88 6 511.48 582.4 0.6313 0.6287 0.159 6 6 8.89 0.6750 0.594 65.68 516.08 7 520.68 581.7 0.6309 0.6287 0.136 7 7 8.89 0.7875 0.510 56.4 525.28 8 529.88 582.3 0.6305 0.6287 0.093 8 8 8.89 0.8999 0.438 48.45 534.48 SSi = 1.529 Ta có độ lún S = 1.529 cm < [S] = 8 cm. Thỏa điều kiện lún. 7.6.6 Tính toán cốt thép cho đài cọc Tính thép cho đài cọc theo cấu kiện chịu uốn (bố trí cốt đơn ): Hình 7.24 Vị trí moment lớn nhất tại ngàm Môment tại ngàm xác định theo công thức : Trong đó : n số lượng cọc trong phạm vi consol. Pi phản lực của đầu cọc thứ i. + Phương X : Đặt theo cấu tạo d14a200 + Phương Y : = 3050 kNm = 0.081 = 0.084 = 10248 mm2 Chọn bố trí d28a90 7.6.7 Kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang móng Xét móng M2 ta có Lực cắt của cọc tại cao trình đáy đài tác dụng lên mỗi cọc : = 4.39 kN , = 3.64kN = 5.7 kN Mo = 32.31 KNm Thấy rằng trong các móng M1, M2 thì móng M1 có tải ngang lớn nhất nên chỉ cần kiểm tra cho móng M1.(Xem phần 7.5.7) 7.7 Thiết kế móng M3 (móng bè dưới lõi cứng) 7.7.1 Tính toán sức chịu tải cọc Chọn đường kính cọc D = 1m, độ sâu cắm mũi cọc tại cao độ 57.5m. Chiều cao đài cọc : 2m Chiều sâu hố thang máy h = 1.8 m Chiều sâu đặt đài cọc Df = 7.3m. Chiều dài cọc kể từ đáy đài Lc = 50.2m Tính sức chịu tải tương tự như phần bên trên. Ta có sức chịu tải của cọc theo các chỉ tiêu như sau : Qa = 5696 KN 7.7.2 Phản lực vách Tổ hợp Ntt (KN) Mxtt (KNm) Mytt (KNm) Vxtt (KNm) Vytt (KNm) 1 19327 -20716.33 494.853 286.49 -2047.84 2 17301 -23772.72 -116.978 237.76 -2228.59 3 14182.6 2066.831 17841 1109.08 -119.07 4 14182.6 2066.831 17841 1109.08 -119.07 5 17301 -17772.72 -116.978 237.76 -2228.59 Bảng 7.42 Nội lực vách quy về tâm móng Tổ hợp Giá trị tính toán Giá trị tiêu chuẩn n = 1.15 Ntt (KN) Mxtt (KNm) Mytt (KNm) Vxtt (KN) Vytt (KN) Ntc (KN) Mxtc (KNm) Mytc (KNm) Vxtc (KN) Vytc (KNm) 1 19527.6 -24812 1067.8 286.49 -2048 16981 -21576 928.55 249.12 -1781 2 17501.7 -28230 358.54 237.76 -2229 15219 -24548 311.78 206.75 -1938 3 14383.2 1828.7 20059 1109.08 -119.1 12507 1590.2 17443 964.42 -103.5 4 14383.2 1828.7 20059 1109.08 -119.1 12507 1590.2 17443 964.42 -103.5 5 17501.7 -22230 358.54 237.76 -2229 15219 -19330 311.78 206.75 -1938 7.7.3 Bố trí cọc và kích thước móng Chọn số lượng cọc : n = 1.4 = 4.75 cọc Þ chọn n = 6 cọc Khoảng cách giữa các cọc theo phương X : 2m Khoảng cách giữa các cọc theo phương Y : 3.4m Hình 7.28 Bố trí cọc và kích thước móng M3 7.7.4 Kiểm tra lực tác dụng lên cọc và đài cọc 7.7.4.1 Kiểm tra sức chịu tải của cọc đơn : Tải trọng truyền xuống đáy đài : Lực dọc - Moment và Với trọng lượng bản thân đài cọc = kN trọng lượng đất trên đài cọc Qđ = 0 Lực tác dụng lên đầu cọc : Kiểm tra theo điều kiện : Ptcmax = 5753 > Qa = 5696 kN Þ không thỏa điều kiện chịu nén của cọc nhưng có thể chấp nhận được do cọc được thiết kế với hệ số an toàn > 2 Ptcmin = 1155.424 > 0 Cọc không chịu nhổ Bảng 7.43 Bảng kiểm tra sức chịu tải cọc đơn 7.7.4.2 Kiểm tra sức chịu tải của nhóm cọc Sức chịu tải của nhóm cọc : Hệ số nhóm cọc : = 0.6554 Sức chịu tải nhóm cọc kN >20754 kN => thỏa 7.7.4.3 Kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc Kích thước đi qua mép cọc là : B' = 4.4m ; L' = 5 m Chiều dài cọc cắm vào trong đất tính từ đáy đài : Lttc = 50.2m Chiều rộng móng quy ước theo phương Y : Chiều rộng móng quy ước theo phương X : Với : , Bảng 7.44 Bảng tính các lớp đất Moment chống uốn phương X (m3) Wx 340.00 Moment chống uốn phương Y (m3) Wy 356.34 Chiều cao móng khối quy ước (m) Hqư 52.20 Diện tích móng khối quy ước (m2) Fqư 163.39 Trọng lượng đất trên móng khối quy ước (KN) N1 3060.86 Trọng lượng cọc Nc 3548.43 Trọng lượng lớp 4 (KN) N4 1789.83 Trọng lượng lớp 5 (KN) N5 8177.43 Trọng lượng lớp 6 (KN) N6 24706.48 Trọng lượng lớp 8 (KN) N8 9125.77 Trọng lượng lớp 9 (KN) N9 8658.96 Trọng lượng lớp 10 (KN) N10 8318.87 Trọng lượng lớp 10a (KN) N10a 6277.52 Trọng lượng lớp 11 (KN) N11 8087.56 Tổng lực tác dụng lên móng khối quy ước (KN) P 81751.72 Tải trọng qui về đáy móng khối qui ước : = 98557.78 KN và Ứng suất dưới đáy móng khối qui ước : Cường độ tiêu chuẩn : Với s'vp = 551.6 kN/m2 Các hệ số : , , Với ; cI = 9.9 kN/m2: m = 1, A = 0.47, B = 2.87, D = 5.46 Tính được : = 1759.8kN/m2 Điều kiện kiểm tra: pmin > 0 Bảng 7.45 Bảng kiểm tra ổn định nền dưới mũi cọc: Tải trọng quy về móng khối quy ước SNtcqu = Ntc + P SNtcqư 98557.78 SMtcqu = Mtc + Qtc * Df SMtcxqư KN/m2 21575.66 SMtcyqư KN/m2 -928.55 Ứng suất đáy móng khối quy ước ptcTB = SNqu/Fqu ptcTB KN/m2 664.0762 ptcmax = SNqu/Fqu + SMtcqux/Wx + SMtcquy/Wy ptcMax KN/m2 724.9287 ptcmin = SNqu/Fqu - SMtcqux/Wx - SMtcquy/Wy ptcMin KN/m2 603.2237 Điều kiện kiểm tra ptcTB < RIIqư Thỏa ptcMax < 1.2RIIqư Thỏa ptcMin > 0 Thỏa 7.7.4.4 Kiểm tra xuyên thủng đài cọc Chiều cao hữu ích của đài: Ho= Hđ - H1 = 1.85m Ta có đáy lớn tháp xuyên thúng là a = ac + 2ho = 4.5 m Đáy bé tháp xuyên thủng là b = bc + 2ho = 4.4 m Ta thấy các cọc đều nằm trong tháp xuyên thủng nên thỏa điều kiện xuyên thủng 7.7.5 Kiểm tra độ lún móng cọc Xác định ứng suất gây lún với kN/m2 , kN/m2 (tính từ mặt đất) kN/m2 Các công thức tính : p1 = sbt = gi.hi : ứng suất bản thân p2 = sbt +sgl : ứng suất tổng cộng Si = hi (e1 - e2) / (1 + e1) độ lún của lớp đất hi Giới hạn độ sâu tính lún : là vị trí có : sbt / sgl > 5 Bảng 7.46 Bảng tính lún móng M2 : Bqu = 12.5m, Lqư = 13.1m Lớp Phân Lớp Điểm z (m) b (m) z/b ko σz (Kpa) σbt (Kpa) p1i (Kpa) p2i (Kpa) e1i e2i Si (cm) Lớp 11 1 0 0 13.1 0 1 203.39 462.36 466.96 670.07 0.6331 0.6259 0.442 1 1 13.1 0.0763 0.997 202.83 471.56 2 476.16 677.2 0.6327 0.6256 0.431 2 2 13.1 0.1527 0.980 199.25 480.76 3 485.36 680.59 0.6323 0.6255 0.414 3 3 13.1 0.2290 0.940 191.21 489.96 4 494.56 679.715 0.6319 0.6256 0.39 4 4 13.1 0.3053 0.881 179.1 499.16 5 503.76 675.51 0.6316 0.6257 0.36 5 5 13.1 0.3817 0.808 164.4 508.36 6 512.96 669.51 0.6312 0.6259 0.327 6 6 13.1 0.4580 0.731 148.7 517.56 7 522.62 662.825 0.6308 0.6261 0.291 7 7.1 13.1 0.5420 0.648 131.71 527.68 8 532.18 656.695 0.5551 0.5493 0.301 Lớp 12 8 8.1 13.1 0.6183 0.577 117.32 536.68 9 541.18 651.995 0.5546 0.5495 0.266 9 9.1 13.1 0.6947 0.513 104.31 545.68 10 550.18 648.71 0.5542 0.5496 0.236 10 10.1 13.1 0.7710 0.456 92.75 554.68 11 559.18 646.86 0.5537 0.5497 0.208 11 11.1 13.1 0.8473 0.406 82.61 563.68 12 568.18 646.365 0.5533 0.5497 0.185 12 12.1 13.1 0.9237 0.363 73.76 572.68 SSi (cm) 3.851 Tổng độ lún là S = 3.851 cm < Sgh = 8cm Vậy thỏa điều kiện về độ lún dưới đáy khối móng quy ước. 7.7.6 Tính toán cốt thép cho đài cọc Để tính thép cho đài ta sử dụng phần mềm SAFE. Theo đó đài cọc được mô tả là phần tử tấm dày, cọc được thay bằng các liên kết lò xo với độ cứng Kcọc. Xem như toàn bộ lực được truyền lên cọc, không xét đến độ cứng của đất. Hệ số nền của cọc có thể tính như sau : Với Ptb áp lực trung bình lên cọc Ptb = kN s là độ lún móng cọc s = 0.0385 cm = 0.074m => = 147909 kN/m Sau khi giải lặp ta có Kcọc = 54054 kN/m, chuyển vị trung bình Stb = 0.072m . Để kết quả được chính xác và tiết kiệm thép ta không lấy các giá trị mômen lớn nhất tại các điểm để bố trí mà sẽ chia thành các dải, phần mềm sẽ tự động xuất ra mômen tại các dải sau khi đã quy đổi. Chia dải cho đài như sau : Hình 7.30 Chia dải theo phương X 1 3 2 4 Hình 7.31 Chia dải theo phương Y 5 6 7 8 Tính cho dải X, Y bề rộng b (m) Lớp dưới M > 0 kNm ( moment căng thớ dưới đáy đài ) Lớp trên M < 0 kNm (Môment căng thớ trên đáy đài ) Bảng 7.47 Tính toán tương tự cho kết quả như bảng sau : Phương X STT b(m) M a x As (cm2) m d Bước a (mm) 1 1.25 -908.07 0.0185 0.0186 17.70 0.077% 14 108.7 1.25 151.42 0.0031 0.0031 2.93 0.013% 14 657.3 2 1.25 -190.529 0.0039 0.0039 3.69 0.016% 14 522.1 1.25 242.784 0.0049 0.0049 4.70 0.020% 14 409.5 3 1.25 -179.286 0.0036 0.0037 3.47 0.015% 14 554.9 1.25 356.784 0.0073 0.0073 6.91 0.030% 14 278.4 4 1.25 405.005 0.0082 0.0083 7.85 0.034% 14 245.1 1.25 -745.2 0.0151 0.0153 14.50 0.063% 14 132.7 Phương Y STT b(m) M a x As (cm2) m d Bước a (mm) 5 1.4 -323.235 0.0059 0.0059 6.26 0.024% 14 344.4 1.4 2059.289 0.0374 0.0381 40.53 0.156% 25 169.6 6 1.4 -201.273 0.0037 0.0037 3.89 0.015% 14 553.6 1.4 1851.751 0.0336 0.0342 36.37 0.140% 25 189.0 7 1.4 -138.866 0.0025 0.0025 2.68 0.010% 14 802.9 1.4 1864.965 0.0338 0.0344 36.63 0.141% 25 187.6 8 1.4 -393.437 0.0071 0.0072 7.62 0.029% 14 282.7 1.4 2122.357 0.0385 0.0393 41.79 0.161% 25 164.4 7.7.7 Kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang Lực cắt của cọc tại cao trình đáy đài tác dụng lên mỗi cọc : = 341.3 kN , = 47.74 kN = 341.3 kN Momen quán tính tiết diện ngang của cọc : Chiều rộng qui ước của cọc : Với d = 1 > 0.8m nên bc = 1 + d Chọn hệ số nền K = 5500 kN/m4 Hệ số biến dạng : = 0.325 m-1 Chiều dài tính đổi của phần cọc trong đất : = 19.18 m Chuyển vị : le = 19.175 m Þ Tra bảng ta được A0 = 2.441, B0 = 1.621, C0 = 1.751 Các chuyển vị của cọc ở cao trình đáy đài do các ứng lực đơn vị đặt cao trình này : Chuyển vị ngang y0 : Góc xoay y0  : Bề rộng cọc (m) b 1 Hệ số biến dạng abd 0.384 Mô đun đàn hồi bê tông (KN/m2) Eb 27000000 Moment quán tính cọc (m4) I 0.049087385 Hệ số nền quy ước( KN/m4) K 5500 Chiều rộng quy ước cọc (m) bc 2 Chiều dài cọc trong đất tính đổi le 19.18 Chiều cao đài móng (m) Hđ 2.00 Lực ngang tại đáy đài theo phương X (KN) Hox -286.49 Lực ngang tại đáy đài theo phương Y (KN) Hoy 2047.84 Lực ngang tại đáy đài (KN) Ho 344.6304456 Tại cao trình mặt đất Hệ số Ao Ao 2.441 Hệ số Bo Bo 1.621 Hệ số Co Co 1.751 Chuyển vị tại cao trình mặt đất dHH 3.26E-05 dHM 8.31E-06 dMH 8.31E-06 dMM 3.44E-06 Chuyển vị ngang yo (m) yo 0.01124 Góc xoay yo (rad) yo 0.00286 + Moment uốn dọc thân cọc : Bảng 7.48 Bảng xác định moment dọc thân cọc Bảng tính moment Mz dọc thân cọc z ze A3 B3 C3 D3 Mz(KNm) 0.000 0 0 0 1 0 0.00 0.261 0.1 0 0 1 0.1 89.85 0.521 0.2 -0.001 0 1 0.2 177.52 0.782 0.3 -0.004 -0.001 1 0.3 262.25 1.043 0.4 -0.011 -0.002 1 0.4 338.21 1.304 0.5 -0.021 -0.005 0.999 0.5 410.50 1.564 0.6 -0.036 -0.011 0.998 0.6 476.19 1.825 0.7 -0.057 -0.02 0.996 0.699 532.20 2.086 0.8 -0.085 -0.034 0.992 0.799 581.03 2.347 0.9 -0.121 -0.055 0.985 0.897 620.71 2.607 1 -0.167 -0.083 0.975 0.994 647.76 2.868 1.1 -0.222 -0.122 0.96 1.09 670.19 3.129 1.2 -0.287 -0.173 0.938 1.183 685.47 3.389 1.3 -0.365 -0.238 0.907 1.273 689.94 3.650 1.4 -0.455 -0.319 0.866 1.358 686.89 3.911 1.5 -0.559 -0.42 0.811 1.437 676.88 4.172 1.6 -0.676 -0.543 0.739 1.507 662.31 4.432 1.7 -0.808 -0.691 0.646 1.566 641.37 4.693 1.8 -0.956 -0.867 0.53 1.612 614.44 4.954 1.9 -1.118 -1.074 0.385 1.64 585.78 5.215 2 -1.295 -1.314 0.207 1.646 552.52 5.475 2.1 -1.487 -1.59 -0.01 1.627 516.33 5.736 2.2 -1.693 -1.906 -0.271 1.575 478.04 5.997 2.3 -1.912 -2.263 -0.582 1.486 437.71 6.257 2.4 -2.141 -2.663 -0.949 1.352 397.65 6.518 2.5 -2.379 -3.109 -1.379 1.165 357.22 6.779 2.6 -2.621 -3.6 -1.877 0.917 318.75 7.040 2.7 -2.865 -4.137 -2.452 0.598 279.10 7.300 2.8 -3.103 -4.718 -3.108 0.197 243.02 7.561 2.9 -3.331 -5.34 -3.852 -0.295 206.82 7.822 3 -3.54 -6 -4.688 -0.891 174.19 8.083 3.1 -3.722 -6.69 -5.621 -1.603 140.25 8.343 3.2 -3.864 -7.403 -6.653 -2.443 112.53 8.604 3.3 -3.955 -8.127 -7.785 -3.424 86.00 8.865 3.4 -3.979 -8.847 -9.016 -4.557 64.02 9.125 3.5 -3.919 -9.544 -10.34 -5.854 45.42 9.386 3.6 -3.757 -10.196 -11.751 -7.325 28.64 9.647 3.7 -3.471 -10.776 -13.235 -8.979 14.54 9.908 3.8 -3.036 -11.252 -14.774 -10.821 6.84 10.168 3.9 -2.427 -11.585 -16.346 -12.854 0.88 10.429 4 -1.614 -11.731 -17.919 -15.075 1.06 10.690 4.1 -0.567 -11.638 -19.454 -17.478 2.83 10.951 4.2 0.747 -11.249 -20.902 -20.048 9.04 Hình 7.33 Biểu đồ moment dọc thân cọc + Lực cắt dọc thân cọc : Bảng 7.49 Bảng tính lực cắt dọc thân cọc Bảng tính lực cắt Qz dọc thân cọc z ze A4 B4 C4 D4 Qz(KNm) 0.000 0 0 0 0 1 344.63 0.261 0.1 -0.005 0 0 1 340.42 0.521 0.2 -0.02 -0.003 0 1 329.48 0.782 0.3 -0.045 -0.009 -0.001 1 311.80 1.043 0.4 -0.08 -0.021 -0.003 1 289.06 1.304 0.5 -0.125 -0.042 -0.008 0.999 262.59 1.564 0.6 -0.18 -0.072 -0.016 0.997 232.40 1.825 0.7 -0.245 -0.114 -0.03 0.994 200.14 2.086 0.8 -0.32 -0.171 -0.051 0.989 167.17 2.347 0.9 -0.404 -0.243 -0.082 0.98 133.63 2.607 1 -0.499 -0.333 -0.125 0.967 99.51 2.868 1.1 -0.603 -0.443 -0.183 0.946 66.23 3.129 1.2 -0.716 -0.575 -0.259 0.917 34.92 3.389 1.3 -0.838 -0.73 -0.356 0.876 4.75 3.650 1.4 -0.967 -0.91 -0.479 0.821 -22.17 3.911 1.5 -1.105 -1.116 -0.63 0.747 -48.69 4.172 1.6 -1.248 -1.35 -0.815 0.652 -71.00 4.432 1.7 -1.396 -1.613 -1.036 0.529 -90.97 4.693 1.8 -1.547 -1.906 -1.299 0.374 -107.73 4.954 1.9 -1.699 -2.227 -1.608 0.181 -122.79 5.215 2 -1.848 -2.578 -1.966 -0.057 -134.07 5.475 2.1 -1.992 -2.956 -2.379 -0.345 -143.30 5.736 2.2 -2.125 -3.36 -2.849 -0.692 -149.08 5.997 2.3 -2.243 -3.785 -3.379 -1.104 -152.90 6.257 2.4 -2.339 -4.228 -3.973 -1.592 -154.36 6.518 2.5 -2.407 -4.683 -4.632 -2.161 -153.48 6.779 2.6 -2.437 -5.14 -5.355 -2.821 -150.87 7.040 2.7 -2.42 -5.591 -6.143 -3.58 -146.20 7.300 2.8 -2.346 -6.023 -6.99 -4.445 -140.71 7.561 2.9 -2.2 -6.42 -7.892 -5.423 -133.16 7.822 3 -1.969 -6.765 -8.84 -6.52 -124.16 8.083 3.1 -1.638 -7.034 -9.822 -7.739 -115.54 8.343 3.2 -1.187 -7.204 -10.822 -9.082 -104.00 8.604 3.3 -0.599 -7.243 -11.819 -10.549 -93.14 8.865 3.4 0.147 -7.118 -12.787 -12.133 -81.30 9.125 3.5 1.074 -6.789 -13.692 -13.826 -68.72 9.386 3.6 2.205 -6.212 -14.496 -15.613 -55.47 9.647 3.7 3.563 -5.338 -15.151 -17.472 -41.98 9.908 3.8 5.173 -4.111 -15.601 -19.374 -28.53 10.168 3.9 7.059 -2.473 -15.779 -21.279 -13.53 10.429 4 9.244 -0.358 -15.61 -23.14 1.70 10.690 4.1 11.749 2.304 -15.007 -24.895 17.07 10.951 4.2 14.591 5.584 -13.87 -26.468 33.42 Hình 7.33 Biểu đồ lực cắt dọc thân cọc + Ứng suất theo phương ngang của mặt bên cọc Bảng 7.50 Báng tính ứng suất theo phương ngang của mặt bên cọc Bảng tính ứng suất sy theo phương ngang của mặt bên cọc z ze A1 B1 C1 D1 sz(KNm) 0.000 0 1 0 0 0 0.00 0.419 0.1 1 0.1 0.005 0 6.25 0.837 0.2 1 0.2 0.02 0.001 11.62 1.256 0.3 1 0.3 0.045 0.004 16.13 1.674 0.4 1 0.4 0.08 0.011 19.80 2.093 0.5 1 0.5 0.125 0.021 22.66 2.512 0.6 0.999 0.6 0.18 0.036 24.73 2.930 0.7 0.999 0.7 0.245 0.057 26.14 3.349 0.8 0.997 0.799 0.32 0.085 26.86 3.767 0.9 0.995 0.899 0.405 0.121 26.98 4.186 1 0.992 0.997 0.499 0.167 26.68 4.605 1.1 0.987 1.095 0.604 0.222 25.85 5.023 1.2 0.979 1.192 0.718 0.288 24.55 5.442 1.3 0.969 1.287 0.841 0.365 22.98 5.860 1.4 0.955 1.379 0.974 0.456 21.20 6.279 1.5 0.937 1.468 1.115 0.56 19.25 6.698 1.6 0.913 1.553 1.264 0.678 17.09 7.116 1.7 0.882 1.633 1.421 0.812 14.83 7.535 1.8 0.843 1.706 1.584 0.961 12.51 7.953 1.9 0.795 1.77 1.752 1.126 10.29 8.372 2 0.735 1.823 1.924 1.308 8.07 8.790 2.1 0.662 1.863 2.098 1.506 5.88 9.209 2.2 0.575 1.887 2.272 1.72 3.91 9.628 2.3 0.47 1.892 2.443 1.95 1.91 10.046 2.4 0.347 1.874 2.609 2.195 0.28 10.465 2.5 0.202 1.83 2.765 2.454 -1.33 10.883 2.6 0.033 1.755 2.907 2.724 -2.88 11.302 2.7 -0.162 1.643 3.03 3.003 -4.13 11.721 2.8 -0.385 1.49 3.128 3.288 -5.15 12.139 2.9 -0.64 1.29 3.196 3.574 -6.31 12.558 3 -0.928 1.037 3.225 3.858 -7.26 12.976 3.1 -1.251 0.723 3.207 4.133 -7.88 13.395 3.2 -1.612 0.343 3.132 4.392 -8.68 13.814 3.3 -2.011 -0.112 2.991 4.626 -9.17 14.232 3.4 -2.45 -0.648 2.772 4.826 -9.71 14.651 3.5 -2.928 -1.272 2.463 4.98 -10.12 15.069 3.6 -3.445 -1.991 2.05 5.075 -10.55 15.488 3.7 -4 -2.813 1.52 5.097 -10.88 15.907 3.8 -4.59 -3.742 0.857 5.029 -11.41 16.325 3.9 -5.21 -4.784 0.047 4.853 -11.75 16.744 4 -5.854 -5.941 -0.927 4.548 -12.21 17.162 4.1 -6.514 -7.216 -2.08 4.092 -12.55 17.581 4.2 -7.179 -8.607 -3.428 3.461 -12.79 Hình 7.34 Biểu đồ theo phương ngang của mặt bên cọc 7.7.7.1 Kiểm tra ổn định nền của đất quanh cọc Khi tính độ ổn định của nền quanh cọc ta phải kiểm tra điều kiện hạn chế áp lực tính toán sz lên đất ở mặt bên của cọc theo công thức : sz £ Trong đó : sz áp lực tính toán tác dụng lên đất ở mặt bên của cọc s’v ứng suất có hiệu theo phương thẳng đứng trong đất tại độ sâu z jI, cI giá trị tính toán góc ma sát trong và lực dính của đất x hệ số, lấy bằng 0.6 cho cọc khoan nhồi h1 hệ số, lấy bằng 1 h2 hệ số, kể đến phần tải trọng thường xuyên trong tổng tải trọng h2 = 0.4 Tại độ sâu z = 3.767m kN/m2 ; lớp 5 cI = 7.5kN/m2 , jI= 17.7o = 25.73 kN/m2 Vậy thỏa 7.7.7.2 Kiểm tra cốt thép trong cọc a. Kiểm tra cốt thép dọc trong cọc Tính lại lượng cốt dọc trong cọc như cấu kiện chịu uốn với tiết diện vuông tương đương đương có cạnh b = = 0.886 m, chọn a = 0.076 m h0 = 0.886 – 0.076 = 0.810.m. Từ bảng tính ta thấy Mmax = 689 kNm Fa = mm2. Do đó lượng thép đã chọn16d22 (Fa = 6100 mm2) đủ khả năng chịu moment do tải trọng ngang gây ra. b. Cắt thép trong cọc Ta thấy theo biểu đồ moment tác dụng lên cọc M tiến về 0 khi Z tiến về 10 m nên ta có thể cắt thép ứng với vị trí lồng thép số hai(mỗi lồng dài 11.7m) Ta thấy theo biểu đồ moment tác dụng lên cọc M tiến về 0 khi Z tiến về 12.11 m nên ta có thể cắt thép ứng với hai lồng thép (mỗi lồng dài 11.7m)