đồ án mong khoan nhoi

Chương VII: TÍNH

TOÁN THIẾT KẾ KẾT CẤU

MÓNG CỌC KHOAN NHỒI.
7.1:Thống kê địa chất:
5.1.1Khảo sát địa chất
Công tác khảo sát địa chất phục vụ cho cho việc xây dựng được tiến hành ngoài
hiện trường với khối lượng gồm 3 hố khoan, hố khoan 1 ( HK1 ) sâu 90m, hố khoan 2
(HK2 ) sâu 90 m, và hố khoan 3 (HK3 ) sâu 90m. Tổng độ sâu khoan là 270m với 135 mẫu
đất nguyên dạng dùng để thăm dò địa tầng và thí nghiệm xác định tính chất cơ lý các lớp
đất.
Dựa vào kết quả thí nghiệm, quyết định lấy giá trị địa chất của HK3 để thiết kế
móng.
Mực nước ngầm ở độ sâu -0.4m .
Thống kê kết quả thí nghiệm.
Các chỉ tiêu cơ lý
Lớp
đất

SL

1

2

3

Mô tả

Lớp đất

san lấp
Bùn sét
màu xám
xanh,
xám đen,
trạng thái
chảy
Sét hữu
cơ màu
xám
xanh,
trạng thái
từ chảy
dẻo đến
dẻo mềm
Cát – cát
pha lẫn
vỏ sò,
màu xám
đen, trạng
thái từ
xốp đến
chặt vừa

Độ
sâu
đáy
lớp
(m)

Bề
dày
lớp
(m)

0.8

Hệ
số
rỗng
ban
đầu
e

Trị
số
SPT

-

-

Dung
trọng tự
nhiên
γw
(kN/m3)

Độ
sệt

B

0.8

-

-

-

-

15.2

14.4

15.7

1.18

5.6

3o35’

0.0018 1.79

0-0

35.3

20.1

17.4

0.71

9.2

6o56’

0.0009 1.18

0-1

43.5

8.2

19.3

0.19

15

26o07’ 0.0002 0.69

3-10

Góc
Lực kết

nội
dính C
ma sát
(kN/m2)
φ

Hệ số
nén
lún a 12

-


Các chỉ tiêu cơ lý
Lớp
đất

4

5

6

7

Mô tả

Độ
sâu
đáy

lớp
(m)

Bề
dày
lớp
(m)

Sét – sét
pha màu
xám
xanh, nâu
đỏ, xám
54.6 11.1
vàng,
trạng thái
thái dẻo
cứng đến
nửa cứng
Cát- cát
pha hạt
mịn màu
xám
61.3
6.7
vàng,
trạng thái
chặt
Sét pha
màu xám

trắng,
xám
vàng, nâu 78.8 17.5
đỏ, trạng
thái từ
nửa cứng
đến cứng
Cát pha
hạt mịn
đến trung,
màu xám
≥90.0 ≥11.2
vàng,
xám đen,
trạng thái
chặt

Hệ
Hệ số
số
nén
rỗng
lún a 1- ban
đầu
2
e

Dung
trọng tự
nhiên

γw
(kN/m3)

Độ
sệt
B

18.8

0.4

25.6

17o45’ 0.0003

0.6

1131

20.1

0.15

16

25o43’ 0.0002

0.6

1547

19.9

0.23

30.9

18o17’ 0.0002 0.72

1742

19.9

0.18

14.2

26o46’ 0.0001 0.61

3848

Góc
Lực kết
nội
dính C
ma
sát
(kN/m2)
φ

Trị
số
SPT


7.1.2: Mặt cắt hố khoan


7.2: Kết cấu cọc khoan nhồi:
Công trình có 1 tầng hầm, nằm ở cao độ -3.05m. Ta thiết kế mặt trên dầm gân trùng
với mặt sàn tầng hầm, tại cao trình -30.5m so với cao trình mặt đất ±0.000m,
Dựa vào điều kiện địa chất chọn độ sâu hạ cọc là -70m, chiều cao của đài móng
chọn sơ bộ 2m.
vậy chiều dài làm việc của cọc là 64.95m , cọc được chôn vào đài 0.1m.
Vậy tổng chiều dài của cọc là 65.05m
Chọn cọc đường kính D = 1,2m
Cọc chịu tải trọng ngang hàm lượng cốt thép theo cấu tạo (0.4-0.65%)

A s = (0.4 - 0.65)A c = (4524 - 7351.3) mm 2
Chọn 16Ø22 → As = 6081.6 mm2
Bê tông B25
Thép Ø<10 AI, Ø>10 AIII
Tính toán sức chịu tải của cọc: Khả năng chịu tải của cọc khoan nhồi dựa theo tiêu chuẩn
TCXDVN 205 – 1998 “Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế” và TCXDVN 195 – 1997 “Nhà
cao tầng – Thiết kế cọc khoan nhồi”
7.2.1: Sức chịu tải cho phép của cọc theo vật liệu (TCXD205 - 1998):
Khả năng chịu tải của cọc theo vật liệu được xác định theo công thức sau:
P = RuA + RanAs
Trong đó:
• Ru là cường độ tính toán của bê tông cọc nhồi, xác định như sau:

•

R 
 30 
R u = min  ; 6  = min  ;6  = 6(MPa) : Đối với cọc đổ bê tông dưới nước
 4.5 
 4.5 
hoặc dung dịch sét
R 
R u = min  ; 7  (MPa) : Đối với cọc đổ bê tông trong lỗ khoan khô
4 
R là mác thiết kế của bê tông cọc (MPa): R = 30 (MPa)
Vậy Ru = 6 (MPa) = 6000 (kPa)
A là diện tích tiết diện cọc

•

Ran là cường độ tính toán của cốt thép, xác định như sau:

•

R

R an = min  c ; 220 (MPa) : Đối với cốt thép nhỏ hơn Φ28mm
1.5

R

R an = min  c ; 200 (MPa) : Đối với cốt thép lớn hơn Φ28mm

1.5

Rc là giới hạn chảy của cốt thép (MPa): Rc = 365 (MPa)
Vậy Ran = 220 (MPa) = 220000 (kPa)
As là diện tích tiết diện cốt thép dọc

Vậy khả năng chịu tải của cọc theo vật liệu:
P = [6 x (3.14*12002/4 – 6081.8) + 220 x 6081.8)/1000] = 8084 (kN).
7.2.2: Sức chịu tải theo đất nền


•

Phương pháp dựa theo các chỉ tiêu cơ lý của đất nền (theo SNIP 2.20.03.05)
phụ lục A (205-1998)

Sức chịu tải của cọc đơn được dùng là:

Qa =

Qtc
K at

Trong đó
Kat – hệ số an toàn được lấy ( khi xét đến hiệu ứng của nhóm) là:
Kat = 1,4 cho móng trên 21 cọc
Kat = 1,55 cho móng từ 11 đến 21 cọc
Kat = 1,65 cho móng từ 6 đến 10 cọc
Kat = 1,75 cho móng có dưới 6 cọc
Qtc – xác định gồm 2 thành phần là khả năng chịu mũi và khả năng bám trượt bên

hông
n


Qtc = m  mR qm Fc + u ∑ m f f Si Li ÷
i =1



với
m– hệ số điều kiện làm việc m=1
mR – hệ số điều kiện làm việc tại mũi cọc
mR = 0,7 – đối với sét
mR = 1 – đối với cát
mf – hệ số điều kiện làm việc của đất ở mặt bên của cọc
mf = 0,6 cho cọc khoan nhồi đổ bêtông dưới bùn bentonite
qm – khả năng chịu tải mũi cọc
fsi – khả năng bám trượt xung quanh cọc
Fc – tiết diện cọc
Li, – chiều dài phân đoạn và chu vi cọc.
o Thành phần chịu mũi
Mũi cọc nằm trong lớp cát mịn, trạng thái chặt vừa đến chặt ở độ sâu Zm = -70m ,
lớp đất sét có độ sệt B=0.23
→ Sức chống mũi cọc qm = 3200 kN/m2
Tiết diên ngang cọc: Fc = 1.1309 m2
Cọc xuyên qua các lớp đất
→ Qm = 0.7 x 3200 x 1.1309 = 2533.4 kN


o Thành phần chịu ma sát

Độ sâu
h (m)

Bề dày
(m)

z (m)

5.05
7.05
9.05
11.05
13.05
15.2
17.2
19.2
21.2

2
2
2
2
2.15
2
2
2

6.05
8.05

10.05
12.05
14.125
16.2
18.2
20.2

Cấu tạo

Lớp 1:
Sét

Lớp 2 :
Sét

Độ sệt
B

1.18

0.71

fsi
(kN/m2)

mf.ui.fsi.li
(kN)

1
1

1
1
1
11
11
12

4.5
4.5
4.5
4.5
4.9
49.7
49.7
54.3


Độ sâu
h (m)

Bề dày
(m)

z (m)

23.2
25.2

2
2

22.2
24.2

27.2
29.2
31.2
33.2
35.3
37.3
39.3
41.3
43.5
45.5
47.5
49.5
51.5
53.5
54.6
56.6
58.6
60.6
61.3
63.3
65.3
67.3
70

2
2

2
2
2.1
2
2
2
2.2
2
2
2
2
2
1.1
2
2
2
0.7
2
2
2
2.7

26.2
28.2
30.2
32.2
34.25
36.3
38.3
40.3

42.4
44.5
46.5
48.5
50.5
52.5
54.05
55.6
57.6
59.6
60.95
62.3
64.3
66.3
68.65

Cấu tạo

Lớp 3:
Cát min,
chặt vừa

Lớp 4:
Sét

Lớp 5:
Cát trạng
thái chặt

Lớp 6:

Sét

Độ sệt
B

fsi
(kN/m2)

mf.ui.fsi.li
(kN)

12
12

54.3
54.3

12
12
12
12
13
70
70
-70
70
50
50
50
0.4

50
50
50
70
70
-70
70
90
90
0.23
90
90
Σmf.ui.fsi.li =

54.3
54.3
54.3
54.3
61.7
316.5
316.5
316.5
348.2
226.1
226.1
226.1
226.1
226.1
124.3
316.5

316.5
316.5
110.8
406.9
406.9
406.9
549.4
5946.9

→ Qs = 5946.9 kN
→Qtc = Qs + Qm = 2533.4 + 5946.9 = 8480.3 kN
→ Sức chịu tải cọc đơn được dùng là:
Qa = Qtc/1.75 = 8480.3/1.75 = 4845.9 kN
7.2.3: Phương pháp tính theo cường độ C, ϕ phụ lục B (205-1998):
(dùng công thức Meyerhof)
Sức chịu tải của cọc theo đất nền được tính theo phụ lục B trong TCXD 205–1998
Qu = Qm + Qs = qm Fc + u ∑ f s Lc
Khả năng chịu tải cực hạn:
Khả năng chịu tải cho phép sử dụng hệ số an toàn:


Hệ số an toàn = 3 cho mũi
Hệ số an toàn = 2 cho ma sát
o Để tính khả năng bám trượt xung quanh, ta dùng công thức

f s = ca + σ ' K s tgϕa
Trong đó
ca – lực dính giữa cọc và đất [ ca= (0,7 ÷ 1) c ]
ϕa – ma sát giữa cọc và đất [ϕa = (0,7 ÷ 1) ϕ ]
σ ’= γ ’ .Z – áp lực hữu hiệu thẳng đứng

Ks = (1,2 ÷ 1,4) (1-sin ϕ )
Để tính khả năng chịu tải mũi cọc, ta dùng công thức

qm = cN c + γ ' zN q + γ ' DN γ

Trong đó
Nc , Nq , Nγ – các hệ số tra biểu đồ theo góc ma sát ϕ
γ ’ – ứng suất bản thân đất tại mũi cọc có xét đẩy nổi
o Thành phần chịu mũi
Mũi cọc tại độ sâu -70m có φ = 18o17’, c = 30.9 kN/m2
Tra các hệ số ta có :
Nc = 13.3
Nq = 5.4
Nγ = 3.86
→ Qm = 3838.1 kN


o Thành phần ma sát

Lớp
1
2
3
4
5
6

Độ sâu
mặt
lớp

5.05
15.2
35.3
43.5
54.6
61.3

Độ sâu
đáy
lớp
15.2
35.3
43.5
54.6
61.3
70

L(m)
10.15
20.1
8.2
11.1
6.7
8.7

Z (m)
7.075
22.2
36.35
46

54.9
62.6

γ
C
(kN/m3) (kN/m2)
15.7
5.6
17.4
9.2
19.3
15
18.8
25.6
20.1
16
19.9
30.9

φo
3.58
6.96
26.12
17.45
25.72
18.28

fs
(kN/m2)
6.7

24.2
98.7
104.8
154.2
157.5
Qs=

Qsi (kN)
258.22
1835.49
3052.12
4385.67
3893.82
5165.34
18590.6


→ Qs = 18590.6 kN
→ Sức chịu tải cọc đơn được dùng là:
Qa = Qm/3 + Qs/2 = 3838.1/3 + 18590.6/2 =10574.7kN
 Sức chịu tải cọc đơn sử dụng :
Qa = min(Qa-A, Qa-B) =min(4845.9; 10574.7) kN
Chọn Qtk =4800kN
7.3 Thiết Kế Móng Cọc khoan nhồi:
Từ kết quả giải nội lực khung, ta tính số lượng cọc theo công thức:
nc =

βxN tt max 1.4xN tt max
=
Qtk

4800

Và kiểm tra hiệu ứng nhóm cọc, ta chọn sơ bộ số cọc như dưới đây :

C1(Nmax)

3425.27

tên
móng
M1

C2(Nmax)

3424.08

M1

2

C3(Nmax)

3405.72

M1

2

C4(Nmax)

3498.38

M1

2

C5(Nmax)

7446.71

M2

4

C6(Nmax)

7222.37

M2

4

C7(Nmax)

7456.96

M2

4

C8(Nmax)

7148.33

M2

4

C9(Nmax)

7339.71

M2

4

C10(Nmax)

5704.83

M3

2

C11(Nmax)

7330.07

M2

4

C12(Nmax)

5609.67

M3

2

PIER3+C13+C14(Nmax)

50589

M4

25

N(kN)

7.3.1 thiết kế móng M1:
1. Xác định sơ bộ số lượng cọc và bố trí cọc cho móng M1:
Lấy nội lực cột C2 để thiết kế móng 1.
Ntt= 3424 (KN).
Mx= 31(KN.m)
My=57(KN.m)
Hx=35.58 KN

nc
2

Hy=50.64 KN
- Số lượng cọc sơ bộ được xác định theo công thức:

N tt
3424
n = 1.4 ×
= 1.4 ×
=1
Pc
4800
=> chọn n =2cọc.
- Sơ đồ bố trí cọc :

- Vị trí các cọc :
Tên cọc
1
2

Xi (m)
-1.1
1.1
2
ΣXi = 2.42

Yi (m)
0
0
ΣYi2 =0

2. Kiểm tra tải trọng tác dụng lên đầu cọc:
a. Kích thước đài:
Theo quy định khoảng cách giữa 2 cọc liên tiếp tối thiểu làD+1 (m), khoảng cách
giữa cọc ngoài cùng với mép đài là D (với D là đường kính cọc), từ đó ta có kích thước đài
như sau:
Bđ=2.4 (m)
Lđ=4.6 (m)
Chọn chiều cao đài theo điều kiện tuyệt đối cứng:


Bd − b c 2.4 − 0.55

=
= 0.925(m)
h 0 >
2
2

h > L d − a c = 4.6 − 0.55 = 2.025(m)
 0
2
2
d

Chọn H =2.1m
b. Xác định trọng lượng khối móng(có xét đẩy nổi):
Wqu = LđxBđxhđxγ = 2.4x4.6x2.1x(25-10) = 347.8 (KN).
- Tải trọng tác dụng lên đầu cọc bây giờ là:
Ntt+Wqu=3424+347.8=3771.8(KN).

Mx=31+ 35.58x2.1= 105.7(KN.m)
My=57+50.64x2.1= 163.3(KN.m)
c. Tải trọng tác dụng lên đầu cọc:

Pi =

N tt + Wqu
n

+

M y × xi

∑x

2
i

+

M x × yi
∑ yi2

Cụ thể :
Bảng 2.4: Phản Lực tác dụng từng đầu cọc:
.
P1=
P2=

1811.6

1960.1

kN
kN

Pmax=
Pmin=

1960.1
1811.6

kN
kN

d. Kiểm tra khả năng chịu tải của nhóm cọc :
Với E: hiệu ứng nhóm được xác định theo công thức:

D (n − 1)m + n(m − 1)
)
e
90 × m × n
1.2 (1 − 1) × 2 + (2 − 1) ×1
⇒ E = 1 − arctag(
)×
= 0.841
2.2
90 × 2 × 1
E = 1 − arctag(

Trong đó:

•

e: khoảng cách của cọc.

•

n: số hàng.

•

m: số cọc của mỗi hàng.

•

Pc: tải trọng sử dụng thiết kế.


Kiểm tra điều kiện sử dụng cọc có xét đến hiệu ứng nhóm :
Pmax ≤ PcxE
Pmax = 1960≤4800x0.841=4036.8(KN) => thõa điều kiện
Khả năng chịu tải của nhóm cọc :
N=ExnxQu=0.841x2x4800 =8064(KN) > Nttđđ=3771.8(KN)
3. Kiểm tra khả năng chịu cắt do 1 hàng cọc biên gây ra :
Pxt = Pmax = 1960(kN )

Pcx =β bhoRk
h o 2.0
h
=
=10 ⇒ o =2 ( khi tỉ số này lớn hơn 2, chọn giá trị bằng 2 để tính toán)

C 0.2
C
2

h 
2
β = 0.7 1+  o ÷ = 0.7× 1+ ( 2) = 1.56
C
Pcx = 1.56 x 2.4 x 2 x1.05 x103 = 7862kN > Pxt = 1960kN => kích thước đã chọn thỏa đk
chống cắt.


4. Kiểm tra ổn định dưới mũi cọc:
(Tải trọng dùng Ntc, Mtc).
N tt daydai

3771.8
=3279.8kN
1.15
1.15
M tt 105.7
M x tc = x =
=91.9kN.m
1.15 1.15
M tt 163.3
M y tc = y =
=142kN.m
1.15 1.15
tc

N =

=

a. Xác định góc ma sát trung bình giữa các lớp đất:

Zm

hd

Ld
L'

ϕ tb/4

ϕ tb /4

Lm

- Kích thước đài qui đổi :
L’ = Lđ – D = 4.6 –1.2 = 3.4 (m)
B’ = Bđ – D = 2.4 – 1.2 = 1.2 (m)
- Góc ma sát trung bình :

ϕtb =

ϕ1 × L1 + ϕ2 × L 2 + ϕ3 × L3 + ϕ4 × L 4 + ϕ5 × L5 + ϕ6 × L6
=
L1 + L 2 + L3 + L 4 + L5 + L6

3.58 ×10.15 + 6.96 × 20.1 + 26.12 × 8.2 + 17.45 ×11.1 + 25.43 × 6.7 + 18.17 × 8.7
= 14
10.15 + 20.1 + 8.2 + 11.1 + 6.7 + 8.7
=> L m = L '+ 2 t g(

ϕtb
) × (L1 + L 2 + L 3 + L 4 + L 5 + L 6 )
4


= 3.4 + 2 t g(
=> Bm = B'+ 2 t g(

140
) × (10.15 + 20.1 + 8.2 + 11.1 + 6.7 + 8.7) = 11.345(m)
4

ϕtb
) × (L1 + L 2 + L 3 + L 4 + L 5 + L 6 )
4

140
= 1.2 + 2 t g( ) × (10.15 + 20.1 + 8.2 + 11.1 + 6.7 + 8.7) = 8.645(m)
4
Chọn Lm=11.4(m), Bm=8.7(m)
b. Khối Móng quy ước tại mũi cọc:
- Wqum=LmxBmxZmxγ’tb=11.4x8.7x65x7.9 =50929 (KN)
Với γtb=7.9 (KN/m3) (được tính bằng cách lấy trung bình của các lớp đất.)
•

Tải trọng tác dụng xuống mũi cọc bây giờ là:
Ntc+Wqum= 3279.8+50929=54209(KN).
c. Độ lệch tâm tại mũi cọc:

ex =

ey =

M tcy
N + Wqum
tc

=

142
= 0.0026(m) = 2.6(mm)
54209

M tcx
91.9
=
= 0.0017(m) = 1.7(mm)
N tc + Wqum 54209

d. Áp lực trung bình tại mũi cọc:

Ptb =

N tc + Wqum
L m × Bm

=

54209
= 546.57(KN / m 2 )
11.4x8.7

Pmax = Ptb × (1 +

6 × ex 6 × ey
6 × 0.0026 6 × 0.0017
+
) = 546.57 × (1 +
+
) = 548(KN / m 2 )
Lm
Bm
11.4
8.7

Pmin = Ptb × (1 −

6 × ex 6 × ey
6 × 0.0026 6 × 0.0017
−
) = 546.57 × (1 −
−
) = 545.2(KN / m 2 )
Lm
Bm

11.4
8.7

e. Khả năng chịu tải của đất nền tại mũi cọc:

R tc =

m1 × m 2
(A × Bm × γ 'II + B × Zm × γ 'I + D × c)
k tc

- Mũi cọc đặt tại lớp đất thứ 6: với ϕ = 18.230 tra bảng được:

A = 0.44

B = 2.76
D = 5.35

- Lớp 6 : sét-sét pha, trạng thái nửa cứng đến cứng :


k tc = 1

m1 × m 2 = 1.1
- Với γ’II:là dung trọng của đất ở dưới mũi cọc có tính đến đẩy nổi.
γ’I:là dung trọng trung bình của đất từ mũi cọc trở lên có tính đến đẩy nổi.

 γ'II = 7.5(KN / m3 )



5.7x10.15 + 7.4x20.1 + 9.3x8.2 + 8.8x11.1 + 10.1 × 6.7 + 7.5 × 8.7
= 7.9(KN / m 3 )
 γ'I =
10.15 + 20.1 + 8, 2 + 11.1 + 6.7 + 8.7


R tc =

1.1
(0.44 × 9.9 × 7.5 + 2.76 × 65 × 7.9 + 5.35 × 30.9) = 1776.76(KN / m 2 )
1

- Điều kiện cần phải thỏa:
σ tb =546.57 kN/m 2 σ max =548<1.2R II =1.2x1776.8=2132.2 kN/m 2
σ min =545.2>0
=> Đảm bảo khả năng chịu tải của đất nền.
5. Tính lún cho móng:
- Ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại mũi:
σobt = γ’xZm = 7.9x65=513.5 (KN/m2).

σibt = σibt−1 + γ × h i
(lấy dung trọng đẩy nổi của lớp 4- lớp đất đang tính lún.)
- Ứng suất gây lún tại mũi cọc lấy theo ứng suất trung bình:
σogl = Ptb-σobt = 546.57 –513.5=33.07(KN/m2).
σigl = koxσogl
ko: hệ số thay đổi theo

z
z

, tra bảng
để có ko.
Bm
Bm

- Vị trí ngừng tính lún thõa mãn điều kiện :
σngl ≤ 0.2xσnbt
- Ứng suất gây lún trung bình:

σigl−1 + σigl
σ =
2
gl
tbi

- Độ lún được xác định theo công thức:


S = β0 × ∑ (

σ gltbi × h i
)
E0

Với
•

Eo : modun biến dạng của đất nền , E o = m k ×βo / a o

•

βo = 0.8

- Theo TCVN 45-1978 độ lún phải thỏa yêu cầu S ≤ Sgh=8 (cm).
- Theo số liệu địa chất, modun biến dạng của đất nền ở lớp đất thứ 4 là E0 =
8780(KN/m2)
gl
σ
bt
gl
σσtbi
i
i Điểm

Lớp
1

tính
0

Vậy

∑S

i

hi

zi

(m)
0

(m)
0

Độ lún
Z/b
0

ko
1

(KN/m2)
33.07

(KN/m2)
513.5

(KN/m2)
13.8

Si (m)
0.00126

Tổng độ lún

0.0015

= 0.15(cm) < 8(cm) => thỏa yêu cầu về độ lún cho phép.

6. Tính toán kết cấu đài móng :
- Tải trọng sử dụng là tải trọng tính toán: Ntt, Mtt
- Cột C5 có tiết diện 550 x 550 (mm).
- Chọn chiều cao đài: hđ = 2.1(m).
- Cốt thép được tính theo phương cạnh dài (phương L) dựa trên nguyên tắc ngàm tại chân
cột. Xác định cọc ngoài chân cột ngàm và cánh tay đòn để tính moment :
-

Mx2=ΣPi×ai=(P2x0.825 =1960.1x0.825= 1617(KN.m).

-

Diên tích cốt thép đài được xác định theo công thức:

-

Tính toán cọc như cấu kiện chịu uốn: có tiết diện là Bđ xLđxhđ.
Chọn a = 5(cm) nên suy ra ho= hđ – a = 210- 5-10= 195 (cm). (trừ 10cm phần cọc ngàm

vào đài)
- Áp dụng công thức tính toán :
My
1617 × 10 4
=
= 0.01222
 Tính α m =
Rb × b × ho2 145 × 240 ×1952
 Tính ξ = 1 − 1 − 2 × α m = 0.0123
 Tính thép : Asy =

ξ × Rb × b × ho 0.0123 × 145 × 240 × 195
=
= 22.86(cm 2 )
Rs
3650


Bố trí Ø16a200 (As=24.11cm2) trên suốt bề rộng đài.
6.3.2

Thiết kế móng M2:

1. Xác định sơ bộ số lượng cọc và bố trí cọc cho móng M2:
Lấy nội lực cột C7 để thiết kế móng 2.
Ntt= 7456.96 (KN).
Mx= 134.46(KN.m)
My= 4.2(KN.m)
Hx=5.89 k(N)
Hy=104.17 (kN)
- Số lượng cọc sơ bộ được xác định theo công thức:

N tt
7456.96
n = 1.4 ×
= 1.4 ×
= 2.2
Pc
4800
=> chọn n =4 cọc.

- Sơ đồ bố trí cọc :


- Vị trí các cọc :
Tên
cọc
1
2
3
4

Xi (m)
-1.1
1.1
-1.1
1.1
2
ΣXi = 4.84

Yi (m)
1.1
1.1
-1.1
-1.1
2
ΣYi = 4.84

2. Kiểm tra tải trọng tác dụng lên đầu cọc:
a. Kích thước đài:
Chọn khoảng cách giữa 2 cọc là 2.2m. Các kích thước đài như trên hình sơ đồ bố trí

cọc:


Chiều cao đài được chọn theo điều kiện tuyệt đối cứng: với Lđ=4.6 (m);
Bđ=4.6 (m) (đáy tháp xuyên thủng có kích thước như trên):

Bd − bc 4.6 − 0.6

=
= 2(m)
h 0 >
2
2

h > L d − a c = 4.6 − 0.6 = 2(m)
 0
2
2
đ

Chọn H =2.1 m
b. Xác định trọng lượng khối móng tại đáy đài:
Wqu = Vxγtb = 4.6x4.6x2.1x(25-15)
= 444.36(KN)
- Tải trọng tác dụng lên đầu cọc bây giờ là:
Ntt+Wqu=7456.96+444.36=7901(KN).
Mx= 134.46+5.89x2.1=146.8(KN.m)
My=4.2+104.17x2.1 =223(KN.m)
c. Tải trọng tác dụng lên đầu cọc:

Pi =

N tt + Wqu
n

+

M y × xi

∑x

2
i

+

M x × yi
∑ yi2

Chi tiết từng cọc như sau :
Bảng 2.4: Phản Lực tác dung từng đầu cọc:
P1=
P2=
P3=
P4=

1956.54
2066.049
1884.451
1993.96

kN
kN
kN
kN

Pmax=
Pmin=

2066.049
1884.451

kN
kN

.
d. Kiểm tra khả năng chịu tải của nhóm cọc :
Với E: hiệu ứng nhóm được xác định theo công thức:

D (n − 1)m + n(m − 1)
)
e
90 × m × n
1.2 (2 − 1)2 + 2(2 − 1)
E = 1 − arctag(
)
= 0.682
2.2
90 × 2 × 2
E = 1 − arctag(

Trong đó:


•

e: khoảng cách của cọc.

•

n: số hàng.

•

m: số cọc của mỗi hàng.

•

Pc: tải trọng sử dụng thiết kế.

Kiểm tra điều kiện sử dụng cọc có xét đến hiệu ứng nhóm :
Pmax ≤ PcxE
Pmax = 2066≤4800x0.682=3273(KN) => thõa điều kiện
Khả năng chịu tải của nhóm cọc :
N=ExnxQu=0.682x4x4800 =13094(KN) > Ntt=7865(KN)
3. Kiểm tra ổn định dưới mũi cọc:
(Tải trọng dùng Ntc, Mtc).
N tt daydai

7901

=6870kN
1.15
1.15
M tt 146.8
M x tc = x =
=127.65kN.m
1.15 1.15
M tt 223
M y tc = y =
=193.9kN.m
1.15 1.15
tc

N =

=

a. Xác định góc ma sát trung bình giữa các lớp đất:
Xác định kích thước đài móng quy đổi:

Zm

hd

Ld
L'

ϕ tb /4

ϕ tb/4

Lm


- Kích thước đài qui đổi :
L’ = Lđ – D = 4.6 – 1.2 = 3.4 (m)
B’ = Bđ – D = 4.6 – 1.2 = 3.4 (m)
- Góc ma sát trung bình :

ϕtb =

ϕ1 × L1 + ϕ2 × L 2 + ϕ3 × L3 + ϕ4 × L 4 + ϕ5 × L5 + ϕ6 × L6
=
L1 + L 2 + L3 + L 4 + L5 + L6

3.58 ×10.15 + 6.96 × 20.1 + 26.12 × 8.2 + 17.45 ×11.1 + 25.43 × 6.7 + 18.17 × 8.7
= 14
10.15 + 20.1 + 8.2 + 11.1 + 6.7 + 8.7
ϕ
=> L m = L '+ 2 t g( tb ) × (L1 + L 2 + L 3 + L 4 + L 5 + L 6 )
4
0
14
= 3.4 + 2 t g( ) × (10.15 + 20.1 + 8.2 + 11.1 + 6.7 + 8.7) = 11.345(m)
4
ϕ
=> Bm = B'+ 2 t g( tb ) × (L1 + L 2 + L3 + L 4 + L5 + L6 )
4
140
= 3.4 + 2 t g( ) × (10.15 + 20.1 + 8.2 + 11.1 + 6.7 + 8.7) = 11.345(m)

4
Chọn Lm= Bm=11.4(m)
b. Khối Móng quy ước tại mũi cọc:
- Wqum=LmxBmxZmxγ’tb=11.4 x11.4x65x7.9 =66734.5 (KN)
Với γtb=7.9 (KN/m3) (dung trọng đẩy nổi của các lớp đất đã tính ở trên.)
•

Tải trọng tác dụng xuống mũi cọc bây giờ là:
Ntc+Wqum= 6870+66734.5 = 73604.5(KN).
c. Độ lệch tâm tại mũi cọc:

ex =

ey =

M tcy
N + Wqum
tc

=

193.9
= 0.0026(m) = 2.6(mm)
73604.5

M tcx
127.65
=
= 0.0017(m) = 1.7(mm)
N tc + Wqum 73604.5

d. Áp lực trung bình tại mũi cọc:

Ptb =

N tc + Wqum
L m × Bm

=

73604.5
= 566.36(KN / m 2 )
11.4 × 11.4


Pmax = Ptb × (1 +

6 × ex 6 × ey
6 × 0.0026 6 × 0.0017
+
) = 566.36 × (1 +
+
) = 567.64(KN /
Lm
Bm
11.4
11.4

Pmin = Ptb × (1 −

6 × ex 6 × ey
6 × 0.0026 6 × 0.0017
−
) = 566.36 × (1 −
−
) = 565(KN / m 2 )
Lm
Bm
11.4
11.4

e. Khả năng chịu tải của đất nền tại mũi cọc:

R tc =

m1 × m 2
(A × Bm × γ 'II + B × Zm × γ 'I + D × c)
k tc

- Mũi cọc đặt tại lớp đất thứ 6: với ϕ = 18.230 tra bảng được:

A = 0.44

B = 2.76
D = 5.35

- Lớp 6 : sét-sét pha, trạng thái nửa cứng đến cứng :

k tc = 1


m1 × m 2 = 1.1
- Với γ’II:là dung trọng của đất ở dưới mũi cọc có tính đến đẩy nổi.
γ’I:là dung trọng trung bình của đất từ mũi cọc trở lên có tính đến đẩy nổi.

 γ'II = 7.5(KN / m3 )


5.7x10.15 + 7.4x20.1 + 9.3x8.2 + 8.8x11.1 + 10.1 × 6.7 + 7.5 × 8.7
= 7.9(KN / m 3 )
 γ'I =
10.15 + 20.1 + 8, 2 + 11.1 + 6.7 + 8.7


R tc =

1.1
(0.44 × 11.4 × 7.5 + 2.76 × 65 × 7.9 + 5.35 × 30.9) = 1782.2(KN / m 2 )
1

- Điều kiện cần phải thỏa:
σ tb =566.36 kN/m 2 σ max =567.64kN/m 2 <1.2R II =1.2x1782.2=2138.64 kN/m 2
σ min =565kN/m 2 >0
=> Đảm bảo khả năng chịu tải của đất nền.
4. Tính lún cho móng:
- Ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại mũi:
σobt = γ’xZm = 7.9x65=513.5 (KN/m2).

σibt = σibt−1 + γ '× h i
- Ứng suất gây lún tại mũi cọc lấy theo ứng suất trung bình:

σogl = Ptb-σobt = 566.36-513.5=52.86(KN/m2).


σigl = koxσogl
ko: hệ số thay đổi theo

z
z
, tra bảng
để có ko.
Bm
Bm

- Vị trí ngừng tính lún thõa mãn điều kiện :
σngl ≤ 0.2xσnbt ngay tại vị trí mũi cọc đã thỏa mãn đk này
- Ứng suất gây lún trung bình:

σigl−1 + σigl
σ =
2
gl
tbi

- Độ lún được xác định theo công thức:

σ gltbi × h i
S = β0 × ∑ (
)
E0
•

Eo : modun biến dạng của đất nền , E o = m k ×βo / a o

•

βo = 0.8

- Theo TCVN 45-1978 độ lún phải thỏa yêu cầu S ≤ Sgh=8 (cm).
- Theo số liệu địa chất, modun biến dạng của đất nền ở lớp đất thứ 6 là E0 =
8780(KN/m2)

σσigltbiibt

Điểm
tính
0

Lớp
1
Vậy

∑S

i

hi

zi

(m)

0

(m)
0

Z/b
0

Độ lún
ko
1

(KN/m2) (KN/m2) (KN/m2) Si (m)
52.86
513.5 54.575
0.0024
Tổng độ lún
0.0024

= 0.24(cm) < 8(cm) => thỏa yêu cầu về độ lún cho phép.

5. Tính toán kết cấu đài móng :
- Tải trọng sử dụng là tải trọng tính toán: Ntt, Mtt
- Cột C5 có tiết diện 600x600 (mm).
- Chọn chiều cao đài: hđ = 2.1 (m).
- Cốt thép được tính theo 2 phương dựa trên nguyên tắc ngàm tại chân cột. Xác định các
cọc ngoài chân cột ngàm và cánh tay đòn để tính moment :
-

My1= ΣPixai = (P1+P2)x1.1 =(1956.54+1884.45)x1.1= 4225.1(KN.m).

My2= ΣPixai = (P2+P4)x1.1 =(2066.049+1993.96)x1.1=4466(KN.m).
So sánh : My1 với My2 ta lấy : My2=4466 (KN.m)


-

Mx1=ΣPi×ai=(P1+P2)x1.1 =(1956.54+2066.049)x1.1=4424.8(KN.m).
Mx2=ΣPi×ai= (P3+P4)x1.1 =(1884.451+1993.96)x1.1= 4266.25(KN.m).
So sánh : Mx1 với Mx2 ta lấy : Mx1=4424.8(KN.m)

-

Do kích thước đài vuông, giá trị moment theo 2 phương gần như nhau, nên ta chỉ tính
thép cho phươg y, phương có moment lớn hơn:
Diên tích cốt thép đài được xác định theo công thức:

-

Tính toán cọc như cấu kiện chịu uốn: có tiết diện là Bđ xLđxhđ.
Chọn a = 5(cm) nên suy ra ho= hđ – a = 210- 5-10= 195 (cm).(trừ đoạn cọc ngàm vào

-

đài)
Áp dụng công thức tính toán : do moment theo 2 phương gần bằng nhau nên ta tính

thép cho phương có moment lớn hơn và bố trí cho phương còn lại.
My
4466 × 104
=

= 0.0176
 Tính α m =
Rb × b × ho2 145 × 460 × 1952
 Tính ξ = 1 − 1 − 2 × α m = 0.0177
 Tính thép : Asy =

ξ × Rb × b × ho 0.0177 × 145 × 460 × 195
=
= 63.07(cm 2 )
Rs
3650

Bố trí Ø20a200 (As=72.22cm2) trên suốt bề rộng đài.(bố trí theo cả 2 cạnh)

7.3.3 Thiết kế móng M3:
Móng M4 là móng thiết kế cho hệ vách giữa công trình và cột C13, C14( do
khoảng cách giữa 2 cột này và vách khá gần nha, nên ta thiết kế chung 1 đài cọc
cho hệ móng này).
Nội lực của hệ này được xuất từ mô hình etabs sau khi đã giải xong, bằng cách gom
tòan bộ các vách và 2 cột C13, C14 vào thành 1 nhóm.
1. Xác định sơ bộ số lượng cọc và bố trí cọc cho móng M3:
Nội lực được xuất từ etabs, chọn tổ hợp có P lớn nhất để thiết kế, các giá trị M và H
tương ứng:
Ntt= 67340 (KN).
Mx= 15506(KN.m)
My= 16060(KN.m)
Hx=853.4 k(N)