深基础设计

课程名称：基础工程

设计题目： 深基础设计 院 系： 专 业： 年 级： 姓 名：

指导教师：

西南交通大学峨眉校区

2014 年 12月 16 日

基础工程课程设计

————某住宅楼桩基础设计

一：设计资料

1、建筑场地土层按其成因土的特征和力学性质的不同自上而下划分为四层，物理力学指标见下表。勘查期间测得地下水混合水位深为2.0m,地下水水质分析结果表明，本场地下水无腐蚀性。

建筑安全等级为2级，已知上部框架结构由柱子传来的荷载：

FK3200KN, MK442KN.M，H =48kN；

柱的截面尺寸为：350×350mm； 承台底面埋深：D ＝ 2.0m。

2、根据地质资料，以黄土粉质粘土为桩尖持力层，

钢筋混凝土预制桩断面尺寸为300×300，桩长为10.0m 3、桩身资料： 混凝土为C35，轴心抗压强度设计值

f＝ 16.7MPa，弯曲强度设计值为

cf＝16.5MPa，主筋采用：4Φ16，强度设计值：

mf＝210MPa

y 4、承台设计资料：混凝土为C30，轴心抗压强度设计值为

设计值为

f＝14.3MPa，弯曲抗压强度

cf＝1.5MPa。

m、附：1）：土层主要物理力学指标； 2）：桩静载荷试验曲线。

附表一： 土层代号 名称 厚 度 m 含 水 量 w % 天 然 重 度 r KN/m3 孔 S隙 比 e MPa P 塑性 指数 液性 指数 直剪 试验 （快剪） 内摩擦角° ψ° 压缩 模量 承载力标准值 IPIL 粘聚力 （kP C（kPa） a） Esfk (kPa) 1－2 杂填土 2.0 18.8 18.9 19.6 20.1 21 20 25 12 16 15 4.6 7.0 8.2 120 220 260 2－1 粉质粘土 9.0 38.2 2－2 粉质粘土 4.0 26.7 3 粉沙夹粉>10 21.6 质粘土 1.02 0.34 19.8 1.0 0.75 0.6 0.54 1.0 15 12 0.60 0.4

附表二：

桩静载荷试验曲线

二：设计要求：

1、单桩竖向承载力标准值和设计值的计算； 2、确定桩数和桩的平面布置图； 3、群桩中基桩的受力验算

4、承台结构设计及验算；

5、桩及承台的施工图设计：包括桩的平面布置图，桩身配筋图，

承台配筋和必要的施工说明；

6、需要提交的报告：计算说明书和桩基础施工图。

三：桩基础设计：

（一）：必要资料准备

1、建筑物的类型机规模：住宅楼 2、岩土工程勘察报告：见上页附表

3、环境及检测条件：地下水无腐蚀性，Q—S曲线见附表 （二）：外部荷载及桩型确定 1、柱传来荷载：FK3200KN,

MK442KN•M，H = 48kN；

2、桩型确定：1）、由题意选桩为钢筋混凝土预制桩；

2）、构造尺寸：桩长L＝10.0m，截面尺寸：350350mm 3）、桩身：混凝土强度 C35、 4φ16

f＝16.7MPa、

cfm＝16.5MPa

fy＝210MPa

4）、承台材料：混凝土强度C30、

f＝14.3MPa、

cfm＝16.5MPa

ft＝1.43MPa

（三）：单桩承载力确定

1、 单桩竖向承载力的确定：

1）、根据桩身材料强度（＝1.0，配筋 4φ16）

Ra（fcAfyAs）1.0(16.7350210804)2215KN 2）、根据地基基础规范公式计算： 1°、桩尖土端承载力计算： 粉质粘土，

2IL＝0.60，入土深度为12.0m

qpa880kpa

2°、桩侧土摩擦力：

粉质粘土层1：

IL1.0 ，

Lqsa17~24kPa 取18kPa

sa 粉质粘土层2：

I0.60 ，

q24~31kPa 取28kPa

RaqpaAPμPqsiali8800.35240.35(189281) 373.8kpa

3）、根据静载荷试验数据计算：

根据静载荷单桩承载力试验Qs曲线，按明显拐点法得单桩极限承载力

Q 单桩承载力标准值：

u550kN

RkQ2u550275kN 2 根据以上各种条件下的计算结果，取单桩竖向承载力标准值

Ra275kN

单桩竖向承载力设计值

R1.2Rk1.2275330kN

2 4）、确桩数和桩的布置：

1°、初步假定承台的尺寸为45m

上部结构传来垂直荷载： FK3200KN 承台和土自重： G2.1(45)20840KN n 1.1FKG3200840 =1.1=16.16暂取 n=20根

275Ra 桩距 ： S3d30.351.05m 取S=1.1m

2°、承台平面尺寸及柱排列如下图：

标注：承台埋深为2m，暂取承台高h为1.9m。钢筋保护层取50mm。 承台有效高度为 h0=1.9-0.1=1.8m。

（四）：单桩受力验算：

1、单桩所受平均力：

NFG32004.15.2220=202.6KNRa275KN n202、单桩所受最大及最小力：

maxNminFGn

(MKHKh)xmaxxi2=202.6

(442481.8)2.28(1.122.22)=

226.6KN1.2Ra178.6KN

3、 单桩水平承载力计算：

HiH4832002.4KN， Fi160KNn2020

H2.411即Fi与Hi合力 与Fi的夹角小于5 FK1606612

单桩水平承载力满足要求，不需要进一步的验算。

b11.5b0.51.50.350.51.025m

(五)：桩的内力及位移计算

1、确定桩的计算宽度： 2、计算桩的变形系数： 5mb1580001.0250.792m1 7EI0.673.15100.00125—桩基础的换算深度hh0.792129.498m2.5m，所以按弹性桩计算

计算地表外力：

N03200KN Q048KNM0442KN

3、计算地表以下深度 y处桩截面的弯矩My，水平抗力σy，转角y，水平位移xy，剪力Qy。

Myy 0

z

h=αh

Am

Q0AmM0Bm

Bm

Q0*Am/α

0

M0*Bm 442

My 442

0 9.498362911 0.00000 1.00000

0.252675121 0.2 9.498362911 0.19696 0.99806 11.94405405 441.14252 453.0865741 0.505350242 0.4 9.498362911 0.37739 0.98617 22.88569536 435.88714 458.7728354 0.758025364 0.6 9.498362911 0.52938 0.95861 32.10267736 423.70562 455.8082974 1.010700485 0.8 9.498362911 0.64561 0.91324 39.15110041 403.65208 442.8031804 1.263375606 1 9.498362911 0.73205 0.85089 44.3929974 376.09338 420.4863774 1.516050727 1.2 9.498362911 0.76183 0.77415 46.19891703 342.1743 388.373217 1.768725849 1.4 9.498362911 0.76498 0.68694 46.38993942 303.62748 350.0174194 2.02140097 1.6 9.498362911 0.73734 0.59373 44.71379373 262.42866 307.1424537 2.274076091 1.8 9.498362911 0.68488 0.49889 41.53251289 220.50938 262.0418929 2.526751212 2 9.498362911 0.61413 0.40658 37.24208933 179.70836 216.9504493 3.158439015 2.5 9.498362911 0.39896 0.20904 24.19374393 92.39568 116.5894239 3.790126819 3 9.498362911 0.19305 0.07595 11.70694372 33.5699 45.27684372 4.421814622 3.5 9.498362911 0.05081 0.01354 3.081221498 5.98468 9.065901498 5.053502425 4 9.498362911 0.00005 0.00009 0.003032101 0.03978 0.042812101

弯矩随深度分布图

100150200250300350400450500500y z h=αh

0.00000 0 9.498362911 2.44066 1.621

0.25268 0.2 9.498362911 2.11779 1.29088 15.69993209 0.50535 0.4 9.498362911 1.80273 1.00064 26.72856003 0.75803 0.6 9.498362911 1.5068 0.74981 33.51133635 1.01070 0.8 9.498362911 1.2237 0.53727 36.28689699 1.26338 1 9.498362911 0.97041 0.36119 35.96997601 1.51605 1.2 9.498362911 0.74588 0.21908 33.17684571 1.76873 1.4 9.498362911 0.55175 0.10793 28.63223583 2.02140 1.6 9.498362911 0.3881 0.02422 23.01698901

2.27408 1.8 9.498362911 0.25386 -0.03572 16.93759194 -17.37070261 -0.433110666 2.52675 2 9.498362911 0.14696 -0.07572 10.89466859 -40.91419689 -30.01952829 3.15844 2.5 9.498362911 -0.01819 -0.1084 -1.685611916 -73.21544741 -74.90105933 3.79013 3 9.498362911 -0.08741 -0.09471 -9.720022267 -76.76274935 -86.48277161 4.4 3.5 9.498362911 -0.10495 -0.05698 -13.61555573 -53.87954493 -67.49510067 5.05350 4 9.498362911 -0.10788 -0.01487 -15.99505781 -16.06957495 -32.06463276

0123456

yAx

Q0b1Ax2M0b10

Bx

Bx α*Q0*z*Bx/b1 α^2*M0*z*Bx/b1 σy(KPa)

0 108.136244

0 134.864804

69.75081679 85.45074888 121.5446671 155.0560034 116.1224013 152.4092983 97.58187251 133.5518485 71.02600835 104.2028541 40.8228802

69.45511603

10.46953881 33.48652782

桩侧土抗力随深度变化分布图

-1000123456100150200-50500

xyy

z

h=αh

Ax

Q0M0ABx x32αEIαEIQ0*Ax/α^3*E*I MO*Bx/α^2*E*I 0.008950962

Xy

0.784262931 0.793213893 0.624546164 0.632313021 0.484123911 0.490735306 0.362768778 0.368294868 0.259938893 0.264426733 0.174748876 0.178307792 0.10599403 0.108729497 0.052218074 0.054241581 0.011717982 0.013141313

Bx

0.00000 0 9.498362911 2.44066 1.621

0.25268 0.2 9.498362911 2.11779 1.29088 0.007766857 0.50535 0.4 9.498362911 1.80273 1.00064 0.006611395 0.75803 0.6 9.498362911 1.5068 0.74981 0.005526091 1.01070 0.8 9.498362911 1.2237 0.53727 0.00448784 1.26338 1 9.498362911 0.97041 0.36119 0.003558915 1.51605 1.2 9.498362911 0.74588 0.21908 0.002735466 1.76873 1.4 9.498362911 0.55175 0.10793 0.002023507 2.02140 1.6 9.498362911 0.3881 0.02422 0.001423331

2.27408 1.8 9.498362911 0.25386 -0.03572 0.000931015 -0.017281846 -0.016350831 2.52675 2 9.498362911 0.14696 -0.07572 0.000538966 -0.036634416 -0.03609545 3.15844 2.5 9.498362911 -0.01819 -0.1084 -6.67106E-05 -0.052445467 -0.052512177 3.79013 3 9.498362911 -0.08741 -0.09471 -0.00032057 -0.045822049 -0.04614262 4.42181 3.5 9.498362911 -0.10495 -0.05698 -0.000384897 -0.027567737 -0.027952634 5.05350 4 9.498362911 -0.10788 -0.01487 -0.000395643 -0.007194318 -0.007589961

水平位移随深度变化分布图

-0.101234560.10.20.30.40.50.60.70.80

yy

z

h=αh

Aφ

Q0Q0AB 2EIEI

Q0*Aφ/α^2*E*I MO*Bφ/α*E*I

-0.00471 -0.00465 -0.00448 -0.00424 -0.00387 -0.00347 -0.00304 -0.00260 -0.00216 -0.00174 -0.00137 -0.00063 -0.00020 -0.00004 -0.00001

-0.03704 -0.03281 -0.02861 -0.02449 -0.02052 -0.01678 -0.01334 -0.01024 -0.00753 -0.00522 -0.00331 -0.00044 -0.00133 -0.00175 -0.00180

φy -0.04174 -0.03746 -0.03309 -0.02873 -0.02439 -0.02025 -0.01638 -0.01284 -0.00969 -0.00696 -0.00467 -0.00107 -0.00153 -0.00179 -0.00181

Bφ

0.00000 0 9.49836 -1.62100 -1.75058 0.25268 0.2 9.49836 -1.60117 -1.55069 0.50535 0.4 9.49836 -1.54334 -1.35204 0.75803 0.6 9.49836 -1.46099 -1.15725 1.01070 0.8 9.49836 -1.33398 -0.96978 1.26338 1 9.49836 -1.19647 -0.79311 1.51605 1.2 9.49836 -1.04733 -0.63038 1.76873 1.4 9.49836 -0.89409 -0.48412 2.02140 1.6 9.49836 -0.74337 -0.35598 2.27408 1.8 9.49836 -0.60077 -0.24672 2.52675 2 9.49836 -0.47063 -0.15624 3.15844 2.5 9.49836 -0.2184 -0.02084 3.79013 3 9.49836 -0.06978 -0.06296 4.42181 3.5 9.49836 -0.01206 -0.08294 5.05350 4 9.49836 -0.00341 -0.08507

转角随深度变化分布图

y 0

z h=αh

0 9.498362911

0.252675121 0.2 9.498362911 0.95551 -0.02795 45.86448 16045.98036 16091.84484 0.505350242 0.4 9.498362911 0.83898 -0.09554 40.27104 14089.07976 14129.3508 0.758025364 0.6 9.498362911 0.67486 -0.18191 32.39328 11332.99526 11365.38854 1.010700485 0.8 9.498362911 0.48522 -0.27087 23.29056 8148.350712 8171.641272 1.263375606 1 9.498362911 0.28901 -0.35059 13.87248 4853.375457 4867.247937 1.516050727 1.2 9.498362911 0.10153 -0.41335 4.87344 1705.004014 1709.877454 1.768725849 1.4 9.498362911 -0.06586 -0.45486 -3.16128 -1105.993937 -1109.155217 2.02140097 1.6 9.498362911 -0.20555 -0.47378 -9.8664 -3451.822861 -3461.689261 2.274076091 1.8 9.498362911 -0.31345 -0.47103 -15.0456 -5263.798958 -5278.844558 2.526751212 2 9.498362911 -0.38839 -0.44914 -18.64272 -6522.274294 -6540.917014 3.158439015 2.5 9.498362911 -0.44149 -0.33522 -21.19152 -7413.988203 -7435.179723 3.790126819 3 9.498362911 -0.36065 -0.19052 -17.3112 -6056.433544 -6073.744744 4.421814622 3.5 9.498362911 -0.19975 -0.01672 -9.588 -3354.422849 -3364.010849 5.053502425 4 9.498362911 -0.00002 -0.00045 -0.00096 -0.335862113 -0.336822113

-0.0450123456-0.035-0.025-0.015-0.005-0.04QyQ0AQM0BQ

Aq 1

Bq 0

Q0*Aq 48

α*M0*Bq

Qy

剪力随深度变化分布图

-0.03-0.0216793.10563 16841.10563

-0.010

-0.50.51.5（六）：群桩承载力验算：

1、根据实体基础法进行验算： 1）、实体基础底面尺寸计算： 桩所穿过的土层的摩擦角：

-101234560121 9m，20 1m

212x 104

 取215.25 ， tan=0.0914 441 边桩外围之间的尺寸为：2.3 4.3m

实体基础底面宽：b=b0+2ltan=3.65+2100.0914=5.478m 实体基础底面长：a=a0+2ltan=4.75+2100.0914=6.578m 2）、桩尖土承载力设计值：

1° 实体基础埋深范围内的土的平均重度（地下水位下取有效重度）

2018.8218.910919.610110.6kN12m3

2° 实体基础底面粉质粘土修正后的承载力特征值为：

根据书上表2－4 取

b0.3 ， 1.6

d fafakb(b3)dm(120.5)

=220+0.39.6（5.478-3）+1.610.6（12-0.5） =422.2KPa 3°取

G20kNm3 ，m10.6KN/m3 ，

基础自重为：

G=5.4786.578(220+1010.6)=5261KN 4°实体基础底面压力计算： ○1当仅有轴力作用时： PaFG32005262234.8KPafa422.2KPa A5.4786.578 ○2考虑轴力和弯矩时计算： PmaxFGMKHK442481.8234.86 2AW5.4786.578 =248.2KPa<1.2fa1.2422.2506.6KPa 由以上验算，单桩及整体承载力满足要求。

（七）、承台设计：

承台尺寸由图1所示，无垫层，钢筋保护层厚取50mm。 1、单桩净反力的计算：

相应与荷载效应基本组合的作用与柱底的在和设计值为： F=1.35FK=1.353200=4320KN M=1.35MK=1.35442=597KN H=1.35HK=1.3548=64.8KN

扣除承台和其上填土自重后的柱顶竖向力设计值： NF4320216KN n20

maxNminN(MHXh)xmax2x i =216(59764.81.8)2.2

8(1.122.22) =

248.4KN

183.6KN2、承台冲切验算： 1）、柱边冲切： 冲切力：FLFNi432004320KN

受冲切承载力截面高度影响系数 hp0.9hp

的计算：

10.9(20001500)0.942

2000800 冲夸比与系数的计算： oxoxh00.70.39(1.0) 1.8 ox0.840.841.42

ox0.20.390.2

oyoyho1.150.64(0.2) 1.8 oy0.840.841

oy0.20.640.2

2ox(bcoy)oy(hcox)hpftho=

1.42(10.7)1(11.15)0.94216701.410052KNFL4320KN(满足要求)

3、角桩向上冲切：c1c20.6m，.1x

αox，λ1xλox，α1yαoy，λ1yλoy

1x0.560.560.95

1x0.20.390.2

1y0.560.560.67

1y0.20.640.21y1x)1y(c1)hpftho 1x(c222 =0.95(0.61.15/2)0.67(0.60.7/2)0.94216701.4 =3860KN>Nmax259.2KN（满足要求) 4、承台抗剪验算：

斜截面受剪承载力可按下面公式计算： V≤hsf8008001.75，，hs1 tb0h01.0h80001414Ⅰ－Ⅰ截面处承台抗剪验算：

边上一排桩净反力最大值Qmax334.3KN，按4根桩进行计算。 剪力 V3Qmax4334.31337.2KN xox0.39(介于0.3~3之间)

承台抗剪时的截面尺寸近似的定为：平均宽度b=4.1m, h0=1.15m

1.751.751.26

1.00.391.0Vchsftboho11.2616704.11.159921KNV(可以)

Ⅱ－Ⅱ截面处承台抗剪验算：

边排桩单桩净反力平均值 Qi288KN, ，按5根桩计算。 剪切力 V=5Q=5288=1440KN

承台抗剪时的截面尺寸：平均宽度b=5.20m，h0=1.15m 斜截面上受压区混凝土的抗剪强度为： 1.751.751.07

1.00.641.0Vchsftboho11.2616705.21.1512583KNV(可以)

5、承台弯矩计算及配筋计算：

1）、承台弯矩计算： 多桩承台的弯矩可在长，宽两个方向分别按单向受弯计算：

Ⅰ－Ⅰ截面，按5根桩计算：

MXNy=5216(1.1-0.2)=972KN.m

iiⅡ－Ⅱ截面，按4根桩计算： MYNx=4248.4(2.2-0.2)= 1987.2KN.m

ii 2）、承台配筋计算：取 h01.15m。

MX972106短向配筋： As3130mm2

0.9h0fy0.911503002 选配 16根16钢筋 AS201.1163218mm(沿着y轴方向均匀布置)

1987.2106长向配筋： As6400mm2

0.9h0fy0.911503002选配 33根16钢筋 AS201.1336636mm(沿着x轴方向均匀布置)

My承台配筋图：