(Đồ án hcmute) 21 storeys apartment

TỔNG QUAN

Giới thiệu công trình

- Tên công trình: CHUNG CƯ 21 TẦNG

Hình 1.1 – Mô hình kiến trúc công trình bằng revit

- Quy mô và vị trí công trình:

+ Công trình gồm 18 tầng điển hình, 1 tầng hầm, 2 tầng dịch vụ, 1 tầng mái

+ Chiều cao công trình: 74.2 m tính từ mặt đất tự nhiên

+ Diện tích sàn tầng điển hình: 1198 m 2

+ Tổng diện tích sàn xây dựng 25158 m 2

Chung cư 21 tầng tọa lạc tại Phường Tân Tạo A, trên mặt tiền quốc lộ 1A, gần KCN Tân Tạo và KCN Pou Yen Với giao thông thuận lợi, chung cư Tân Tạo 1 kết nối dễ dàng với các tuyến đường huyết mạch của Quận Bình Tân và Trung Tâm Đô Thị Mới Tây Sài Gòn như Quốc lộ 1A, Đường Bà Hom, Đường số 7, Tỉnh lộ 10, và Đường Kinh Dương Vương, tạo điều kiện di chuyển đến Quận 6, Quận 12, Quận Tân Phú, Quận Bình Tân và Huyện Bình Chánh.

- Tầng hầm: là khu vực đậu, đỗ xe

- Tầng trệt – tầng 2: là trung tâm thương mại

- Tầng 3 - tầng 20: là căn hộ cho thuê

- Tầng 21: tầng kỹ thuật b Tiện ích của tòa nhà

- Hệ thống báo cháy và chữa cháy tự động;

- Máy phát điện dự phòng;

- Hệ thống internet, điện thoại, truyền hình cáp, c Một số bản vẽ công trình

12 Hình 1.2 - Mặt bằng kiến trúc tầng điển hình

13 Hình 1.3 - Mặt bằng kết cấu tầng điển hình

14 Hình 1.4 - Mặt đứng kiến trúc công trình

Hình 1.5 - Mặt cắt đứng kiến trúc công trình

Giải pháp thiết kế

Dựa trên hồ sơ khảo sát địa chất, hồ sơ thiết kế kiến trúc và tải trọng tác động vào công trình, phương án thiết kế kết cấu đã được lựa chọn.

- Hệ khung bê tông cốt thép đổ toàn khối

- Phương án thiết kế móng: móng cọc ép và móng cọc khoan nhồi, móng bè.

Vật liệu sử dụng

- Cường độ tối thiểu của bê tông [Trích - Bảng 13, bảng 17, TCVN 5574-2012]

Loại Cấp độ bền B~ Mác R b

Dầm, sàn, cột, vách, cầu thang B25 ~ M350 14.5 1.05 30.0

- Cốt thép sử dụng [Trích - Bảng 21, bảng 28, TCVN 5574-2012]

Thộp gõn cường độ cao, ỉ > 10 AIII 365 365 200000

Lớp bê tông bảo vệ

- Kết cấu tiếp xúc với đất (nước)

Cấu kiện Lớp bê tông bảo vệ (mm)

Sàn BTCT (Phần tiếp xúc với đất) 20

Mặt trong bể xử lí nước thải 35

- Kết cấu không tiếp xúc với đất

Cấu kiện Lớp bê tông bảo vệ (mm)

Sàn BTCT (không tiếp xúc với đất, môi trường) 15

Tiêu chuẩn và phần mềm ứng dụng trong tính toán

1 TCVN 2737-1995: Tiêu chuẩn thiết kế tải trọng và tác động

2 TCVN 5574-2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép

3 TCVN 198-1997: Nhà cao tầng – Thiết kế kết cấu bêtông cốt thép toàn khối

4 TCVN 229:1999 Chỉ dẫn tính toán thành phần động của tải trọng gió theo TCVN 2737:1995 - NXB Xây Dựng - Hà Nội 1999

5 TCVN 9386-2012: Thiết kế công trình chịu động đất

6 TCXDVN 205 – 1998 – Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

7 TCXDVN 195 – 1997 – Nhà cao tầng – Thiết kế cọc khoan nhồi

8 TCVN 10304 - 2014: Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

9 TCVN 9395 - 2012: Cọc khoan nhồi - Thi công và nghiệm thu- NXB Xây dựng - Hà nội

10 TCVN 9396:2012, Cọc khoan nhồi - Phương pháp xung siêu âm xác định tính đồng nhất của bê tông

Tiêu chuẩn Anh BS 8110-1997 (Dùng thiết kế Sàn, Khung trong phần mềm Etabs)

- Phần mềm thiết kế của Nước ngoài

TẢI TRỌNG - TẢI TÁC ĐỘNG

Tĩnh tải

2.1.1 Tĩnh tải do trọng lượng bản thân sàn

Tĩnh tải tác động lên sàn bao gồm trọng lượng của bản bê tông cốt thép (BTCT), trọng lượng các lớp hoàn thiện, trọng lượng của đường ống thiết bị, và trọng lượng của tường xây dựng trên sàn.

Bảng 2.1 – Tĩnh tải các lớp cấu tạo sàn

Các lớp cấu tạo sàn m) 

(kN/m 3 ) g tc (kN/m 2 ) Hệ số vượt tải g tt (kN/m 2 )

Tĩnh tải tác dụng lên sàn 4.13 5.751

Bảng 2.2 – Tĩnh tải các lớp cấu tạo sàn vệ sinh

Các lớp cấu tạo sàn m)  (kN/m 3 ) g tc (kN/m 2 ) Hệ số vượt tải g tt (kN/m 2 )

Tĩnh tải tác dụng lên sàn 4.13 6.531

Tải tường tiêu chuẩn (kN/m)

Hoạt tải

Hoạt tải sử dụng được xác định tùy theo công năng sử dụng của từng ô sàn (Theo TCVN 2737:1995) Kết quả được thể hiện trong bảng sau:

Bảng 2.4 – Hoạt tải phân bố trên sàn

Phòng chức năng P tc (kN/m 2 ) N P tt (kN/m 2 )

Bảng 2.5 – Tổng hợp tải trọng tác dụng lên sàn

Khu vực Tĩnh tãi Hoạt tải

Tiêu chuẩn Tính toán Tiêu chuẩn Tính toán

Ghi chú: Tĩnh tải các khu vực chỉ bao gồm các lớp hoàn thiện, không bao gồm trọng lượng bê tông cốt thép.

Tải trọng gió

- Theo TCVN 2737:1995 và TCXD 229:1999: gió nguy hiểm nhất là gió vuông góc với mặt đón gió

- Tải trọng gió bao gồm 2 thành phần: Thành phần tĩnh và thành phần động của gió

- Tải trọng gió tĩnh được tính toán như sau:

+ Wo = 0.83 kN/m 2 Công trình xây dựng ở Tp Hồ Chí Minh thuộc khu vực II-A, và ảnh hưởng của gió bão được đánh giá là yếu

+ kz: là hệ số tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao, lấy theo bảng 5, TCVN 2737:1995

+ c: là hệ số khí động, đối với mặt đón gió c = + 0.8, mặt hút gió c = - 0.6 Hệ số tổng cho mặt đón gió và hút gió là: c = 0.8 + 0.6 = 1.4

+ Hệ số độ tin cậy của tải trọng gió là  = 1.2

Tải trọng gió tĩnh được chuyển đổi thành lực tập trung tại các cao trình sàn, với lực này được đặt tại tâm cứng của mỗi tầng Cụ thể, Wtcx đại diện cho lực gió tiêu chuẩn theo phương X, trong khi Wtcy là lực gió tiêu chuẩn theo phương Y Lực gió được tính bằng cách nhân áp lực gió với diện tích tiếp xúc với gió.

Bảng 2.6 – Kết quả tính toán thành phần tĩnh của gió

STT Tầng H (m) Zj (m) kj LYj (m) LXj (m) WXj

 Thiết lập sơ đồ tính toán động lực học:

- Sơ đồ tính toán là hệ thanh công xôn có hữu hạn điểm tập trung khối lượng

- Chia công trình thành n phần sao cho mỗi phần có độ cứng và áp lực gió lên bề mặt công trình có thể coi như không đổi

- Vị trí của các điểm tập trung khối lượng đặt tương ứng với cao trình sàn

Giá trị khối lượng tập trung được xác định bằng tổng trọng lượng bản thân kết cấu và tải trọng từ các lớp cấu tạo sàn hoạt tải Theo TCVN 2737:1995 và TCXD 229:1999, có thể áp dụng hệ số chiết giảm cho hoạt tải, với hệ số chiết giảm là 0.5 được tra cứu trong bảng 1 của TCXD 229:1999.

Hình 2.1 - Sơ đồ tính toán động lực tải gió tác dụng lên công trình

Việc xác định tần số dao động riêng cho một công trình nhiều tầng rất phức tạp, vì vậy cần sử dụng các phần mềm hỗ trợ tính toán Trong đồ án này, phần mềm được áp dụng sẽ giúp giải quyết vấn đề này một cách hiệu quả.

ETABS được dùng để tính toán các tần số dao động riêng của công trình

 Thiết lập sơ đồ tính toán động lực học

Hình 2.3 - Sơ đồ tính toán gió động lên công trình

Theo TCXD 229:1999, việc tính toán thành phần động của tải trọng gió chỉ cần dựa trên dạng dao động đầu tiên, với tần số dao động riêng cơ bản thứ s phải thỏa mãn bất đẳng thức: s L s 1 f < f < f s +.

Theo bảng 2 TCXD 229:1999, fL cho kết cấu bê tông cốt thép được xác định là 1.3 Hz với δ = 0.3 Cột và vách trong kết cấu này được ngàm chắc chắn với móng.

Để tính toán thành phần động của gió tác động lên công trình, cần xác định tần số dao động riêng theo hai phương X và Y, trong đó chỉ xem xét phương có chuyển vị lớn hơn.

Sử dụng phần mềm Etabs khảo sát với 12 mode dao động của công trình (Trình bày ở phục lục)

Bảng 2.7 – Kết quả 12 mod dao động

Mode Period UX UY RZ

Bước 2: Công trình này được tính với 3 mode dao động Tính toán thành phần động của tải trọng theo Điều 4.3 đến Điều 4.9 TCXD 229–1999

Để tính giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió, cần xem xét ảnh hưởng của xung vận tốc gió, với thứ nguyên là lực Giá trị này được xác định theo công thức cụ thể.

Giá trị 1 được xác định theo bảng 4 của TCXD 229:1999, phụ thuộc vào hai tham số  và  Để có được hai thông số này (mặt ZOX), cần tham khảo bảng 5 của TCXD 229:1999 Các thông số D và H được xác định như hình minh họa, trong đó mặt màu đen là mặt đón gió.

Hình 2.4 - Hệ tọa độ khi xác định hệ số không gian 

- Xác định các hệ số: n ji Fj j 1 i n

Với y ji : Chuyển vị ngang tương đối của trọng tâm phần công trình thứ j ứng với dạng dao động i, không thứ nguyên Xác định từ Etabs

Bước 3: Xác định hệ số động lực ( i) ứng với dạng dao động thứ 1 dựa vào hệ số ( i) và đường số 1, Hình 2, TCXD 229:1999

Bước 4: Tính giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió có xét đến ảnh hưởng của xung vận tốc gió: p( ji) j i i ji

Bước 5: Gía trị tính toán thành phần động của tải trọng gió có xét đến ảnh hưởng xung vận tốc gió và lực quán tính tt p( ji) p( ji)

W   W với   1.2: hệ số tin cậy đối với tải trọng gió

  1: Hệ số điều chỉnh tải trọng gió theo thời gian sử dụng Bảng 6, TCXD 299-1999, lấy

Kết quả tính toán gió động theo phương X, Y

2.3.3 Nội lực cho thành phần tĩnh và động của tải gíó

Để tổ hợp nội lực gió, chúng ta cần sử dụng phần mềm ETABS, vì quá trình tính toán này rất phức tạp và đòi hỏi khối lượng tính toán lớn Quy trình tổ hợp nội lực tải trọng sẽ được thực hiện theo các bước cụ thể.

- Tạo ra 4 trường hợp tải bao gồm:

Gió tĩnh theo phương X: WTX

Gió tĩnh theo phương Y: WTY

Gió động theo phương X ứng với mode dao động 3: WDX

Gió động theo phương Y ứng với mode dao động 1: WDY

- Tổ hợp nội lực thành phần tĩnh và động của tải trọng gió thông qua 2 COMB

Gió theo phương X: WX = WDX + WTX

Gió theo phương Y: WY = WDY + WTY

- Giá trị tải trọng gió tĩnh ta sẽ gán vào mô hình ETABS ở tâm hình học còn gió động gán vào tâm khối lượng của công trình.

Tải trọng động đất

2.4.1 Phổ phản ứng (theo phương ngang)

- Xác định loại đất nền :

Hồ sơ địa chất xây dựng cho thấy chỉ số NSPT của đất nền dao động từ 15 đến 50, xác định rằng loại đất nền thuộc loại D, theo quy định tại Điều 3.1.2, Bảng 3.1, TCVN 9386 – 2012 về thiết kế công trình chịu động đất.

- Xác định tỉ số agR/g

Gia tốc nền ứng với vị trí xây dựng công trình tại Quận Bình Tân, TP Hồ Chí Minh:

- Xác định hệ số tầm quan trọng

Hệ số tầm quan trọng  1 1.25 (Phụ lục E, TCVN 9386:2012 ứng với công trình nhà chung cư từ 20 – 60 tầng)

- Xác định gia tốc nền đất thiết kế

Theo “TCVN 9386 - 2012” quy định động đất loại yếu nên chỉ cần áp dụng các giải pháp kháng chấn đã được giảm nhẹ

- Xác định hệ số ứng xử q của kết cấu bê tông cốt thép

Hệ số ứng xử q, với giá trị q = 3.9, phản ánh khả năng tiêu tán năng lượng (tính dẻo) của kết cấu trong hệ kết cấu hỗn hợp có vách cứng và đối xứng theo hai phương.

Bảng 2.8 – Giá trị tham số mô tả phổ phản ứng đàn hồi

Loại nền đất S TB (s) TC (s) TD (s)

Phổ phản ứng đàn hồi Sd (T) của công trình được xác định qua các biểu thức sau:

Bảng 2.9 – Phổ phản ứng thiết kế theo phương ngang

Hình 2.5 – Biểu đồ phổ phản ứng thiết kế theo phương ngang

2.4.2 Phổ phản ứng (theo phương đứng)

- Theo điều Điều 4.3.3.5.2, TCVN 9386 – 2012, “Thiết kế công trình chịu động đất”, thành phần đứng của tải trọng động đất chỉ cần xem xét khia vg 0.25g Công trình nằm ở Quận

Bình Tân với a vg 0.9 (m/s ) < 0.25 9.81 2  2.452 (m/s ) 2 nên không cần xét đến thành phần đứng của tải động đất Do đó, không cần xây dựng phổ phản ứng theo phương đứng

SdPhổ phản ứng thiết kế theo phương ngang

TÍNH TOÁN - THIẾT KẾ SÀN

Tính toán sàn tầng điển hình (phương án sàn dầm)

3.1.1 Chọn sơ bộ kích thước tiết diện dầm sàn a Chiều dày sàn

- Chọn chiều dày của sàn phụ thuộc vào nhịp và tải trọng tác dụng

- Chọn sơ bộ chiều dày bản sàn theo công thức: s min min h D L h

Chọn hs = 150 mm b Kích thước dầm

- Việc lựa chọn tiết diện dầm phụ thuộc vào chiều dài nhịp, các kích thước được chọn sơ bộ theo công thức kinh nghiệm:

- Từ đó ta chọn được kích thước sơ bộ dầm chính – dầm phụ như sau:

Dầm phụ: 200x400 mm c Sơ bộ tiết diện cột

- Sơ bộ tiết diện cột theo công thức: 0 t b

+ Rb là cường độ chịu nén bê tông B30

+ F s là diện tích mặt sàn truyền tải trọng lên cột đang xét

+ m s - Số sàn phía trên tiết diện đang xét kể cả tầng mái

- Chọn sơ bộ tiết diện cột biên E2, F2:

- Chọn sơ bộ tiết diện cột góc F3:

- Chọn sơ bộ tiết diện cột giữa E3:

Bảng 3.1 - Sơ bộ tiết diện cột

TẦNG CỘT BIÊN E2 F2 CỘT GIỮA F3 CỘT GỐC E3 b(mm) h(mm) b(mm) h(mm) b(mm) h(mm)

STORY1 – STORY3 550 550 800 800 800 800 d Tiết diện vách

- Kích thước vách BTCT được chọn và bố trí chịu được tải trọng công trình và đặc biệt chịu tải trọng ngang do gió, động đất…

- Chọn chiều dày vách 0.2m cho các vách cứng trên mặt bằng

3.1.2 Tải trọng tác dụng lên sàn

Tĩnh tải và hoạt tải được tính toán dựa trên TCVN 2737:1995 Tải trọng và tác động

3.1.3 Mô hình tính toán sàn

Sử dụng phần mềm SAFE version 12.3.2 để mô hình, phân tích chuyển vị đứng dầm sàn, nội lực sàn và tính thép a Mô hình

Hình 3.1 - Mô hình sàn dầm tầng điển hình – SAFE

29 b Chia dải thiết kế (Design strip)

Hình 3.2 - Dải Strip theo phương x

Hình 3.3 - Dải Strip theo phương y

30 Hình 3.4 - Label các dải Strip trong mô hình

Hình 3.5 - Nội lực dải Strip theo phương x

Hình 3.6 - Nội lực dải Strip theo phương y

- Sử dụng kết quả nội lực theo dãi Strip từ phần mềm SAFE tính toán thép sàn

- Kết quả bố trí thép sàn như sau:

+ Thộp lớp trờn theo phương X: ỉ10a200

+ Thộp lớp dưới theo phương X: ỉ8a200

+ Thộp lớp trờn theo phương Y: ỉ10a200

+ Thộp lớp dưới theo phương Y: ỉ8a200

- Bảng chi tiết tính toán thép sàn tầng điển hình: [Xem bảng 2.1 , Phụ lục 2 ]

(Bản vẽ thiết kế - KC_01, KC_02)

3.1.5 Kiểm tra theo trạng thái giới hạn II

Theo TCVN 5574 – 2012, độ võng của sàn kiểm tra phải tuân theo điều kiện f < fgh, trong đó fgh là độ võng giới hạn được quy định trong bảng C.1, phụ lục C của tiêu chuẩn này.

- Độ võng ngắn hạn: Combo1: 1TT + 1HT

Hình 3.7 – Độ võng ngắn hạn fmax = 7.7 mm < [f] = L/250 = 8500/250 = 34 mm => Thỏa

Trong đó: f1 = 0.9TT + 0.833*HT (Cracked) f2 = 0.9TT + 0.3*(0.833)*HT (Cracked) f3 = 0.9TT + 0.3*(0.833)*HT (Longterm Cracked);

[Cr = 1.6 và Sh = 0, (bỏ qua co ngót)] [Bảng 33, mục 7.4.2, TCVN 5574 - 2012]

Hình 3.8 – Độ võng dài hạn fmax = 31.4 mm < [f] = L/250 = 8500/250 = 34 mm => Thỏa

Tính toán sàn tầng điển hình (phương án sàn phẳng)

3.2.1 Chọn sơ bộ kích thước tiết diện dầm sàn

- Chiều dày sàn sơ bộ: 8500 236 ( )

- Tiết diện dầm biên, cột và vách tương tự phương án sàn dầm

3.2.2 Tải trọng tác dụng lên sàn

Tĩnh tải và hoạt tải được tính toán dựa trên TCVN 2737:1995 Tải trọng và tác động

3.2.3 Mô hình tính toán sàn

Sử dụng phần mềm SAFE version 12.3.2 để mô hình, phân tích chuyển vị đứng dầm sàn, nội lực sàn và tính thép a Mô hình

Hình 3.9 - Mô hình sàn phẳng tầng điển hình – SAFE b Chia dải thiết kế (Design strip)

34 Hình 3.10 - Dải Strip theo phương x

Hình 3.11 - Dải Strip theo phương y

35 Hình 3.12 - Label các dải Strip trong mô hình

Hình 3.13 - Nội lực dải Strip theo phương x

Hình 3.14 - Nội lực dải Strip theo phương y

- Sử dụng kết quả nội lực theo dãi Strip từ phần mềm SAFE tính toán thép sàn

- Kết quả bố trí thép sàn như sau:

+ Thộp lớp trờn theo phương X: ỉ14a200

+ Thộp lớp dưới theo phương X: ỉ10a200

+ Thộp lớp trờn theo phương Y: ỉ14a200

+ Thộp lớp dưới theo phương Y: ỉ10a200

- Bảng chi tiết tính toán thép sàn phẳng tầng điển hình: [Xem bảng 2.2 , Phụ lục 2 ]

(Bản vẽ thiết kế - KC_03, KC_04)

3.2.5 Kiểm tra chọc thủng mũ cột

- Điều kiện kiểm tra chọc thủng cho sàn theo TCVN 5574-2012: bt m 0  

Với: F là tải trọng gây nên sự phá hoại theo kiểu đâm thủng

: Hệ số lấy bằng 1 đối với bê tông nặng

Cường độ chịu kéo tính toán của bê tông được xác định bằng công thức Rbt = 1.05 (Mpa) Chu vi trung bình của mặt đâm thủng được tính bằng um = 2(4h0 + bw + hw), trong đó ho là chiều dày hữu ích của bản sàn tại đầu cột.

- Kiểm tra điều kiện chọc thủng đối với cột:

Ta có: hs = 250 (mm), a = 20 (mm), suy ra h0 = 220 (mm)

Kiểm tra vị trí sàn liên kết với cột 4C là cột có khả năng chịu tải trọng lớn nhất um = 2 × (4 × 22 + 80 + 80) = 496 (cm) = 4.96 (m)

- Vế phải của bất phương trình (**) là:

Vậy sàn không bị chọc thủng

So sánh hai phương án sàn

TÍNH TOÁN - THIẾT KẾ CẦU THANG

Cấu tạo cầu thang tầng điển hình

Hình 4.1 - Mặt bằng cầu thang tầng điển hình

Kích thước sơ bộ cầu thang

- Chiều cao tầng điển hình là 3.5 m, cầu thang 2 vế, vế 1 gồm 11 bậc thang với kích thước 155 h mm ; b320mm

- Góc nghiêng của bản thang: tan 155 0, 484 cos 0.87416

- Chọn sơ bộ kích thước dầm kiềng D1 là 200 x 300

- Chọn sơ bộ chiều dày bản thang và bản chiếu nghỉ hs = 150 mm

Tải trọng

Bảng 4.1 – Tĩnh tải bản thang nghiêng

STT Các lớp vật liệu (kN/m 3 ) Dày 

(m) tđ gtc Hệ số vượt tải gtt

- Hoạt tải được lấy theo TCVN 2737-1995 cho cầu thang là p tc = 3 kN/m 2 , hệ số vượt tải lấy bằng 1.2

- Bản thang nghiêng:q = b× q = 1× (6.65 3 1.2 0.87416) = 9.8(kN/ m) 2 tt tt   

- Dầm chiếu nghỉ: q = b× q = 1×8.834 = 8.834 (kN/ m) 1 tt tt

Sơ đồ tính và nội lực

- Chọn kiểu cầu thang có dạng bản 2 vế Dầm kích thước sơ bộ 200x300

- Quy bản thang về thành dạng tải phân bố đều Cắt một dãy có bề rộng b = 1 m

- Xét tỷ số: d s h < 3 h thì liên kết giữa bản thang và dầm chiếu tới là liên kết khớp

- Sơ đồ tính cầu thang vế 1

Hình 4.2 – Tĩnh tải-hoạt tải cầu thang vế 1

- Kết quả nội lực vế 1

Hình 4.3 – Nội lực cầu thang vế 1

Tính toán và bố trí cốt thép

- Bê tông B30: Rb = 17 Mpa; Rbt = 1.2 Mpa

- Thộp AIII (ỉ > 10): Rsc = 365 Mpa, Rs = 365 Mpa , R = 0.393 ;  R  0,541 min ax

- Thộp AI (ỉ < 10): Rsc = 225 Mpa, Rs = 225 Mpa , R = 0.418;  R  0,596 min ax

Bảng 4.2 – Tính toán cốt thép cầu thang 2 vế (theo tiêu chuẩn 5574-2012 TCVN)

- Kiểm tra độ võng của thang:

Theo TCVN 5574-2012 độ võng của bản thang được kiểm tra theo điều kiện f < f gh

Vậy với nhịp bản thang L = 4.5m < 5m f gh = 1 L = 4.5 = 0.0225 m

+ Ta có độ võng của bản thang từ etabs:

Hình 4.4 - Độ võng của bản thang Với độ võng f = 0.0115m < f gh = 0.02 m Bản thang thỏa điều kiện độ võng

Thiết kế tính toán dầm kiềng (dầm chiếu tới)

- Tải trọng bản thân dầm:

- Tải trọng bản thân tường xây trên dầm:

- Do bản thang truyền vào, là phản lực các gối tựa của vế thang được quy về tải phân bố đều: R  28.63 ( kN / m )

4.6.2 Sơ đồ tính và nội lực

Hình 4.5 – Nội lực dầm chiếu tới

- Bê tông B30: Rb = 17 Mpa; Rbt = 1.2 Mpa

- Thộp AIII (ỉ > 10): Rsc = 365 Mpa, Rs = 365 Mpa , R = 0.393 ;  R  0,541 min ax

Bảng 4.3 – Tính toán cốt thép dầm chiếu tới (theo tiêu chuẩn 5574-2012 TCVN)

- Khả năng chịu cắt của bê tông: max 45.3( ) b 3(1 f n ) b bt o 0.6 (1 0 0) 1 12 20 26.5 38.16( )

Phải bố trí cốt đai

- Chọn cốt đai ỉ8, hai nhỏnh n = 2

+ Tại gối: uct ≤ min (hd/2; 150 mm) = min (150;150) mm chọn uđ = 150 mm

+ Tại giữa nhịp: uct ≤ min (3hd/4; 500 mm) = min (225;500) mm chọn uđ = 250 mm

(Bảng vẽ thiết kế cầu thang: Bản vẽ KC_05)

TÍNH TOÁN - THIẾT KẾ HỆ KHUNG

Chọn sơ bộ tiết diện dầm, cột, vách

Tính toán tải trọng

Tổ hợp tải trọng

Bảng 5.1 – Các trường hợp tải trọng

STT Tên trường hợp tải Kí hiệu Type Hệ số Self wieght

Auto lateral load Ghi chú

2 Hoạt tải sử dụng HT Live 0

3 Gió tĩnh phương X WTX Wind 0 User defined

4 Gió tĩnh phương Y WTY Wind 0 User defined

5 Gió động phương X WDX Wind 0 User defined Center mass

6 Gió động phương Y WDY Wind 0 User defined Center mass

7 Động đất phương X QX Spectra

8 Động đất phương Y QY Spectra

Bảng 5.2 – Các tổ hợp tải trọng

8 TH6 ADD TT; HT; WX 1; 0.9; 0.9

9 TH7 ADD TT; HT; WX 1; 0.9; -0.9

10 TH8 ADD TT; HT; WY 1; 0.9; 0.9

11 TH9 ADD TT; HT; WY 1; 0.9; -0.9

16 TH14 ADD TT; HT; QX 1; 0.3; 1

17 TH15 ADD TT; HT; QX 1; 0.3; -1

18 TH16 ADD TT; HT; QY 1; 0.3; 1

19 TH17 ADD TT; HT; QY 1; 0.3; -1

20 TH18 ADD TT; HT; QX;

21 TH19 ADD TT; HT; QX;

22 TH20 ADD TT; HT; QX;

23 TH21 ADD TT; HT; QX;

Kiểm tra chuyển vị đỉnh công trình

- Chuyển vị lớn nhất tại đỉnh (kiểm tra với THBAO)

- Chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh nhà: fmax = 0.0504 (m)

Theo TCVN 198:1997, kết cấu khung vách: fmax = 0.0504 (m) < [f] = H/750 = 74.2/750 = 0.0989 (m) nên công trình thỏa điều kiện chuyển vị đỉnh

Tính toán – thiết kế khung trục 3 và khung trục E

Hình 5.1 – Biểu đồ Momen khung trục 3 (THBAO)

45 Hình 5.2 – Biểu đồ lực cắt khung trục 3 (THBAO)

46 Hình 5.3 – Biểu đồ Momen khung trục E (THBAO)

47 Hình 5.4 – Biểu đồ lực cắt khung trục E (THBAO)

Hình 5.5 – Biểu đồ Momen dầm tầng điển hình (THBAO)

5.5.2 Tính toán – thiết kế hệ dầm a Tính toán cốt thép dọc

Cốt thép trong dầm được thiết kế dựa trên các tính toán của cấu kiện chịu uốn Dữ liệu từ ETABS cung cấp biểu đồ Moment cho tất cả các tổ hợp.

+ Áp dụng công thức tính toán: b o m 2 m s b o s

Hàm lượng cốt thép tính toán ra được và hàm lượng bố trí phải thỏa điều kiện sau: min max

     àmin: tỷ lệ cốt thộp tối thiểu, thường lấy: àmin = 0.05% àmax: tỷ lệ cốt thộp tối đa, thường lấy:

+ Nếu x   R o h thì ta tăng A’s rồi tính lại x

Hàm lượng cốt thép tính toán ra được và hàm lượng bố trí thì phải thỏa điều kiện sau: min max

 àmin: tỷ lệ cốt thộp tối thiểu, thường lấy: àmin = 0.05% àmax: tỷ lệ cốt thộp tối đa

 Áp dụng tính toán đoạn dầm B1(300x600) trục B đến C

Nội lực dầm: M3max = 40.972 (kN/m 2 )

Giả thiết: a = h / 10 = 700/10 = 70 mm  ho = h – a p0 – 70 = 630 mm

Kiểm tra hàm lượng cốt thép: min s max o

 Kết quả tính toán của các dầm còn lại trên mặt bằng điển hình

[Xem mục 2.2, Phụ lục 2] b Tính toán cốt thép đai chịu cắt cho dầm

 Tính cốt đai cho dầm B15 tại STORY4 có Qmax = 198.76 (kN)

- Tiết diện dầm B15: b = 400 mm; h = 600 mm; a = 40 mm

Khả năng chịu cắt của bê tông:

Phải tính cốt đai cho dầm

- Chọn cốt , bước đai s = 150 mm, số nhánh đai n = 2

- Kiểm tra điều kiện bê tông chịu nén (ứng suất nén chính) Q max Q bt max bt 0.3 w1 b 1 b o 0.3 1.11 0.83 17 300 560 784.105( )

- Khả năng chịu cắt của cốt đai: sw sw sw

- Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông

Khoảng cách bố trí cốt đai hợp lý

- Đoạn L/2 giữa dầm bố trí đai theo yêu cầu cấu tạo 8 @ 200

- Bố trí cốt đai tương tự cho các dầm còn lại c Tính toán cốt đai gia cường giữa dầm phụ và dầm chính

Tại vị trí dầm phụ kê lên dầm chính, do tải trọng tập trung lớn, cần phải bổ sung cốt đai gia cường hoặc cốt xiên (cốt V) để chịu lực tập trung, được gọi là cốt treo.

- Nếu dùng cốt đai gia cường thì cốt đai phải đặt dày, diện tích các lớp cốt treo cần thiết:

- Số lượng cốt treo cần thiết ở mỗi phía của dầm phụ gối lên dầm chính là tr sw m A

Với: n- là số nhánh cốt đai; asw - là diện tích một nhánh cốt đai

- Trong đoạn đặt cốt đai gia cường, không cần đặt thêm cốt đai nào khác nữa

- Đoạn cần bố trí cốt đai gia cường : b = h - h 1 dc dp (Hình 5.3a)

- Tuy nhiên, nếu lượng cốt đai gia cường nhiều, s < 50 mm, để đảm bảo thi công được, cho phép cốt đai gia cường được bố trí trong đoạn b2: b = b + b 2 dp 1 (Hình 5.3b)

- Dùng cốt vai bò thì diện tích thép 1 bên:

Hình 5.6 - Đoạn gia cường cốt treo tại vị trí dầm phụ gối lên dầm chính

Tại vị trí có cột, dầm phụ được gác lên dầm chính mà không cần đặt cốt treo gia cường, vì toàn bộ tải trọng sẽ được truyền xuống cột, đảm bảo không gây hư hại cho dầm chính.

- Kiểm tra dầm chính DX3 (300x600), vị trí tầng 3 với dầm phụ DY7 (200x400)

- Ta có lực truyền vào dầm chính là P = 59.25 (kN) s 3 o sw sw h 150

- Đoạn cần bố trí cốt đai gia cường: b1 = hdc - hdp = 600 - 400 = 200 mm

Vậy bố trớ mỗi bờn 3ỉ10a50 d Cấu tạo kháng chấn cho dầm

Trong TCVN 9386:2012, theo giá trị gia tốc nền thiết kế a g   I gR a

+ Động đất mạnha g 0.08g, phải tính toán và cấu tạo kháng chấn

+ Động đất yếu 0.04ga g 0.08g, chỉ cần áp dụng các giải pháp kháng chấn đã được giảm + Động đất rất yếua g 0.04g, không cần thiết kế kháng chấn

- Cấu tạo kháng chấn cho dầm

Các vùng của dầm kháng chấn chính có chiều dài tối đa l cr = h w, với h w là chiều cao của dầm Chiều dài này được tính từ tiết diện ngang đầu mút dầm liên kết vào nút dầm - cột và từ cả hai phía của bất kỳ tiết diện ngang nào có khả năng chảy dẻo trong thiết kế chịu động đất, được xác định là vùng giới hạn.

Trong các dầm kháng chấn chính, các cấu kiện thẳng đứng không liên tục (bị cắt/ngắt) cần được xem xét kỹ lưỡng Vùng trong phạm vi 2h w ở mỗi phía của cấu kiện thẳng đứng được chống đỡ được coi là vùng tới hạn quan trọng.

Trong vùng nén của dầm, cần bố trí ít nhất 50% lượng cốt thép so với vùng kéo, bên cạnh các cốt thép nén cần thiết để đảm bảo an toàn khi kiểm tra trạng thái cực hạn trong thiết kế chịu động đất.

+ Trong phạm vi các vùng tới hạn của dầm kháng chấn chính, phải được bố trí cốt đai thỏa mãn những điều kiện sau đây:

+ Đường kính d b w của các thanh cốt đai (tính bằng mm) không được nhỏ hơn 6

+ Khoảng cách s của các vòng cốt đai (tính bằng mm) không được vượt quá:

Ngoài ra, cốt đai trong dầm phải là đai kín, được uốn móc 45 0 và với chiều dài móc là

Hình 5.7 - Cốt thép ngang trong vùng tới hạn của dầm e Tính toán đoạn neo, nối cốt thép

+ Đoạn neo cốt thép lan an an s an an b l R d d

  Đồng thời đoạn neo cũng không được nhỏ hơn giá trị l an tối thiểu

 an ,  an ,  an , l an tối thiểu tra bảng 36 TCVN 5574-2012 d: đường kính cốt thép; R s : cường độ tính toán của cốt thép

R b : cường độ tính toán của bê tông

Chiều dài đoạn nối cốt thép: an an s an b l R ỉ

  và không nhỏ hơn l an   an Chọn đoạn neo cốt thép trong vùng kéo: l an 40; vùng nén l an 30

Chọn đoạn nối cốt thép trong vùng kéo: l an 40; vùng nén l an 30

5.5.3 Tính toán – thiết kế cột khung trục 3 a Lý thuyết tính toán cốt thép dọc

Lý thuyết tính toán cốt dọc cho cột chịu nén lệch tâm xiên

Khái niệm nén lệch tâm xiên

Hình 5.8 - Nội lực nén lệch tâm xiên

- Có thể phân momen uốn M thành hai thành phần tác dụng trong hai mặt phẳng chứa trục

Ox và Oy là Mx và My (Xem hình vẽ)

- Trường hợp khi tính toán nội lực đã xác định và tổ hợp riêng Mx và My theo hai phương thì momen tổng M là: M = M + M 2 x 2 y

- Góc hợp bởi véctơ của mômen tổng M và trục Ox (góc ) được xác định bởi: y o x tg M

- Cột chịu nén lệch tâm xiên thường gặp trong các khung khi xét sự làm việc của cột đồng thời chịu uốn theo hai phương

Khi thiết kế tiết diện chữ nhật chịu nén lệch tâm xiên, cốt thép thường được bố trí theo chu vi và đối xứng qua hai trục Nếu Mx gần bằng My, việc sử dụng cột vuông là một lựa chọn hợp lý.

- Nội lực để tính toán nén lệch tâm xiên được lấy từ kết quả tổ hợp tải trọng Có độ lệch tâm: e1x = M x

Trong mỗi bộ ba nội lực, cần xem xét độ lệch tâm ngẫu nhiên ea theo từng phương và ảnh hưởng của uốn dọc Hệ số uốn dọc theo từng phương được tính bằng công thức: t i hi.

- Với vật liệu đàn hồi, N th = 2 i

 Với bê tông cốt thép , N th tính theo công thức thực nghiệm

- Sơ đồ nội lực tính tính toán được đưa về thành lực N đặt tại điểm D có toạ độ là  x e ox và

 y e oy Điểm E có thể nằm bên trong hoặc bên ngoài tiết diện, ở góc phần tư nào là phụ thuộc vào chiều tác dụng của Mx và My

- Sau khi xét độ lệch tâm ngẫu nhiên và uốn dọc thì mômen tác dụng theo 2 phương được tăng lên thành M * x và M * y :

Hình 5.9 - Sơ đồ nội lực với độ lệch tâm

- Phương pháp gần đúng tính toán cốt thép cột lệch tâm xiên

TCVN hiện chưa có quy định cụ thể về cách tính cột chịu nén lệch tâm xiên, do đó phương pháp tính được áp dụng dựa trên hướng dẫn của GS Nguyễn Đình Cống Phương pháp này sử dụng cách tiếp cận gần đúng, biến đổi trường hợp nén lệch tâm xiên thành nén lệch tâm phẳng tương đương để xác định cốt thép Tác giả đã tham khảo hai tiêu chuẩn BS8110 và ACI318 để phát triển các công thức và điều kiện phù hợp với TCVN 356-2005.

- Xét tiết diện có cạnh Cx, Cy Điều kiện để áp dụng phương pháp gần đúng là

C  cốt thép được đặt theo chu vi

Tiết diện chịu lực nén N và moment uốn Mx, My, cùng với độ lệch tâm ngẫu nhiên eax, eay, được xem xét để tính toán hệ số uốn dọc theo hai phương là  x và  y Sau khi phân tích, moment đã gia tăng thành Mx1.

- Tùy vào tương quan giữa giá trị Mx1, My1 với các kích thước mà đưa về một trong hai mô hình tính toán theo phương x hay phương y

Mô hình Theo phương x Theo phương y Điều kiện x1 y1

M1 = Mx1; M2 = Mx2 ea = eax + 0.2eay h = Cy; b = Cx

M1 = My1; M2 = Mx2 ea = eay + 0.2eax

- Giả thuyết chiều dày lớp bê tông bảo vệ a, tính ho = h – a; z = h – 2a

- Tiến hành tính toán theo trường hợp đặt cốt thép đối xứng: 1 b x N

- Hệ số chuyển đổi mo

- Tính moment tương đương (đổi sang nén lệch tâm phẳng): M = M1 +moM2h/b

- Độ lệch tâm e1 = M/N với kết cấu siêu tĩnh eo = max (e1, ea)

- Tính toán độ mảnh theo hai phương x y x y

- Dựa vào độ lệch tâm eo và x1 đề phân biệt các trường hợp tính toán:

Trường hợp 1: Nén lệch tâm rất bé khi o o e 0.3

 h  tính toán gần như nén đúng tâm

- Hệ số ảnh hưởng đến độ lệch tâm: e 1

- Hệ số uốn dọc phụ khi xét nén đúng tâm: e (1 )

- Diện tích toàn bộ cốt thép dọc là: e b st e b

Trường hợp 2: Nén lệch tâm bé khi o 1 R o o e 0.3& x h

  h    tính toán theo trường hợp nén lệch tâm bé

- Tính lại chiều cao vùng nén x theo công thức sau: R R 2 0

- Diện tích toàn bộ cốt thép dọc là: A st Ne R bx(h b 0 x / 2) kRscZ

Trường hợp 3: Nén lệch tâm lớn khi o 1 R o o e 0.3& x h

  h    tính toán theo trường hợp nén lệch tâm lớn

- Diện tích toàn bộ cốt thép dọc là: A st N(e 0.5x 1 h ) 0 kRsZ

Chương trình tính toán cấu kiện nén lệch tâm xiên được lập trình bằng VBA trong Excel, giúp người dùng dễ dàng sử dụng và thao tác.

- Sau khi tính toán được giá trị A st, tính hàm lượng cốt thép st x y

 C C  so sánh giá trị tính được với hàm lượng cốt thép hợp lý        1 3 %

Theo Điều 5.4.3.2.2 TCVN 986:2012, khi thiết kế công trình chống động đất, tổng hàm lượng cốt thép dọc phải đạt từ 1% đến 4% Ngoài ra, trong tiết diện ngang đối xứng, cần bố trí cốt thép một cách đối xứng để đảm bảo tính ổn định và an toàn cho công trình.

56 b Áp dụng tính toán cho cột C

C3 (mm) cao (m) (kN) (kNm) (kNm)

- Chiều cao tính toán: l ox l oy 0.7 3.5 2.45 

- Xét uốn dọc theo phương X: ox x x l 2.45 100

 lấy   x 1 ax x c l 60 10 2.45 1000 e Max ; Max ; 20 (mm)

- Hệ kết cấu siêu tĩnh, lấy e ox  Max e ;e  1x ax   Max 366;20    366 mm

- Xét uốn dọc theo phương Y: oy y y l 2.45 100

 lấy   x 1 y ay c l 60 10 2.45 1000 e Max ; Max ; 20 (mm)

- Hệ kết cấu siêu tĩnh, lấy e oy  Max e ;e  1y ay   Max 538;20    538 mm

M M c  c → Tính theo phương Y, khi đó quy đổi nén lệch tâm xiên thành nén lệch tâm phẳng tương đương với:

- Giả thiết: gt o gt a gt a 40 (mm); h h a 600 40 560 (mm) z h 2a 520 (mm)

- Độ lệch tâm tĩnh học:

- Độ lệch tâm ngẫu nhiên: a ay ax e e 0.2e  20 0.2 20 24 (mm) 

- Độ lệch tâm ban đầu:

- Độ lệch tâm qui đổi: e e  o 0.5h a 500.589 0.5 600 40 760.589 (mm)      

=> Tính toán theo trường hợp nén lệch tâm lớn

- Hệ số ảnh hưởng độ lệch tâm:

- Hệ số uốn dọc phụ thêm khi xét nén đúng tâm:

- Diện tích toàn bộ cốt thép dọc:

Vậy, chọn 8ỉ18 với A sc 20.35 (cm ) 2 c Tính toán cốt đai

Trong thiết kế nút khung, cần sử dụng đai kín cho cả dầm và cột Theo tiêu chuẩn TCXD 198:1997, đường kính của cốt đai phải không nhỏ hơn 1/4 đường kính của cốt dọc và tối thiểu là 8 mm Đai cũng phải được bố trí liên tục qua nút khung với mật độ tương tự như khu vực nút khung.

- Chọn cốt đai trong cột thỏa

Trong vùng nút khung từ điểm cách mép trên đến mép dưới của dầm, cần bố trí cốt đai dày hơn với khoảng cách không vượt quá 6 lần đường kính cốt thép dọc và không lớn hơn 100 mm Khoảng Ln phải đảm bảo lớn hơn hoặc bằng chiều cao tiết diện cột, 1/6 chiều cao thông thủy của tầng và tối thiểu là 450 mm.

- Bố trí cốt đai cho cột thỏa

 Uđai  Utt; Uđai  Umax; Uđai  Ucấutạo; Ucấutạo  20ỉdọc

 Trong khoảng cỏch nối cột là 30ỉ, bước đai trong đoạn nối Ucấutạo như sau:

Uctạo  b cạnh ngắn của cột = 30 cm

- Theo quy định trên và xét đến quy định về kháng chấn ta bố trí cốt thép đai trong cột như sau:

- Trong khoảng vựng tới hạn bố trớ cốt đai ỉ8a100

- Đoạn cũn lại bố trớ cốt đai ỉ8a200 d Kết quả tính toán thép cột khung truc 3 và E

5.5.4 Tính toán – thiết kế vách a Phương pháp vùng biên chịu momen

- Thông thường, các vách cứng dạng công xôn phải chịu tổ hợp nội lực sau: N, Mx, My,

Các vách cứng được thiết kế trên mặt bằng để chịu tải trọng ngang chủ yếu tác động song song với mặt phẳng của chúng Do đó, khả năng chịu mô men ngoài mặt phẳng Mx và lực cắt theo phương vuông góc với mặt phẳng Qy có thể được bỏ qua Chỉ cần xem xét tổ hợp nội lực bao gồm: N, My và Qx.

Hình 5.10 - Nội lực trong vách

TÍNH TOÁN - THIẾT KẾ MÓNG

Số liệu địa chất công trình

Dựa trên kết quả khảo sát hiện trường và các thí nghiệm trong phòng, địa tầng tại công trường được phân chia thành các lớp đất chính.

Hình 6.1 – Mặt cắt địa chất khu đất

Bảng 6.1 – Bảng tổng hợp thông số địa chất

Mực nước ngầm nằm ở độ sâu -6.4m so với mặt đất tự nhiên

Phương án móng cọc khoan nhồi

6.2.1 Tính toán sức chịu tải a Kích thước cọc

- Chọn đường kính cọc d= 0.8m , mũi cọc đặt tại cao trình -54.9(m), chiều dài cọc nằm trong đất L = 53 m

- Cốt thép trong cọc: Cọc chịu tải trọng ngang hàm lượng cốt thép trong cọc khoan nhồi chọn sơ bộ theo hàm lượng ≥

Chọn 20 20  có As = 62.83 (cm 2 ) b Sức chịu tải của cọc theo vật liệu

( ' ) vl cb cb b b sc st

cb = 0.85: Hệ số điều kiện làm việc (mục 7.1.9 TCVN 10304 -2014);

’cb = 0.7: Hệ số kể đến việc thi công cọc (mục 7.1.9 TCVN 10304 -2014);

 Hệ số uốn dọc, được xác định: [Công thức A.4 phụ lục A, TCVN 10304-2014]

    k: Hệ số tỉ lệ, chọn k = 9500 (kN/m) c :

 Hệ số điều kiện làm việc (cọc độc lập  c 3) lo: chiều dài đoạn cọc kể từ đáy đài đến cao độ san nền

R vl        kN c Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

- Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc qp được xác định bằng công thứ số 13, mục 7.2.3.2 TCVN 10304 – 2014:

- Chiều dài tính toán của cọc:

- Trọng lượng trung bình của các lớp đất phía trên cọc :

Trọng lượng trung bình của các lớp đất phía dưới cọc :  1 10.4(kN cm/ 2 )

Bảng 6.2 – Xác định sức kháng ma sát theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

Lớp đất Loại đất Li Độ sâu TB ̣(m) cf IL fi (kN/m 2 ) cf×fi×Li

Lớp đất Loại đất Li Độ sâu TB ̣(m) cf IL fi (kN/m 2 ) cf×fi×Li

Theo điều b, mục 7.1.11, TCVN 10304 – 2012, lấy hệ số tin cậy   k 1.4 đối với móng đài cọc,(móng số lượng cọc ít nhất 21 cọc), lấy   k 1.65 đối với các móng từ 6 -> 10 cọc, lấy k 1.75

  đối với móng 1 -> 5 cọc d Sức chịu tải của cọc theo thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn SPT

- Sử dụng số liệu thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn SPT để tính toán sức chịu tải giới hạn của cọc theo công thức của Meyerhof: u b b i i

1 120 50 6000 b p q  k N    – cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc k1 = 120 đối với cọc khoan nhồi

Chỉ số SPT trung bình Np = 50 được xác định trong khoảng 4 độ phía dưới và 1 độ phía trên mũi cọc Đường kính cọc được tính theo công thức u = π * 0,8, tương đương với 2,513 mét Chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ “i” cũng cần được xem xét trong quá trình thiết kế.

2 , , i s i s i f  k N N - ma sát đơn vị của lớp thứ “i” trên thân cọc k2 = 1 cho cọc khoan nhồi

Ns,i – chỉ số SPT trung bình của lớp đất thứ “i” trên thân cọc

N s : Chỉ số SPT của đất rời bên thân cọc N s 1 30;N s 2 50

N c : Chỉ số SPT của đất dính bên thân cọc N c 1 8;N c 2 10;N c 3 12

L s : Chiều dài đoạn cọc nằm trong đất rời L s 1 12, 9( );m L s 2 29, 3( )m

L c : Chiều dài đoạn cọc nằm trong đất dính L c 1 3( );m L c 2 2, 2( );m L c 3 2, 6( )m

68 e Sức chịu tải thiết kế

Theo mục 7.1.12, TCVN 10304:2014, do có ít hơn 6 phương pháp xác định sức chịu tải cực hạn, nên: R c,tk min(R ; R vl c,d ; R ) a 4453.432 kN

6.2.2 Thiết kế móng M1 a Xác định số lượng cọc và bố trí

- Lực dọc lớn nhất tác dụng lên móng M1: Ntt = 6300.91 (kN)

(Bảng tổng hợp nội lực chân cột C12: [Xem mục 3.1, Phụ lục 3])

- Sơ bộ xác định số cọc như sau: tt coc cd

- Chọn kích thước đài cọc và bố trí như sau:

- Kích thước đài: Bd × Ld × Hd = 1.2m × 3.6m × 1.8m

- Trọng lượng của đài: W = Bd × Ld × Hd × γd = 1.2 × 3.6 × 1.8 × 25 = 194.4 (kN)

- Tải trọng đứng tác dụng tại đáy đài:

- MXd = MXi + FYi × Hd (kN.m);

- MYd = MYi +FXi× Hd (kNm);

- Tính các giá trị Pmax(j), Pmin(j)

Xd max Yd max max,min(i) i 2 2 coc i i

Bảng 6.3 – Kết quả tính Pmax - Pmin móng M1

Pmax = 3265.4 (kN) < Rc,d = 4453.4 (kN) : Thỏa điều kiện cọc không bị phá hủy

Pmin = 2286.7 (kN) > 0: Cọc không bị nhổ

Sét xám trắng đốm nâu trạng thái dẻo mềm

Seùt pha trạng thái deûo meàm

Sét xám trạng thái dẻo cứng

Cát pha nâu loang vàng trạng thái dẻo

Cát trung lẫn sạn sỏi keát caáu chặt vừa

MẶT CẮT ĐỊA CHẤT TL:1/100

Cát trung lẫn sạn sỏi keát caáu chặt vừa

Hình 6.3 – Mặt cắt địa chất

71 b Kiểm tra hệ số nhóm cọc

- Hệ số nhóm η (η < 1), được xác định theo công thức Converse – Labarre: η = 1 − arctg (d e) ×(n − 1) × m + (m − 1) × n

Trong đó: n là số hàng cọc: n = 2 m là số cọc trong mỗi hàng: m = 1 d là cạnh của cọc e là khoảng cách hai tâm cọc

- Sức chịu tải của nhóm cọc : tt nh c c,d

Thỏa điều kiện sức chịu tải của nhóm cọc c Kiểm tra áp lực dưới mũi cọc

Sử dụng giá trị tải truyền xuống móng với giá trị lực dọc Nmax ứng với giá trị tiêu chuẩn, gần đúng lấy N tc  N tt max /1.15

Móng TH Load N tc M tc x M tc y

Xác định kích thước khối móng quy ước

Cọc và đất giữa các cọc hoạt động đồng thời như một khối móng thống nhất, đặt trên lớp đất bên dưới mũi cọc Mặt truyền tải của khối móng được quy định mở rộng hơn so với diện tích đáy đài, theo góc mở được nêu trong mục 7.4.4, TCVN 10304:2014.

Bảng 6.4 – Bảng thông số các lớp đất cọc xuyên qua

Lớp đất Bề dày li

- Góc ma sát trung bình:

Hình 6.4 – Khối móng qui ước móng M1

- Diện tích đáy khối móng quy ước tính theo công thức: Aqu = Lm  Bm m m

- Trọng lượng khôi móng qui ước:

Trọng lượng cọc và đài cọc:

Trọng lượng các lớp đất của khối móng:

Trọng lượng khối móng qui ước: qu CD dat

- Tải trọng quy về đáy khối móng quy ước: tc tc d qu tc tc xd x tc tc yd y

- Độ lệch tâm do moment: tc xd x tc d tc yd y tc d

 Bỏ qua ảnh hưởng của moment

- Áp lực đất dưới nền đáy móng quy ước: P max = P min = P tb

- Sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới đáy móng theo Điều 4.6.9, TCVN 9362:2012

Hệ số điều kiện làm việc của đất nền (m1) và hệ số điều kiện làm việc của nhà hoặc công trình (m2) có tác dụng qua lại với nền, được quy định tại Bảng 15 theo Điều 4.6.10 TCVN 9362:2012, trong đó m1 = 1 và m2 = 1.

+ ktc: Hệ số độ tin cậy tra theo Điều 4.6.11 TCVN 9362–2012, các đặc trưng tính toán lấy trực tiếp từ các bảng thống kê  ktc = 1;

+ A, B, D: Các hệ số không thứ nguyên lấy theo Bảng 14, TCVN 9362:2012, phụ thuộc vào góc ma sát trong II = 31.18 o  A = 1.262, B = 6.04, C = 8.305;

+ b: Kích thước cạnh bé của khối móng quy ước, b = Bqu = 13.65 (m);

+ h: Chiều cao của khối móng quy ước, h = Hqu = 53 (m)

+ II: Dung trọng lớp đất từ đáy khối móng qui ước trở xuống, vì lớp đất dưới mực nước ngầm nên II = 10.4 (kN/m 3 )

+ II’: Dung trọng các lớp đất từ đáy khối móng qui ước trở lên

+ cII: Giá trị lực dính đơn vị nằm trực tiếp dưới đáy móng, c = 3.4 (kN/m 2 );

- Vậy sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới đáy móng là:

- Kiểm tra áp lực nền dưới đáy móng:

Với giá trị p tc tb = 621.196 (kN/m²) nhỏ hơn R tc = 3789.5 (kN/m²), nền dưới mũi cọc hoạt động trong giai đoạn đàn hồi Do đó, móng có thể được tính toán theo mô hình bán không gian đàn hồi Tiến hành tính lún cho móng M1.

Chia lớp đất dưới mũi cọc thành nhiều phân lớp dày 0.5m và tính toán ứng suất gây lún cho đến khi đạt điều kiện σi bt ≥ 5 σi gl, đây là vị trí dừng tính lún.

- Áp lực bản thân đất nền của đáy khối móng quy ước h 11.19 53 593.07 ( / 2) bt o i i kN m

- Áp lực gây lún ở đáy khối móng quy ước: gl tc bt 2 tb 0

Ta có: gl 28.126 kN/ m 2 bt 593.07= 118.614 kN/ m 2

Móng M1 thỏa điều kiện lún và không cần tính lún e Kiểm tra xuyên thủng cho móng M1

Hình 6.5 – Kiểm tra xuyên thủng móng M1

Nhận xét cho thấy với góc lan tỏa ứng suất 45 độ, tháp xuyên thủng hình thành từ mép cột phủ đầu qua cọc, do đó đài móng được coi là tuyệt đối cứng Điều này đảm bảo điều kiện chống nén thủng, tức là không bị chọc thủng đài bởi cột Thiết kế cốt thép cho đài móng M1 cần được thực hiện để đáp ứng các yêu cầu này.

Hình 6.6 – Sơ đồ tính toán nội lực đài móng M1

- Tính thép trong đài đặt theo phương Y:

Thép trong đài đặt theo phương X chỉ cần đặt theo cấu tạo

- Tính thép trong đài đặt theo phương X:

6.2.3 Thiết kế móng M2 a Xác định số lượng cọc và bố trí

- Lực dọc lớn nhất tác dụng lên móng M2: Ntt = 12049.2 (kN)

(Bảng tổng hợp nội lực chân cột C25: [Xem mục 3.1, Phụ lục 3])

- Sơ bộ xác định số cọc như sau: coc tt cd

- Chọn kích thước đài cọc và bố trí như sau:

- Kích thước đài: Bd × Ld × Hd = 3.6m × 3.6m × 1.8m

- Trọng lượng của đài: W = Bd × Ld × Hd × γd = 3.6 × 3.6 × 1.8 × 25 = 583.2 (kN)

- Tải trọng đứng tác dụng tại đáy đài:

- MXd = MXi + FYi × Hd (kN.m);

- MYd = MYi +FXi× Hd (kNm);

- Tính các giá trị Pmax(j), Pmin(j)

Xd max Yd max max,min(i) i 2 2 coc i i

Bảng 6.5 – Kết quả tính Pmax - Pmin móng M2

Pmax = 3192.978 (kN) < Rc,d = 4453.4 (kN) : Thỏa điều kiện cọc không bị phá hủy

Pmin = 2427.91 (kN) > 0: Cọc không bị nhổ b Kiểm tra hệ số nhóm cọc

- Hệ số nhóm η (η < 1), được xác định theo công thức Converse – Labarre: η = 1 − arctg (d e) ×(n − 1) × m + (m − 1) × n

Trong đó: n là số hàng cọc: n = 2 m là số cọc trong mỗi hàng: m = 2 d là cạnh của cọc e là khoảng cách hai tâm cọc

- Sức chịu tải của nhóm cọc : tt nh c c,d

Thỏa điều kiện sức chịu tải của nhóm cọc c Kiểm tra áp lực dưới mũi cọc

Sử dụng giá trị tải truyền xuống móng với giá trị lực dọc Nmax ứng với giá trị tiêu chuẩn, gần đúng lấy N tc  N tt max /1.15

Móng TH Load N tc M tc x M tc y

Xác định kích thước khối móng quy ước

Cọc và đất giữa các cọc hoạt động như một khối móng đồng nhất, đặt trên lớp đất bên dưới mũi cọc Mặt truyền tải của khối móng này được quy định mở rộng hơn so với diện tích đáy đài, với góc mở theo tiêu chuẩn TCVN 10304:2014 (mục 7.4.4).

Bảng 6.6 – Bảng thông số các lớp đất cọc xuyên qua

Lớp đất Bề dày li

- Góc ma sát trung bình:

Hình 6.8 – Khối móng qui ước móng M2

- Diện tích đáy khối móng quy ước tính theo công thức: Aqu = Lm  Bm m m

- Trọng lượng khôi móng qui ước:

Trọng lượng cọc và đài cọc:

Trọng lượng các lớp đất của khối móng:

Trọng lượng khối móng qui ước: qu CD dat

- Tải trọng quy về đáy khối móng quy ước: tc tc d qu tc tc xd x tc tc yd y

- Độ lệch tâm do moment: tc xd x tc d tc yd y tc d

 Bỏ qua ảnh hưởng của moment

- Áp lực đất dưới nền đáy móng quy ước: P max = P min = P tb tc tc d 2 tb qu

- Sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới đáy móng theo Điều 4.6.9, TCVN 9362:2012

Hệ số điều kiện làm việc của đất nền (m1) và của nhà hoặc công trình (m2) có tác dụng qua lại với nền, theo Bảng 15 trong Điều 4.6.10 TCVN 9362:2012, được xác định lần lượt là m1 = 1 và m2 = 1.

+ ktc: Hệ số độ tin cậy tra theo Điều 4.6.11 TCVN 9362–2012, các đặc trưng tính toán lấy trực tiếp từ các bảng thống kê  ktc = 1;

+ A, B, D: Các hệ số không thứ nguyên lấy theo Bảng 14, TCVN 9362:2012, phụ thuộc vào góc ma sát trong II = 31.18 o  A = 1.262, B = 6.04, D = 8.305;

+ b: Kích thước cạnh bé của khối móng quy ước, b = Bqu = 16.05 (m);

+ h: Chiều cao của khối móng quy ước, h = Hqu = 53 (m)

+ II: Dung trọng lớp đất từ đáy khối móng qui ước trở xuống, vì lớp đất dưới mực nước ngầm nên II = 10.4 (kN/m 3 )

+ II’: Dung trọng các lớp đất từ đáy khối móng qui ước trở lên

+ cII: Giá trị lực dính đơn vị nằm trực tiếp dưới đáy móng, c = 3.4 (kN/m 2 );

- Vậy sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới đáy móng là:

- Kiểm tra áp lực nền dưới đáy móng:

Với p tc tb = 639.594 (kN/m²) nhỏ hơn R tc = 3821.03 (kN/m²), nền dưới mũi cọc hoạt động trong giai đoạn đàn hồi Do đó, móng có thể được tính toán theo mô hình bán không gian đàn hồi Việc tính lún cho móng M2 cũng cần được thực hiện trong bối cảnh này.

Chia lớp đất dưới mũi cọc thành nhiều phân lớp dày 0.5m để tính ứng suất gây lún Quá trình tính toán sẽ dừng lại khi thỏa mãn điều kiện σi bt ≥ 5 σi gl, xác định vị trí ngừng tính lún.

- Áp lực bản thân đất nền của đáy khối móng quy ước h 11.19 53 593.07 ( / 2) bt o i i kN m

- Áp lực gây lún ở đáy khối móng quy ước: gl tc bt 2 tb 0

Ta có: gl 46.524 kN/ m 2 bt 593.07= 118.614 kN/ m 2

Móng M2 thỏa điều kiện lún và không cần tính lún e Kiểm tra xuyên thủng cho móng M2

Hình 6.9 – Kiểm tra xuyên thủng móng M2

Với góc lan tỏa ứng suất 45 độ, tháp xuyên thủng hình thành từ mép cột phủ đầu qua cọc cho thấy đài móng được xem là tuyệt đối cứng, đảm bảo điều kiện chống nén thủng do cột gây ra Thiết kế cốt thép cho đài móng M2 cũng cần được chú trọng để tăng cường khả năng chịu lực và độ bền cho công trình.

Hình 6.10 – Sơ đồ tính toán nội lực đài móng M2

- Tính thép trong đài đặt theo phương X:

- Tính thép trong đài đặt theo phương Y:

6.2.4 Thiết kế móng móng lõi thang a Xác định số lượng cọc và bố trí

(Nội lực chi tiết tại các vị trí chân vách: [Xem bảng 3.2, Phụ lục 3])

- Sơ bộ xác định số cọc như sau: tt coc cd

- Chọn kích thước đài cọc và bố trí như sau:

Hình 6.11 – Mặt bằng móng lõi thang M3 – 32 cọc b Kiểm tra hiệu ứng nhóm cọc

- Hệ số nhóm η (η < 1), được xác định theo công thức Converse – Labarre: η = 1 − arctg (d e) ×(n − 1) × m + (m − 1) × n

Trong đó: n là số hàng cọc: n = 4 m là số cọc trong mỗi hàng: m = 8 d là cạnh của cọc e là khoảng cách hai tâm cọc

- Sức chịu tải của nhóm cọc : c,u tt nh c c,d k

Thỏa điều kiện sức chịu tải của nhóm cọc c Kiểm tra điều kiện tải tác dụng lên đầu cọc

Do sự phức tạp trong bố trí cọc của đài móng lõi thang, việc tính toán và kiểm tra thủ công gặp nhiều khó khăn Vì vậy, việc tính toán móng lõi thang sẽ được thực hiện với sự hỗ trợ của phần mềm SAFE v12.3.2.

Hình 6.12 – Kết quả phản lực đầu cọc từ mô hình SAFE

[ k =1.4, lấy điều b, mục 7.1.11, TCVN 10304 - 2014 đối với móng đài cọc,(móng số lượng cọc ít nhất 21 cọc)]

Thỏa điều kiện cọc không bị phá hủy d Kiểm tra áp lực nền dưới mũi cọc

Sử dụng giá trị tải truyền xuống móng với giá trị lực dọc Nmax ứng với giá trị tiêu chuẩn, gần đúng lấy N tc  N tt max /1.15

Móng TH N tc M tc x M tc y

M3 Pmax 92722.69 5198.898 -930.818 Xách định kích thước khối móng quy ước

- Diện tích đáy khối móng quy ước tính theo công thức: Aqu = Lm  Bm m m

- Trọng lượng khối móng qui ước

Trọng lượng cọc và đài cọc:

Trọng lượng các lớp đất của khôi móng:

Khối lượng đất bị đài và cọc chiếm chổ:

Trọng lượng khối móng qui ước: qu CD dat

- Tải trọng quy về đáy khối móng quy ước: tc tc d qu

(Bỏ qua ảnh hưởng của moment)

- Áp lực đất dưới nền đáy móng: P max = P min = P tb tc tc d 2 tb qu

- Sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới đáy móng theo Điều 4.5.9, TCVN 9362:2012

Vậy sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới đáy móng là:

- Kiểm tra áp lực nền dưới đáy móng:

Với p tc tb = 766.05 (kN/m²) nhỏ hơn R tc = 3879.96 (kN/m²), nền dưới mũi cọc hoạt động trong giai đoạn đàn hồi Vì vậy, móng có thể được tính toán theo mô hình bán không gian đàn hồi Tiến hành tính toán lún cho móng lõi M3.

Chia lớp đất dưới mũi cọc thành nhiều phân lớp dày 0.5m, ta cần tính ứng suất gây lún cho đến khi đạt điều kiện σi bt ≥ 5 σi gl, đây là vị trí ngừng tính lún.

- Áp lực bản thân đất nền của đáy khối móng quy ước bt qu 2

- Áp lực gây lún ở đáy khối móng quy ước: gl tc bt 2 tb 0

Ta có: gl 149.754 kN/ m 2 bt 616.296= 123.259 kN/ m 2

- Theo điều C.1.6, TCVN 9362:2012, độ lún của nền được tính theo phương pháp cộng tác dụng: n gl i i 0 i

Bảng 6.7 – Kết quả tính lún móng M3

Kết luận: Thỏa điều kiện biến dạng nền f Kiểm tra xuyên thủng cho móng lõi M3

- Công thức chung xác định lực chống xuyên cx bt m o o

+ : Là hệ số, bê tông nặng lấy bằng 1; bê tông hạt nhỏ 0.85; bê tông nhẹ 0.8;

+ Rbt là cường độ chịu cắt của bê tông, dùng bê tông B30  Rbt = 1.2 MPa;

+ um: Là chu vi trung bình của mặt nghiêng xuyên thủng;

+ ho: Là chiều cao làm việc của đài;

+ C: Là chiều dài hình chiếu mặt bên tháp xuyên thủng lên phương ngang; o o

- Vì chiều cao đài 3m nên tháp xuyên thủng phủ hết các đầu cọc Do đó ta cần kiểm tra theo điều kiện hạn chế

Hình 6.13 – Tháp xuyên thủng móng lõi M3

- Xem hệ vách như một cột cứng, do đó kiểm tra xuyên thủng do các hàng cột biên gây ra ho = 2.82m, C < 0.4h0 => Không cần kiểm tra xuyên thủng

Kết luận: Điều kiện chống xuyên thủng được đảm bảo g Thiết kế cốt thép cho móng lõi thang M3

Mô hình móng trong SAFE

Hình 6.14 – Mô hình đài móng trong SAFE

Chia dải Strip lấy nội lực

Hình 6.15 – Dải Strips (2m) phương X, Phương Y Kết quả nội lực:

Hình 6.16 – Moment theo phương X, phương Y Kết quả tính toán cốt thép

Bảng 6.8 – Kết quả tính lún móng M3

Vị trí M ho αm ζ As μ% Chọn thép Aschọn

Lớp trên -353.73 295 0.0024 0.0024 3.289 0.011 16 200 12.07 Lớp dưới 8176.528 280 0.0613 0.0614 80.029 0.286 28 70 87.92 Phương