Phương án kiểm tra móng cọc ép

GIÁO VIÊN HƯỚNG DẪN : Th.s ĐINH SỸ MINH SINH VIÊN THỰC HIỆN : NGUYỄN VĂN TUẤN CHÖÔNG 6 PHÖÔNG AÙN MOÙNG COÏC EÙP ********************** 6 THIẾT KẾ MÓNG 2A VÀ 2B 6.1 Nội lực truyền từ bên trên kết cấu xuống Nội lực được lấy từ phần mềm Etabs Version 9.04 Tiến hành tổ hợp, ta được bảng sau: Bảng 6.1 Bảng tổ hợp nội lực Móng cọc Nội lực Đơn vị Tải tính toán Tải tiêu chuẩn Nmax T 513 446.09 Mxtư Tm 0.819 0.71 Mytư Tm 27.16 23.62 Qxtư T 10.42 9.06 Qytư T 0.46 0.40 Trục 2A Qmax T 10.77 9.37 Qtư T 0.18 0.16 Ntư T 442 384.35 Mxtư Tm 0.375 0.33 Mytư Tm 28.93 25.16 Nmax T 568.9 494.70 Mxtư Tm 1.078 0.94 Mytư Tm 29.18 25.37 Qxtư T 8.87 7.71 Qytư T 0.64 0.56  Trục 2B Qmax T 15.74 13.69 Qtư T 0.25 0.22 Ntư T 446.7 388.43 Mxtư Tm 0.422 0.37 Mytư Tm 41.705 36.27 Trong đó Atc=Att/1.15 6.2 Chọn sơ bộ kích thước móng, cọc Qua đánh giá sơ bộ các đặc trưng cơ lí đất nền, ta dự kiến sẽ đặt mũi cọc vào lớp thứ 2 là lớp sét lẫn bột ít cát trạng thái nửa cứng, chiều dày là 3.8 m, bên dưới là lớp thấu kính sét pha cát do đó đây là lớp đất có thể xem là tốt 6.2.1 Chọn chiều sâu đặt đài cọc Chọn chiều sâu đặt đài cọc h = 1.5 m so với mặt đất thiên nhiên Chọn chiều cao đài hđ = 1m 6.2.2 Chọn kích thước cọc,vật liệu làm cọc Chọn cọc vuông kích thước 300x300 mm. Cọc được chế tạo ngay tại công trường, chiều dài mỗi đoạn cọc là 12m Dự định thiết kế cọc gồm 2 đoạn ÞL=2x12=24m; Đoạn neo vào đài 0.1m; Phần đoạn thép neo vào đài 30f=30x0.02=0.6m, dự kiến dùng thép f20; Vậy chều dài tính toán của cọc Lc=24-0.1-0.6=23.3m; Cọc được đưa xuống đất bằng phương pháp ép; Bêtông dùng trong cọc M400 Rn=170KG/cm2 , Rk = 12 kG/cm2. 6.3 Xác định sức chịu tải của cọc và đất nền 6.3.1 Sức chịu tải của cọc theo vật liệu Trong đó =1 Rn-Cường độ chịu nén của bêtông,dùng bê tông M400 Rn=170KG/cm2 -Diện tích tiết diện ngang của cọc, =30x30=900 cm2 -Cường độ chịu kéo của thép dọc trong cọc. dùng thép CIII: =3400 KG/cm2 -Diện tích cốt thép dọc trong cọc (m2), =12.568 cm2 6.3.2 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lí của đất nền (phụ lục A-TCXD 205: 1998) Sức chịu tải cho phép của cọc đơn theo đất nền Trong đó : Qtc- Sức chịu tải tiêu chuẩn, tính toán theo đất nền của cọc đơn Ktc- Hệ số an toàn, do sức chịu tải đươc xác định bằng tính toán Ktc=1.4 Sức chịu tải tiêu chuẩn của cọc đơn theo đất nền: Trong đó m-Hệ số điều kiện làm việc, mũi cọc tựa trên lớp đất sét có độ bão hòa G <0.85 lấy m=0.8, còn trong các trường hợp còn lại lấy m=1. mR-Hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, mR=1.1; qP-Cường độ chịu tải của đất dưới mũi cọc, bên dưới cọc là lớp đất sét pha cát.Với chiều sâu mũi cọc h=24.8m, giá trị qP được xác định theo Bảng A.1 phụ lục A-TCXD 205:1998 (trang 69). Tra bảng và nội suy. qP=517.2 Tm2 u-chu vi ngoài tiết diện ngang của cọc, u=4a (m); u=4x0.3=1.2 m mfi=1-Hệ số điều kiện làm việc của đất ở mặt bên của cọc, theo Bảng A.3 Phụ Lục A-TCXD 205 :1998 (trang 69).Giá trị mfi ược xác định theo bảng; li-chiều dày của lớp đất thứi tiếp xúc với mặt bên cọc; fi-ma sát bên của lớp đất thứ i được chia () giá trị fi tra theo Bảng A.2 Phụ Lục A-TCXD 205 :1998 (trang 68) Bảng 6.2 Bảng xác định ma sát bên BẢNG TÍNH MA SÁT BÊN Lớp TÊN ĐẤT mfi zi li fi m.fi.li đất (m) (m) (T/m2) 1 Bùn sét hữu cơ 1 2.45 1.9 0.45 0.855 Bùn sét hữu cơ 1 4.4 2 0.54 1.08 Bùn sét hữu cơ 1 6.4 2 0.6 1.2 Bùn sét hữu cơ 1 8.4 2 0.6 1.2 Bùn sét hữu cơ 1 10.4 2 0.6 1.2 Bùn sét hữu cơ 1 12.4 2 0.6 1.2 2 Sét lẫn bột, ít cát trạng thái dẻo mềm 1 14.1 1.3 5.01 6.5 Sét lẫn bột, ít cát trạng thái dẻo mềm 1 15.8 2 5.18 10.34 Sét lẫn bột, ít cát trạng thái dẻo mềm 1 17.8 2 5.38 10.74 Sét lẫn bột, ít cát trạng thái nửa cứng 1 19.8 2 5.58 11.14 Sét lẫn bột, ít cát trạng thái nửa cứng 1 21.8 2 5.78 11.54 Sét lẫn bột, ít cát trạng thái nửa cứng 1 23.8 2 5.98 11.94 S m.fi.li 69.549 Qtc 134.662 k 1.4 Qa 96.19 6.3.3 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ C, j Theo TCVN 205-1998 cho phép tính khả năng chịu tải của cọc theo công thức sau Trong đó Qs-Khả năng chịu tải do ma sát bên Qp-Khả năng chịu tải cực hạn do sức chống dưới mũi cọc -Hệ số an toàn cho thành phần ma sát bên, lấy bằng 1.5-2 -Hệ số an toàn cho sức chống mũi cọc, lấy bằng 2.0-3.0 Khả năng chịu tải cực hạn do ma sát bên Qs Trong đó u-Chu vi ngoài tiết diện ngang cọc (m); li-Chiều dài lớp đất thứ I tiếp xúc mặt bên cọc (m); -Ma sát đơn vị diện tích mặt bên cọc, Với -Lực dính giữa thân cọc và đất; -Góc ma sát giữa cọc và đất nền; (cọc BTCT lấy = c, =j, c và j là lực dính và góc ma sát trong của đất nền) -Ứng suất hiện hữu theo phương thẳng đứng =khi không có mực nước ngầm =khi có mực nước ngầm -Hệ số áp lực ngang trong đất, =1-sinja Sức chịu tải cực hạn do sức chống dưới mũi cọc Qp Trong đó Ap-Diện tích tiết diện mũi cọc (m2); g=gdn-Dung trọng đất nền dưới mũi cọc (T/m3); Nc, Nq, Ng-Tra biểu đồ theo ma sát j; c-Lực dính đất nền dưới mũi cọc (T/m3); d-Cạnh tiết diện cọc (m); svp-Ứng suất theo phương thẳng đứng tại độ sâu mũi cọc (T/m2); Khi j >150 Giá trị của ja được lấy như sau: ja=0.75j+100 cho cọc đóng ja=j-30 cho cọc khoan nhồi Sức chịu tải cho phép của cọc theo các đặc trưng đất nền Qa=min(Qa1,Qa2) Kết quả tính toán được thể hiện bảng sau Bảng 6.3 Bảng tính sức chịu tải do ma sát bên Qs SỨC CHỊU TẢI DO MA SÁT BÊN QS lớp li ji gi sv ksi ci fsi Qs m độ T/m3 T/m2 T/m2 T/m2 1 13.4 0.35 1.47 19.7 0.92 0.63 11.68 157 2 11.4 11.53 1.92 21.7 2.60 1.7 13 148 å 305 Bảng 6.4 Bảng tính sức chịu tải do sức chống dưới mũi cọc QP SỨC CHỊU TẢI DO SỨC CHỐNG DƯỚI MŨI CỌC QP L d Ap gđn c svp ji Nq Nc Ng Qp m m m2 T/m3 T/m2 T/m2 độ T 23.3 0.3 0.09 0.92 1.7 41.394 11.5 2.9 9.12 1.4 12.3 Sức chịu tải cho phép Qa (2)=305/3+12.3/2=107.82 T Vậy sức chịu tải của cọc theo đặc trưng đất nền Qa=Min (Qa1,Qa2)=( 96.19, 107.82)=96.19 T ÞPcđn < Pcvl : Do đó sức chịu tải của cọc là: Pc = Qa = 96.19 (T) 6.4 Xác định số lượng cọc và bố trí cọc trong đài Số lượng cọc được xác định sơ bộ như sau: Trong đó = +Q -Tải trọng tính toán; Q-Trọng lượng đài và lớp phủ trên đài -Sức chịu tải của cọc Hệ số kể đến ảnh hưởng của moment Xác định khoảng cách giữa các cọc Đối với cọc ma sát thông thường a3d,chọn a=3d=3x0.3=0.9 m Áp lực tính toán do phản lực đầu cọc tác dụng lên đáy đài Xác định kích thước sơ bộ của đài cọc Móng trục 2A Fđài= m Trọng lượng đài và lớp đất phủ trên đài được xác định như sau: =1.1x 4.44 x2x1.5=14.7T Þ =513+14.7=527.7T Chọn n=8cọc Móng trục 2B Fđài = m2 Trọng lượng đài và lớp đất phủ trên đài được xác định như sau: =1.1x 4.93x2x1.5=16.3 T Þ =568.9+16.3=585.2 T Chọn n=9cọc Hình 6.1 : Mặt bằng móng 2A và móng 2B 6.5 Kiểm tra tải trọng tác dụng lên đầu cọc Tải do công trình tác dụng lên đầu cọc xác định theo công thức: (theo điều 6.16 205 : 1998 ) Trong đó : Tải trọng thẳng đứng tính toán tại đáy đài Móng 2A (Tm) (Tm) xmax = ymax =0.9 m; , (T) (T) Kiểm tra (T) < Qa=96.19 T (T) > 0 cọc chỉ chịu nén, không cần kiểm tra nhổ Móng 2B (Tm) (Tm) xmax = ymax = 0.9 m (m) ; (T); (T). (T) < Qa=96.19 T (T) > 0 cọc chỉ chịu nén, không cần kiểm tra nhổ Như vậy: Cọc thiết kế bảo đảm được khả năng chịu tải trọng của công trình, cọc chỉ chịu nén nên không cần kiểm tra cọc chịu lực 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. 6.6 Tính toán độ lún cho móng Xác định jtb: Trong đó ji-góc ma sát trong của lớp đất có chiều dày hi; Lớp 1: j =0.35 0; h =13.4 m Lớp 2: j = 11.530; h =11.4 m Xác định góc a Kích thước đáy khối móng qui ước (m) (m) L’,B’-Khoảng cách 2 mép ngoài của cọc theo cả 2 phương; Lc-Chiều dài của đoạn cọc tính từ đáy đài đến mũi cọc. Diện tích đáy khối móng qui ước (m2) Cọc L' B' Lc a Lqư Bqư Fqư (m) (m) (m) (m) (m) (m2) 2A 2.1 2.1 23.3 1.19 3.17 3.17 10.06 2B 2.1 2.1 23.3 1.19 3.17 3.17 10.06 Xác định khối lượng 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 choán chổ và có kể cả trọng lượng cọc (T) Trọng lượng lớp đất thứ i (có trừ đi phần thể tích đất bị cọc choán chổ) (T) Trọng lượng cọc bêtông trong lớp đất thứ i (T) Trọng luợng đài cọc (T) Bảng 6.5 Bảng tính khối lượng móng khối móng qui ước 2A và 2B Móng jtbo a(độ) L'(m) Lqu(m) B' (m) Bqu(m) Fqu(m2) Hqu (m) 2A 5.3 1.32 2.1 3.17 2.1 3.17 10.06 24.8 2B 5.3 1.32 2.1 3.17 2.1 3.17 10.06 24.8 Xác định khối lượng khối móng qui ước Móng Lớp đất dc(m) Fc (m2) Số lượng cọc gi(T/m3) hi(m) Niđất(T) Nicọc(T) Ni(T) 1 0.3 0.09 8 0.47 11.9 52.24 17.14 69.4 2 0.3 0.09 8 0.92 11.4 97.76 16.42 114.4 2A S(T) 184 Trọng lượng đài cọc 16.1 Trọng lượng khối móng qui ước 200 1 0.3 0.09 9 0.47 11.9 51.74 19.28 71 2 0.3 0.09 9 0.92 11.4 97.02 18.47 115.5 2B S(T) 187 Trọng lượng đài cọc 16.1 Trọng lượng khối móng qui ước 203 Moment tiêu chuẩn tại tâm đáy khối móng qui ước hđ=1m, Lc=23.3m Lực dọc tiêu chuẩn tại tâm đáy khối móng qui ước Bảng 6.6 Nội lực tại tâm đáy móng qui ước Nội lực tiêu chuẩn tại tâm đáy khối móng quy ước Tại đỉnh đài Tại đáy móng quy ước Móng Ntc Mtcx Mtcy Qtcx Qtcy Ntcqu Mxtcqu Mytcqu Qxtcqu Qytcqu (T) (Tm) (Tm) (T) (T) (T) (Tm) (Tm) (T) (T) 2A 446.09 0.71 23.62 9.06 0.40 649.6 218.15 33.22 9.06 0.40 2B 494.7 0.94 25.37 7.71 0.56 701.0 185.98 38.81 7.71 0.56 Xác định ứng suất tại đáy khối móng qui ước Độ lệch tâm theo phương X: Độ lệch tâm theo phương Y: Ứng suất lớn nhất và nhỏ nhất dưới đáy móng khối quy ước: Bảng 6.7 Xác định ứng suất tại đáy khối móng qui ước Bảng xác định ứng suất tại đáy khối móng qui ước Móng Ntcqư Mxtcqu Mytcqu N ex ey Lqư Bqư smax smin stb (T) (Tm) (Tm) (T) (m) (m) (m) (m) (T/m2) (T/m2) (T/m2) 2A 645.9 218.15 33.22 200 0.039 0.26 3.17 3.17 100.3 28.11 62.21 2B 697.3 185.98 38.81 203 0.043 0.21 3.17 3.17 102.06 36.56 69.31 Xác định cường độ tính toán của đất tại đáy khối móng qui ước Trong đó m1,m2-Hệ số điều kiện làm việc của đất nền và công trình xác định theo Bảng 3.1 (giáo trình thầy NGUYỄN VĂN QUẢNG-ĐH KIẾN TRÚC HN) m1=1.2, m2=1.1 Ktc-Hệ số tin cậy, Ktc=1 do các chỉ tiêu cơ lý của đất nền được xác định trực tiếp từ thí nghiệm A,B, D-Hệ số không thứ nguyên lấy theo Bảng 3-2 (giáo trình thầy NGUYỄN VĂN QUẢNG) phụ thuộc vào góc ma sát trong jII của lớp đất đáy khối móng qui ước Với jII = 11.530 tra bảng A=0.21, B=1.88, D=4.35 =3.17 m; =24.8(m); CII = 0.17 kG/cm2 = 1.7 T/m2; -Dung trọng trung bình của đất từ đáy khối móng qui ước trở lên (T/m3) Bảng 6.8 Xác định cường độ tính toán của đất tại đáy khối móng qui ước Cọc m1 m2 Ktc Bqư (m) Hqư (m) gII(T/m2) CII(T/m2) g'II(T/m2) Rqư(T/m2) 2A 1.2 1.1 1 3.17 24.8 0.47 1.7 1.7 114.8 2B 1.2 1.1 1 3.17 24.8 0.92 1.7 1.7 115.19 Kiểm tra điều kiện tính lún Móng 2A stb=62.2 (T/m2)<Rqư=114.8 (T/m2) smax=100.3 (T/m2)<1.2 Rqư=137.76 (T/m2) Móng 2B stb=69.31 (T/m2)<Rqư=115.19 (T/m2) smax=102.06 (T/m2)<1.2 Rqư=138.2 (T/m2) Đất nền dưới đáy móng qui ước ổn định, do đó ta có thể tính toán được độ lún của nền theo quan niệm nền biến dạng tuyến tính. Chia đất nền dưới đáy khối móng qui ước thành các lớp có chiều dày bằng nhau và bằng hi (m) Tính áp lực do trọng lượng bản thân đất tại đáy khối móng qui ước Theo qui phạm VN, độ lún của móng cọc được tính cho lớp đất dưới mũi cọc (tức đáy móng khối qui ước) Dùng phương pháp cộng lún từng lớp -ứng suất gây lún ở giữa lớp phân tố thứ i Áp lực gây lún tại đáy khối móng qui ước T/m2 Hệ số K0 tra theo Bảng 3-7 giáo trình thầy NGUYỄN VĂN QUẢNG phụ thuộc vào tỷ số n và E –môđun biến dạng trung bình của lớp đất chịu nén dưới mũi cọc với chiều dày được lấy bằng chiều rộng B của móng. Nhận xét (Tài liệu sách thầy Vũ Công Ngữ) Giá trị E-môđun biến dạng trung bình của lớp đất chịu nén dưới mũi cọc –theo kết quả thí nghiệm trong phòng là E=34.59 KG/cm2. Dựa vào các chỉ tiêu vật lý về độ sệt B=0.31 và hệ số rỗng e=0.78, tra bảng 1-22 xác định đựoc trị số tiêu chuẩn của môdun biến dạng E=170 KG/cm2.Thấy rằng E từ thí nghiệm nhỏ hơn rất nhiều (3.5 lần) so với giá trị E tiêu chuẩn. Do đó việc tính toán độ lún cho công trình cho phép tăng trị số E lấy từ thí nghiệm bằng cách đưa vào hệ số điều chỉnh m Ett = m.E Do sai lệch 5 lần, chọn m=5 Ett = 5´34.59 = 172.957 kG/cm2 = 1729.5 T/m2 Giới hạn nền lấy đến độ sâu mà ứng suất gây lún bằng 20% ứng suất bản thân Ứng suất bản thân tại mũi cọc Chia nền đất dưới mũi cọc thành các lớp đất có chiều dày hi m Kết quả tính toán ứng suất bản thân và ứng suất gây lún cho móng 2A Bảng 6.9 Xác định ứng suất bản thân và ứng suất gây lún cho móng 2A Lớp đất gi hi gihi (T/m3) (m) (T/m2) 1 1.47 11.9 17.493 2 1.92 11.3 21.696 sbt (T/m2) 39.189 sgl = 25.021 bi= 0.8 hi= 0.64 n= 1 Bảng 6.10 Kết quả ứng suất bản thân và ứng suất gây lún cho móng 2A Điểm Độ sâu 2z/Bqu K0 sglzi sbt 0.2sbt sglzihi Si z (m) (T/m2) (T/m2) (T/m2) (cm) 1 0 0 1 25.02 39.19 7.84 24.52 1.13 2 0.64 0.4 0.96 24.02 75.88 15.18 22.02 1.02 3 1.28 0.8 0.8 20.02 76.52 15.30 17.59 0.81 4 1.92 1.2 0.606 15.16 77.16 15.43 13.02 0.61 5 2.56 1.6 0.449 11.23 77.80 15.56 9.82 0.45 6 3.2 2 0.336 8.41 78.44 15.69 7.42 0.34 7 3.84 2.4 0.257 6.43 79.08 15.82 5.73 0.27 8 4.48 2.8 0.201 5.03 79.72 15.94 4.52 0.21 9 5.12 3.2 0.16 4.00 80.36 16.07 3.63 0.17 10 5.76 3.6 0.13 3.25 81.00 16.20 1.63 0.08 S (cm) 3.58 0.2sbtsgl 0.2sbt=15.43 (T/m2)sgl=15.16(T/m2) Vậy giới hạn nền tại điểm 4 ở độ sâu 1.92m kể từ đáy khối quy ước Độ lún cuối cùng của móng 2A là S=3.58 cm<Sgh=8cm. Kết quả tính toán ứng suất bản thân và ứng suất gây lún cho móng 2B Bảng 6.11 Xác định ứng suất bản thân và ứng suất gây lún cho móng 2B Lớp đất gi hi gihi (T/m3) (m) (T/m2) 1 1.47 11.9 17.493 2 1.92 11.3 21.696 sbt (T/m2) 39.189 sgl = 30.12 bi= 0.8 hi= 0.64 n= 1 Bảng 6.12 Kết quả ứng suất bản thân và ứng suất gây lún cho móng 2B Điểm Độ sâu 2z/Bqu K0 sglzi sbt 0.2sbt sglzihi Si z (m) (T/m2) (T/m2) (T/m2) (cm) 1 0 0 1 30.12 39.19 7.84 29.52 1.37 2 0.64 0.4 0.96 28.92 75.88 15.18 26.51 1.23 3 1.28 0.8 0.8 24.10 76.52 15.30 21.18 0.98 4 1.92 1.2 0.606 18.25 77.16 15.43 15.89 0.73 5 2.56 1.6 0.449 13.52 77.80 15.56 11.82 0.55 6 3.2 2 0.336 10.12 78.44 15.69 8.93 0.41 7 3.84 2.4 0.257 7.74 79.08 15.82 6.90 0.32 8 4.48 2.8 0.201 6.05 79.72 15.94 5.44 0.25 9 5.12 3.2 0.16 4.82 80.36 16.07 4.37 0.20 10 5.76 3.6 0.13 3.92 81.00 16.20 1.96 0.09 S (cm) 4.85 Giới hạn nén lún 0.2sbtsgl 0.2sbt=15.56(T/m2)sgl=13.52 (T/m2) Vậy giới hạn nền tại điểm 5 ở độ sâu 2.56m kể từ đáy khối quy ước Độ lún cuối cùng của móng 2B là S=4.85 cm<Sgh=8cm Như vậy,các móng thiết kế thỏa mãn yêu cầu về độ lún 6.7 Tính toán cọc chịu tải trọng ngang Do đầu cọc ngàm chặt vào đài móng cho nên đầu cọc chỉ có chuyển vị ngang mà không có chuyển vị xoay. dMH dMM rn Hình 6.2 : Biểu đồ chuyển vị ngang và góc xoay đầu cọc 6.7.1 Tính toán chuyển vị ngang và góc xoay đầu cọc Tính toán cọc chịu tải trọng ngang (theo biến dạng) nhằm kiểm tra điều kiện Trong đó - Chuyển vị ngang (m) và góc xoay (radian) của đầu cọc, xác định theo tính toán. PHỤ LỤC G - TCXD 205 : 1998 - Giá trị cho phép của chuyển vị ngang và góc xoay của đầu cọc, Chuyển vị ngang (m) và góc xoay (radian) của đầu cọc, được xác định theo công thức: ; ; ; ; ; ; ; ; Trong đó Eb = 330´104 T/m2 – Môđun đàn hồi của bê tông (M 400); Ho : Giá trị tính toán của lực cắt,(T), lấy Ho= H Mo : Moment uốn,(T.m), lấy Mo = M + H*lo : chuyển vị ngang của tiết diện, (m/T), bởi lực Ho =1 : Chuyển vị ngang của tiết diện, (1/T), bởi lực Mo =1 : Góc xoay của tiết diện,(1/T), bởi lực Ho =1 : Góc xoay của tiết diện,(1/T.m), bởi lực Mo =1 bc – Chiều rộng qui ước của cọc, với d=0.3m< 0.8m lấy bc :1.5d+0.5m = 0.95m I – Moment quán tính tiết diện ngang của cọc: I = 0.34/12 = 6.75 10-4 (m4); K – Hệ số tỷ lệ, phụ thuộc vào loại đất xung quanh cọc và đặc trưng của nó được xác định theo Bảng G.1 - TCXD 205 : 1998 Khi tính toán cọc chịu tải trọng ngang thực chất cọc chỉ làm việc với một đoạn cọc có chiều dài lah tính từ đáy của đài cọc gọi là chiều sâu ảnh hưởng của nền đất khi cọc chiụ lực ngang Chiều sâu ảnh hưởng được xác định theo công thức thực nghiệm m. Do đoạn cọc có chiều sâu ảnh hưởng đi qua 1 lớp đất (lớp 1) nên K=250 T/m4 Hệ số biến dạng: A0, B0, C0 – Các hệ số không thứ nguyên lấy theo Bảng G.2 - TCXD 205 : 1998 phụ thuộc vào chiều sâu tính đổi của phần cọc trong đất Le: m; Tra bảng ta được A0 =2.441; B0 =1.621; C0 =1.751 Chuyển vị ngang của tiết diện bởi lực H0 = QCtt = 1: (m/T); Góc xoay của tiết diện bởi moment M0 = MCtt = 1: 1/(Tm); Chuyển vị ngang và góc xoay của tiết diện bởi moment M0 = MCtt = 1 và lực H0 = QCtt = 1: (1/T); và - Chuyển vị ngang và góc xoay của tiết diện ngang cọc tại cao trình đáy đài (đài thấp) H0, H – Giá trị lực cắt của tiết diện tại đầu cọc, lấy H0 = H = QCtt; M0, M – Giá trị tính toán của moment tại đầu cọc, lấy M0 = Mng + QCtt´l0; - Chiều dài đoạn cọc (m) từ đáy đài đến mặt đất, cọc đài thấp ; Moment ngàm Mng tác dụng tại chổ gặp nhau của cọc và đài (Tm); Chuyển vị ngang của tiết diện cọc (m) Chuyển vị ngang của đầu cọc (cm) Khi chuyển vị ngang của đầu cọc <=1 cm thì cọc thỏa mản điều kiện chuyển vị ngang. Kiểm tra lại chuyển vị xoay của đầu cọc Với : (rad); Các giá trị chuyển vị xoay của đầu cọc sao cho gần bằng 0. Điều này nói lên rằng việc tính toán là đúng Bảng 6.13 Bảng tính chuyển vi ngang đầu cọc Bảng tính chuyển vị ngang đầu cọc Nội lực Tải tiêu chuẩn Tải tính toán Tải ngang trên cọc Htt/n Htt2A (T) 9.37 10.77 1.346 Htt2B (T) 13.69 15.74 1.749 Bảng 6.14 Kết quả tính toán cọc chịu tải trọng ngang Cọc Lc dc bc I lah K abd Le (m) (m) (m) (m) (m4) (m) (T/m4) (m) 2A 23.3 0.3 0.95 0.000675 2.6 250 0.64 14.9 2B 23.3 0.3 0.95 0.000675 2.6 250 0.64 14.9 Cọc dHH dMM dMH=dHM MXng Yo Dx Kiểm tra yX = y (m) (m/T) (1/Tm) (1/T) ( Tm) (m) (cm) 2A 4.18E-03 0.001 0.002 1.947 0.005 0.478 Thỏa 0.00 2B 4.18E-03 0.001 0.002 2.530 0.006 0.621 Thỏa 0.00 6.7.2 Xác định áp lực tính toán,moment uốn trong tiết diện cọc Áp lực tính toán sz (T/m2), môment uốn Mz (Tm), và lực dọc Nz (T) trong tiết diện cọc được tính toán theo công thức sau: ; ; Nz = N; với A1,B1,C1 và D1 A2,B2,C2 và D2 A3,B3,C3 và D3 Các hệ số A,B,C,D 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 đến điểm cần xác định Mz , đối với cọc đài thấp (m) Các thông số còn lại có ý nghĩa như đã trình bày ở trên abd Eb I (m4) yo(m) K y X =y oX Mng Hx(T) ( Tm) 0.64 3300000 0.000675 0.005 250 0 -1.947 1.346 Bảng 6.15 Kết quả M của cọc móng 2A Z Ze A3 B3 C3 D3 Mz 0 0 0 0 1 0 -1.95 0.31 0.2 -0.001 0 1 0.2 -1.07 0.63 0.4 -0.011 -0.002 1 0.4 -0.24 0.94 0.6 -0.036 -0.011 0.998 0.6 0.53 1.25 0.8 -0.085 -0.034 0.992 0.799 1.19 1.56 1 -0.167 -0.083 0.975 0.994 1.7 1.88 1.2 -0.287 -0.173 0.938 1.183 2.06 2.19 1.4 -0.455 -0.319 0.866 1.358 2.2 2.5 1.6 -0.676 -0.543 0.739 1.507 2.09 2.81 1.8 -0.956 -0.867 0.53 1.612 1.68 3.13 2 -1.295 -1.314 0.207 1.646 0.92 3.44 2.2 -1.693 -1.906 -0.271 1.575 -0.28 3.75 2.4 -2.141 -2.663 -0.94 1.352 -2 Hình 6.3 Biểu đồ Moment móng 2A Bảng 6.16 Kết quả M của cọc móng 2B abd Eb I(m4) yo(m) K y X =y oX Mng Hx (T) ( Tm) 0.64 3300000 0.000675 0.006 250 0 -2.53 1.75 Z Ze A3 B3 C3 D3 Mz 0 0 0 0 1 0 -2.53 0.31 0.2 -0.001 0 1 0.2 -1.21 0.63 0.4 -0.011 -0.002 1 0.4 0.05 0.94 0.6 -0.036 -0.011 0.998 0.6 1.2 1.25 0.8 -0.085 -0.034 0.992 0.799 2.18 1.56 1 -0.167 -0.083 0.975 0.994 2.92 1.88 1.2 -0.287 -0.173 0.938 1.183 3.39 2.19 1.4 -0.455 -0.319 0.866 1.358 3.51 2.5 1.6 -0.676 -0.543 0.739 1.507 3.2 2.81 1.8 -0.956 -0.867 0.53 1.612 2.39 3.13 2 -1.295 -1.314 0.207 1.646 0.95 3.44 2.2 -1.693 -1.906 -0.271 1.575 -1.21 3.75 2.4 -2.141 -2.663 -0.94 1.352 -4.27 Hình 6.4 Biểu đồ Moment móng 2B Nhận xét chung Từ biểu đồ moment, ta nhận thấy rằng càng xuống sâu thì moment trong cọc có xu hướng giảm xuống,giá trị moment lớn nhất xuất hiện tại mặt ngàm đáy đài do đó hàm lượng cốt thép trong cọc có thể cắt hoặc giảm đi khi càng xuống sâu. Nếu xét khả năng chịu uốn của cọc thì môment uốn giảm dần và độ sâu z=3.75 thì môment này tắt dần. Tuy nhiên vì đây là nhà cao tầng, các giá trị tải trọng đứng và tải trọng ngang tương đối lớn nên để đảm bảo an toàn khi có những trường hợp tải trọng bất lợi xảy ra, ta sẽ giữ nguyên hàm lượng cốt thép trong cọc. 6.7.3 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 Trong đó sz: Áp lực tính toán tại độ sâu z (T/m2) Vì Le = 14.9 m >2.5 m. Ta kiểm tra điều kiện này tại vị trí: Z=0.85/abd=0.85/0.64 = 1.3 m Ze=abdz=0.641.3 = 0.85 m Các giá trị A1, B1, C1, D1 được tra trong Bảng-G3 của TCXD 205 – 998. Với Ze = 0.85 m, tra bảng và nội suy ta được như sau: A1= 0.996 B1= 0.849 C1= 0.363 D1= 0.103 Bảng 6.17 Kết quả áp lực tính toán tại độ sâu Z móng 2A và 2B Cọc Z Ze K abd y0 M0 H0 sz (m) (m) (m) (T/m4) (m) Tm T T/m2 2A 1.3 0.85 250 0.64 0.005 -1.95 1.35 1.450 2B 1.3 0.85 250 0.64 0.006 -2.53 1.75 1.721 sgh áp lực giới hạn tại độ sâu Z=1.3m Trong đó h1=1 h2-Hệ số kể đến phần tải trọng thường xuyên trong tổng tải trọng, được tính theo công thức Mdh: Moment tải trọng thường xuyên, tính toán ở tiết diện móng tại mức mũi cọc M: Momen tải trọng tạm thời (do gió và hoạt tải gây ra). Do Le > 2,5 lấy n = 2,5 x=0.3 đối với cọc ép, 0.6 cho cọc nhồi sZ =gixZ : Ứng suất có hiệu theo phương thẳng đứng trong đất tại độ sâu Z(m) Đầu cọc nằm trong lớp thứ 2 nên ta có các tính chất cơ lý sau: , , Bảng 6.18 Kết quả áp lực giới hạn tại độ sâu Z móng 2A và 2B Cọc M Mdh h1 h2 jI CI x gi sgh Nhận xét (T.m) (T.m) độ (T/m2) (T/m3) (T/m2) 2A 0.819 0.71 1 0.68 7.81 1.5 0.3 1.91 2.07 Đạt 2B 1.078 0.94 1 0.68 7.81 1.5 0.3 1.91 2.07 Đạt Vậy nền đất quanh cọc không bị phá hỏng khi chịu áp lực ngang. 6.8 Tính toán đài cọc 6.8.1 Kiểm tra chọc thủng giữa cọc và đài Móng 2A Chiều cao đài: hđ=h0+h1 Trong đó h1-Độ sâu cọc ngàm vào đài (phần cọc chưa bị phá bê tông);h1=0.1m h0-chiều cao làm việc của đài cọc xác định theo điều kiện chọc thủng Þh0=1-0.1=0.9m (hđ=1m) Cột có tiết diện (550x550) Tháp đâm thủng nghiêng 450 theo phương thẳng đứng từ mép cột xuống đáy đài Hình 6.5 : Mô hình tháp chọc thủng móng 2A Khoảng cách từ mép cột đến mép ngoài của cọc r= 1.05-0.55/2=0.775m h0=0.9>r, tháp chọc thủng nằm ngoài đỉnh cọc Vậy đài không bị chọc thủng bởi cột Móng 2B Khoảng cách từ mép cột đến mép ngoài của cọc r= 1.05-0.6/2=0.75m h0=0.9>r, tháp chọc thủng nằm ngoài đỉnh cọc Vậy đài không bị chọc thủng bởi cột Hình 6.6 : Mô hình tháp chọc thủng móng 2B 6.8.2 Tính toán cốt thép cho đài Thép bố trí tại đáy móng để chịu moment do phản lực nền gây ra, lúc đó xem cánh móng như những công xôn ngàm vào tiết diện đi qua chân cột và bị uốn bởi phản lực các đầu cọc Moment tại ngàm được xác định như sau: Trong đó n-Số lượng cọc trong phạm vi công xôn Pi-Phản lực đầu cọc thứ i ri-Khoảng cách từ mặt ngàm đến trục cọc i Sử dụng bê tông Mác 300, Cốt thép CIII, Tính cốt thép đài cho móng 2A Moment tương ứng với mặt ngàm I-I MI-I=årIiPi rI6=0.45-0.55/2=0.175m Hình 6.7 : Sơ đồ tính đài cọc móng 2A Chọn 12f20 Fa=37.7 cm2 Chiều dài mỗi thanh thép 2.35m Khoảng cách giữa các thanh cốt thép 0.2m Moment tương ứng với mặt ngàm II-II MII-II=årIIiPi Ở đây Pi=P1+P4+P7 P7=Pmax=73.3T, P1=Pmin=58.6T, P=65.96T Chọn 15f20 Fa=47.13cm2 Chiều dài mỗi thanh thép 2.35m Khoảng cách giữa các thanh 0.16m Tiết diện cột tại móng trục 2A (55x55)cm Tính cốt thép đài cho móng 2B Hình 6.8 : Sơ đồ tính đài cọc móng 2B Moment tương ứng với mặt ngàm I-I MI-I=årIixPi Ở đây Pi=P6+P7+P8=2x72+65=209T Chọn 15f20 Fa=47.13 cm2 Chiều dài mỗi thanh thép 2.35m Khoảng cách giữa các thanh cốt thép 0.16m Moment tương ứng với mặt ngàm II-II MII-II=årIIiPi Ở đây Pi=P1+P4+P6=58+65+72=195T Chọn 14f20 Fa=44cm2 Chiều dài mỗi thanh thép 2.35m Khoảng cách giữa các thanh 0.17m Tiết diện cột tại móng trục 2B(60x60) cm Ngoài cốt thép tính toán trong đài cần phải bố trí thép cấu tạo nhằm giảm ứng suất nhiệt, ngăn cản các ứng suất co ngót phát sinh trong kết cấu bê tông khối lớn.Và thỏa mãn điều kiện Famin³ 0.05% trong kết cấu bê tông cốt thép f14a200. Để bê tông không co ngót nhiệt thì ta cần đặt cấu tạo thêm các lưới thép 6.9 Tính toán khả năng chịu uốn của cọc khi vận chuyển, cẩu lắp Khi vận chuyển Khi vận chuyển ta dùng 2 móc cẩu được bố trí ở các điểm cách đầu và mũi cọc một khoảng a sao cho Mnhịp=Mgối.Sau khi giải bài toán dầm đơn giản và cân bằng moment ta được a=0.207L (với L là chiều dài cọc). Trọng lượng bản thân cọc q=nxbxhxg=1.5x0.3x0.3x2500=337.5 (kg/m) với n=1.5 hệ số vượt tải kể đến khi vận chuyển cọc gặp đường xấu làm chấn động mạnh cọc và sự cố khác ở công trường khi thi công cọc g=2500 KG/m3 – Dung trọng của bêtông Giá trị moment: M1 = 0.043qL2=337.5122x0.043= 2089.8 (Kg.m) Hình 6.9 : Biểu đồ moment khi vận chuyển cọc Khi dựng cọc Khi dựng cọc ta có một đầu tựa vào đất một đầu tựa vào dây cẩu.Ta chọn luôn móc khi cẩu cọc làm móc dựng cọc Ta có sơ đồ tính như sau: Hình 7.0 : Biểu đồ moment khi dựng cọc Giá trị moment khi dựng cọc M2 = 0.086q*l2= 4179.6(Kg.m) Ta chọn giá trị moment lớn nhất để tính toán và bố trí cốt thép Mmax = 4179 Kg.m 6.10 Tính toán cốt thép cho cọc Chọn M=max(M1,M2,Mz) để tính cốt thép cho cọc Mmax=M=4179 Kg.m Chọn lớp bảo vệ a=4 (cm) h0 = 30 – 4 =26 cm A = =5.03(cm2) Vậy chọn 4f20 (Fa =12.586cm2 ) theo cấu tạo để bố trí cho cọc (bố trí đối xứng tránh trường hợp lật cọc trong quá trình thi công và vận chuyển) Tính móc cẩu Trọng lượng cọc P = 1.5x(337.5x12) = 6075 KG. Chọn móc cẩu f20, thép CII, ta có Fa=3.142 (cm2). Lực kéo tối đa mà cốt thép chịu được: F= RaFa=2600´3.142=8169(KG). Ta có F=8.1692 T > P=6.075T, nên ta chọn 2 móc cẩu để bố trí Lực cắt mà 1 thanh thép phải chịu T=6.075/2=3.0375(T) Tính chiều dài đoạn neo lneo= cm và không nhỏ hơn 30f=60 cm Ta chọn Lneo=90cm. Kết luận: Công trình chung cư cao tầng P12-Q3 thì việc lựa chọn phương án móng cọc như trên là hoàn toàn hợp lý. Các kích thước đài cọc, đường kính cọc, chiều dài cọc, chiều sâu chôn móng…Có thể chịu được tải trọng kết cấu bên trên truyền xuống mà không gây hư hỏng cho công trình. Các điều kiện chịu tải của móng cọc đã được kiểm tra đủ và đạt yêu cầu về lún, chuyển vị, biến dạng do đất nền gây ra…Do đó móng làm việc an toàn trong suốt tuổi thọ của công trình. CHI TIẾT KẾT CẤU MÓNG VÀ MẶT BẰNG MÓNG ĐƯỢC TRÌNH BÀY TRONG BẢN VẼ NM 1/2