(Đồ án hcmute) chung cư thanh xuân hà nội

GIỚI THIỆU KIẾN TRÚC

Giới thiệu công trình

Chung cư Thanh Xuân là một công trình nhà cao tầng tại Hà Nội, bao gồm 16 tầng nổi và 1 tầng hầm Công trình được thi công bằng bê tông cốt thép toàn khối, với hệ thống khung và lõi cứng nhằm đảm bảo khả năng chịu lực.

Trong hệ kết cấu này, hệ thống lõi chủ yếu chịu tải trọng ngang, trong khi khung chính được thiết kế để chịu tải trọng thẳng đứng Sự phân chia chức năng này giúp tối ưu hóa các cấu kiện, giảm kích thước cột và dầm, đồng thời đáp ứng yêu cầu kiến trúc.

- Tổng diện tích khu đất 3400 m 2 Công trình là nha ở nên các tầng chủ yếu ( từ 1 –

15) dùng bố trí nhu cầu ở Tầng hầm bố trí phòng quản lí, dịch vụ phục vụ nhu cầu mua bán, giải trí Tầng mái bố trí bố trí bể nước phục vụ nhu cầu sinh hoạt chung cư

Giới thiệu vật liệu và tiêu chuẩn tính toán

 Sử dụng bê tông nặng cho công trình xây dựng

- Bê tông B25 cho cột dầm sàn vách, bê tông B30 cho móng

- Cốt thép sàn AII → Rs = 280 Mpa

+ Cốt thép  8: dùng thép CI có: RS = RSC = 225(MPa)

+ Cốt thép  > 8: dùng thép CII có: RS = RSC = 280(MPa)

- Thép cột dầm vách AIII → Rs = 365 Mpa

 Cốt thộp loại AIII (đối với cốt thộp cú ỉ >10)

+ Cường độ chịu nén tính toán Rs = 365 MPa

+ Cường độ chịu kéo tính toán Rs = 365 MPa

+ Mô đun đàn hồi Es = 200000 MPa

- TCVN 2737 : 1995 Tải trọng và tác động - Tiêu chuẩn thiết kế - NXB Xây Dựng -

- TCVN 5574 : 2012 Kết cấu bê tông cốt thép - Tiêu chuẩn thiết kế - NXB Xây Dựng - Hà Nội 2012…

TÍNH TOÁN SÀN ĐIỂN HÌNH

Mặt bằng sàn điển hình

Hình 2.1: Mặt bằng sàn tầng điển hình

Tính toán thiết kế cấu kiện

 Ta chọn thiết kế sàn dầm cho công trình chung cư với kích thước tương đối

 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 D min min h L h

+ hs là chiều dày bản sàn

+ D = 0.8 ÷ 1.4 phụ thuộc vào tải trọng

+ m là hệ số phụ thuộc vào loại bản m = 30 ÷ 35 cho bản loại dầm với l là nhịp bản m = 40 ÷ 45 cho bản kê bốn cạnh với l là cạnh ngắn m = 10 ÷ 18 cho bản công xôn

 Vậy chọn sơ bộ chiều dày bản sàn là 150 mm

 Công trình gồm các ô sàn có kích thước 8000 x 5100 mm

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

 Chiều dày thành vách chọn theo các điều kiện sau:

Chọn chiều dày vách ngoài, vách trong là 200 mm

 Tiết diện cột được chọn sơ bộ theo công thức:

Cường độ chịu nén của bêtông được xác định qua cấp bền nén B25 Hệ số kt được sử dụng để xem xét ảnh hưởng của các yếu tố khác như mômen uốn, hàm lượng cốt thép và độ mảnh của cột, với giá trị kt nằm trong khoảng 1.2 đến 1.5 cho cột chịu nén lệch tâm Tuy nhiên, do cột hoạt động gần như đúng tâm, giá trị kt được chọn là 1.

N: lực nén được tính toán gần đúng như sau:

 Tổng lực dọc tác dụng: i s i t d c

Si: diện tích mặt sàn truyền tải trọng lên cột đang xét q: tải trọng tương đương tính trên mỗi mét vuông mặt sàn

4 n: số tấm sàn trên tiết diện đang xét

- Tải trọng từ sàn truyền xuống cột bất kì theo diện truyền tải từ một tầng Gọi diện tích truyền tải tầng thứ i:

Hình 2.2: Sơ đồ truyền tải:

- Tải trọng tính toán gồm trọng lượng các lớp cấu tạo sàn là gs và hoạt tải ps thì tổng tải tác dụng lên sàn: s s s q  g p

- Trọng lượng bản thân dầm ngang và dầm dọc: d i i g b i g  b h n  L

- Trọng lượng bản thân của cột tầng thứ i: d c c g c c g  b h n  H

- Trọng lượng tường xây trên dầm tầng thứ i: d t t g t t g  b h n  L

- Tải trọng tính toán gồm trọng lượng các lớp cấu tạo sàn là gs và hoạt tải ps thì tổng tải tác dụng lên sàn:

- Trọng lượng tường xây trên dầm tầng thứ i: d t t g t t g  b h n L 1.1 18 0.2 (4 2.15) (5.1 0.15) 120.5523(kN)      

- Tổng lực dọc tác dụng:

- Tiết diện cột được chọn sơ bộ theo công thức:

- Dựa trên mặt bằng kiến trúc ta thấy trục 1 và trục 5 đối xứng, trục 2 và trục 4 đối xứng nên ta chỉ cần xét một trục tươn ứng

Bảng 2.1: Sơ bộ tiết diện cột trục 1

2.2.3 Các lớp cấu tạo sàn:

 Tải trọng thường xuyên do các lớp sàn thường:

Bảng 0.4: Trọng lượng các lớp cấu tạo sàn thường, sảnh tầng, phòng sinh hoạt, phòng bếp, phòng ngủ:

Trọng lượng riêng γ (kN/m3) g tc (kN/m 2 )

Hệ số vượt tải n g tt (kN/m 2 )

 Tải sàn vệ sinh, ban công

Bảng 0.5: Tải trọng sàn vệ sinh, ban công và sàn mái

Trọng lượng riêng γ (kN/m 3 ) g tc (kN/m 2 )

- Do công trình nhà ở, căn hộ nếu xét trong ô sàn vừa cơ nhà vệ sinh và phòng ngủ, phòng sinh hoạt thì ta qui tải về: tt s1 1 s2 2 s g S g S g S

Bảng 2.6: Tải trọng qui đổi của sàn gs1 S1 gs2 S2 Sn gs ô 1 1.273 32.9 3.15 6.3 39.2 1.5746607 ô 2 1.273 23.425 3.15 10.2 33.625 1.8423799 ô 3 1.273 36.525 3.15 5.7 42.225 1.5263783 ô 4 1.273 20.648 3.15 0 20.648 1.273 ô 6 1.273 33.32 3.15 0 33.32 1.273 ô 7 1.273 10.54 3.15 0 10.54 1.273 ô 8 1.273 5.7 3.15 30.125 35.825 2.8513566 ô 9 1.273 27.95 3.15 0 27.95 1.273 ô 10 1.273 3.8 3.15 30.6 34.4 2.942657 ô 11 1.273 9 3.15 20.375 29.375 2.5749191

 Tải tường xây trên dầm

- Tải trọng bản thân tường ngăn qt= n bt γt ht (kN/m)

- Tường dày 100 (mm): qt  n ht   bt t 1.1 3.45 0.1 18   6.831(kN / m)

- Tường dày 200 (mm): qt  n ht   bt t 1.1 3.45 0.2 18 13.662(kN / m)   

Trong đó : ht = 3.6 –0.15 = 3.45 (m): chiều cao của tường bt : bề rộng của tường (m) lt : chiều dài của tường (m) γt = 18 (kN/m³): trọng lượng riêng của tường 100 mm

S : diện tích ô sàn tương ứng (m²)

 Tải tường xây trên sàn

- Để đơn giản ta quy tải trọng tường ngăn qua sàn thành tải phân bố đều trên sàn t t t n q l g S

Trong đó: γ t = 1.8 (KN/m 2 ) qt htbt t n = 1.1 hệ số độ tin cậy

Bảng 0-7: Tổng tải tường ngăn trên ô sàn Ô sàn bt (m) ht (m) Lt (m) n gammas S gt

Bảng 2.8: Tổng tĩnh tải tác dụng lên sàn: Ô sàn gt (kN/m 2 ) gs (kN/m 2 ) g (kN/m 2 )

Giá trị hoạt tải được xác định dựa trên chức năng sử dụng của từng loại phòng Hệ số độ tin cậy n cho tải trọng phân bố đều được quy định theo điều 4.3.3 trong TCVN.

Bảng 2.9: Hoạt tải từng chức năng phòng:

Chức năng phòng p tc (daN/m 2 ) n p tt (daN/m 2 )

Khi có nhiều giá trị hoạt tải khác nhau trong cùng một ô sàn, cần tính toán hoạt tải tương đương dựa trên diện tích Công thức tính hoạt tải tương đương là p tt = (p1 x s1 + p2 x s2 + …)/s, trong đó P1, P2 là hoạt tải tính toán của ô sàn đang xem xét.

+ S; S1; S2: lần lượt là diện tích của ô sàn, sàn ban công, sàn vệ sinh

Bảng 2.10: Hoạt tải qui đổi tương đương Ô sàn p tc (daN/m 2 ) Hệ số n p tt (daN/m 2 )

Xác định nội lực

Sự phân bố tải tác dụng lên sàn phụ thuộc vào công năng sử dụng của các căn hộ, và do tính phức tạp của phân bố này, việc xác định nội lực trong sàn cần áp dụng phương pháp phần tử hữu hạn Phần mềm Safe sẽ hỗ trợ trong quá trình tính toán này.

- Để phản ánh ứng xử của sàn ta sử dụng phần mềm SAFE để tính toán

- Chia sàn thành nhiều dải theo phương X và phương Y, phân tích lấy nội lực sàn theo dải

Hình 2.3: Sơ đồ mô hình safe

- Tổ hợp thiết kế tính thép: Tĩnh Tải tính toán + Hoạt tải tính toán

- Tổ hợp kiểm tra chuyển vị: Tĩnh Tải tiêu chuẩn + Hoạt tải tiêu chuẩn

- Để lấy kết quả nội lực trong sàn sau khi hoàn tất mô hình, tiến hành chia dải Strip theo phương X và phương Y

2.3.3 Kết quả mô hình phân tích

Phân tích mô hình ta được kết quả nội lực

Hình 0.4: Biểu đồ Moment theo phương X

Hình 2.5: Biểu đồ Moment theo phương Y Kiểm tra độ võng sàn

Hình 2.6: Kết quả chuyển vị lớn nhất trong sàn

- Khi nhịp sàn nằm trong khoảng L > 7m thì [f] = (L/250) = 32 mm (Theo TCVN

5574 : 2012 - Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép.) fmax = 7.1976 mm < [f] = 32 mm  Thỏa mãn điều kiện độ võng

Kiểm tra độ võng sàn có kể đến hệ số từ biến và co ngót theo EUROCODE

When considering long-term effects, two key characteristics are utilized: the Creep Coefficient (CR=1.7) for deformation and Shrinkage Strain (SH=0.0003) for shrinkage The formula f1 = 1*DEAD + 1*SDEAD + 1*LIVE represents the deflection due to the short-term impact of all loads, while f2 = 1*DEAD + 1*SDEAD + 0.3*LIVE accounts for the same factors with a reduced influence from live loads.

+ f2: độ võng do tác dụng ngắn hạn của tải trọng dài hạn

+ f3: độ võng do tác dụng dài hạn của tải trọng dài hạn

+ f1, f2 như trên, với Analysis Type là Nonlinear (Cracked)

+ f3 như f2, với Analysis Type là Nonlinear (Longterm Crack); CR=1.7 và

Hình 2.7: Kết quả chuyển vị lớn nhất trong sàn

- Khi nhịp sàn nằm trong khoảng L > 7m thì [f] = (L/250) = 32 mm (Theo TCVN

5574 : 2012 - Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép.)

- fmax = 24.624 mm < [f] = 32 mm  Thỏa mãn điều kiện độ võng

Tính toán thép cho cấu kiện

- Cốt thép sàn AII → Rs = 280 MPa

- Cốt thép  8: dùng thép CI có: RS = RSC = 225(MPa)

- Cốt thép  > 8: dùng thép CII có: RS = RSC = 280(MPa)

- Tính thép bản như cấu kiện chịu uốn có bề rộng b = 1m; chiều cao h = hb

Trong đó: ho = h-a a: khoảng cách từ mép bê tông đến chiều cao làm việc, chọn a%cm

M: moment tại vị trí tính thép

+ Nếu  m  R : tăng kích thước hoặc tăng cấp độ bền của bê tông để đảm bảo điều kiện hạn chế   m  R

- Diện tích cốt thép yêu cầu trong phạm vi bề rộng bản b = 1m:

- Chọn đường kính cốt thép, khoảng cách a giữa các thanh thép:

- Bố trí cốt thép với khoảng cách a BT a TT , tính lại diện tích cốt thép bố trí A S BT

- Kiểm tra hàm lượng cốt thép:

-  nằm trong khoảng 0,3%÷0,9% là hợp lý

- Nếu  Thì bản làm việc một phương cắt theo phương cạnh ngắn B1, có bề rộng b = 1m, sơ đồ tính là một dầm đơn giản có nhịp B1

Hình 3.6: Sơ đồ tính bản vế 3

Bảng 3.4: Tính thép bản thang:

Tính toán dầm chiếu nghỉ

3.6.1 Tải trọng dầm chiếu nghỉ CN:

- Chọn sơ bộ kích thước dầm chiếu nghỉ:

 Tải trọng tác dụng gồm:

- Trọng lượng bản thân dầm: d d d s b g b (h h )n 0.15 (0.25 0.15) 1.1 25 0.4125(kN / m)

- Trọng lượng sàn bản thang:

- Trọng lượng bản thân tường xây trên dầm đoạn AB: t t t t g b h n 0.2 (8.7 6.75) 1.1 18 7.722(kN / m)

- Trọng lượng bản thân tường xây trên dầm đoạn BC: t t t t g b h n 0.2 1.8 1.1 18 7.128(kN / m)

- Trọng lượng bản thân tường xây trên dầm đoạn CD:

 Do bản thang truyền vào, là phản lực tại các gối tựa tại chiếu nghỉ được quy về phân bố đều (R2 = 22.38 kN trên 1m dài bản)

- Đoạn bản thang AB: dcn d t 2 q g  g R 0.4125 7.722 22.3830.515(kN / m)

- Đoạn BC chiếu nghỉ: b bt 1 q q L 6.53 1.3 8.489(kN / m) dcn d t b q g  g q 0.4125 7.128 8.489 16.03(kN / m)  

- Đoạn bản thang đoạn CD: dcn d t 2 q g  g R 0.4125 6.534 22.3829.327(kN / m)

Hình 3.7: Biểu đồ momen dầm chiếu nghỉ

Hình 3.8: Biểu đồ lực cắt dầm chiếu nghỉ

Bảng 3.5: Tính thép dầm chiếu nghỉ:

Lớp bê tông bảo vệ M

Tính toán dầm chiếu tới

- Chọn kích thước dầm: 20x30 cm 2

- Trọng lượng bản thân dầm d d d bt b g b (h h )n 0.2 (0.3 0.15) 1.1 25 0.825(kN / m)

- Do bản thang truyền vào, là phản lực tại các gối tựa tại chiếu nghỉ được quy về phân bố đều (R1 = 43.36 kN, R2 = 42.48 kN trên 1m dài bản)

- Tổng tải tác dụng: qg d R 1 1.1 43.36 44.46(kN / m)

- Sơ đồ tính dầm chiếu tới là dầm đơn giản, có nhịp tính toán là khoảng cách giữa các trục tường Tải trọng tác dụng lên dầm chiếu tới:

Hình 3.9: Sơ đồ tính dầm chiếu tới

3.7.2 Tính thép dầm chiếu tới:

- Từ đó xác định được Mmax, Qmax

Bảng 3.6: Tính thép dầm chiếu tới:

Lớp bê tông bảo vệ M

- Ta bố trí cốt đai theo cấu tạo rồi kiểm tra lại khả năng chịu cắt

- Kiểm tra điều kiện chịu cắt Qmax = 75.582 (kN)

- Chọn cốt thép làm cốt đai phi 6, số nhánh n = 2, khoảng cách cốt đai s = 200mm

- Nếu Q max  Q min  b 3 1 (  f  n ) R bh bt o 0.6´ 1 (  f  n ) R bh bt o

Với Qmin là khả năng chịu cắt nhỏ nhất của bêtông, thì ta không cần tính toán cốt đai mà đặt theo cấu tạo

Trong đó: φf = φn=0 vì không có lực nén hay kéo

= > Không cần tính toán cốt đai cho dầm chỉ đặt theo cấu tạo.Vậy ta bố trí:

+ Trờn đoạn dầm gần gối tựa (1/4 nhịp) Chọn ỉ6a100

+ Trờn đoạn giữa dầm (1/2 nhịp) Chọn ỉ6a200

- Kiểm tra khả năng chịu ứng suất chính ở bụng

==> Vậy với cốt đai như đã chọn dầm đủ khả năng chịu lực cắt

TÍNH TOÁN KHUNG ĐIỂN HÌNH

Mở đầu

- Công trình chung cư gồm 17 tầng điển hình, 1 tầng hầm, 1 tầng dịch vụ, 1 tầng mái

- Hệ kết cấu sử dụng là kết cấu khung - vách cứng (lõi cứng) Do đó việc tính toán khung phải là kết cấu khung không gian

- Việc tính toán khung không gian là rất phức tạp, do đó việc tính toán nội lực sẽ được tính toán bằng phần mềm ETABS.

Vật liệu sử dụng

 Sử dụng bê tông cấp độ bền B25 có các thông số tính toán như sau:

 Cường độ tính toán chịu nén: Rb = 14.5 MPa

 Cường độ tính toán chịu kéo: Rbt = 1.05 MPa

 Mô đun đàn hồi: Eb = 30000 MPa

 Cốt thộp loại AI (đối với cốt thộp cú ỉ ≤ 10)

 Cường độ tính toán chịu nén: Rsc = 225 MPa

 Cường độ tính toán chịu kéo: Rs = 225 MPa

 Cường độ tính toán cốt ngang: Rsw = 175 MPa

 Mô đun đàn hồi: Es = 210000 MPa

 Cốt thộp loại AIII(đối với cốt thộp cú ỉ > 10)

 Cường độ tính toán chịu nén: Rsc = 365 MPa

 Cường độ tính toán chịu kéo: Rs = 365 MPa

 Mô đun đàn hồi: Es = 210000 MPa

Chọn kích thước sơ bộ

- Chọn sơ bộ kích thước cấu kiện trong mô hình rồi kiểm tra bằng chức năng Design trong ETABS:

+ Dầm chính kích thước: h × b = 750 × 400 mm

+ Dầm phụ kích thước: h × b = 650 × 400 mm

Bảng 4.1: Sơ bộ tiết diện cột trục

+ Chiều dày sàn hs = 150 mm

Tính toán tải trọng

4.4.4.1 Tĩnh tải do trọng lượng bản thân sàn

Bảng 4.2: Tải trọng sàn mái

Lớp vật liệu Chiều dày δ(m)

Trọng lượng riêng γ (kN/m 3 ) g tc (kN/m 2 )

Bảng 4.3: Tổng tĩnh tải trên các ô sàn Ô sàn gt (kN/m 2 ) gs (kN/m 2 ) g (kN/m 2 )

4.4.4.2: Tĩnh tải tường phân bố trên dầm:

- Tường dày 100 (mm): qt  n ht   bt t 1.1 3.45 0.1 18   6.831(kN / m)

- Tường dày 200 (mm): qt  n ht   bt t 1.1 3.45 0.2 18 13.662(kN / m)   

Bảng 4.4: Tổng tĩnh tải trên các ô sàn Ô sàn p tc (daN/m 2 ) Hệ số n p tt (daN/m 2 )

- Hoạt tải tầng thương mại: q tt 1.2 4 4.8(kN / m ) 2

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

 Công trình cao 62.3 m > 40 m nên tải gió gồm thành phần tĩnh và thành phần động

 Tải trọng gió bao gồm hai thành phần:

+ Thành phần tĩnh của gió

+ Thành phần động của gió

 Tải trọng gió tĩnh được tính toán theo TCVN 2737 : 1995 như sau:

+ Áp lực gió tĩnh tính toán tại cao độ z tính theo công thức: Wtc = Wo × k × c Trong đó :

Wo: là giá trị của áp lực gió lấy theo bản đồ phân vùng phụ lục D TCVN

Công trình xây dựng tại Hà Nội thuộc khu vực IIB có trọng lượng riêng Wo = 0,95 kN/m² Hệ số kz được sử dụng để tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao, được xác định dựa trên bảng quy định.

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

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

Tải trọng gió tĩnh được chuyển hóa thành lực tập trung tại các cao trình sàn, với lực này được đặt tại tâm cứng của mỗi tầng Lực gió tiêu chuẩn được ký hiệu là Wtcx.

Lực gió tiêu chuẩn theo phương Y được xác định bằng cách nhân áp lực gió với diện tích đón gió Để tính diện tích đón gió của từng tầng, ta sử dụng công thức j j 1 j h h.

  hj, hj-1, B lần lượt là chiều cao tầng của tầng thứ j, j-1, và bề rộng đón gió Bảng 4.5: Bảng tổng hợp gió tĩnh tính toán:

Cao độ z k Sx Sy W Kích thước nhà WTX WTY

(m) (m2) (m2) (kN/m2) Dài Rộng (kN) (kN)

Công trình cao 63,5 m, vượt quá 40 m, cần tính đến thành phần động của tải gió Để xác định thành phần động này, việc xác định tần số dao động riêng của công trình là cần thiết.

 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 của kết cấu, tải trọng các lớp cấu tạo sàn và hoạt tải, tất cả đều phân bố đều trên sàn Tham khảo TCVN 2737:2012 và TCXD 229:1999 để hiểu rõ hơn về tiêu chuẩn này.

Hình 0.1: Sơ đồ tính toán động lực tải gió tác dụng lên công trình

Việc xác định tần số dao động riêng của công trình nhiều tầng là một quá trình phức tạp, vì vậy cần sử dụng phần mềm máy tính để hỗ trợ Trong đồ án này, phần mềm ETABS được áp dụng để tính toán các tần số dao động riêng của công trình.

Hình 4.2: Mô hình 3D của công trình trong ETABS

Theo TCXD 229: 1999, việc tính toán thành phần động của tải trọng gió chỉ cần thực hiện cho dạng dao động đầu tiên, với tần số dao động riêng cơ bản trong khoảng f_s < f < f_s + 1.

Theo TCXD 229:1999, giá trị fL được tra trong bảng 2 cho kết cấu bê tông cốt thép với δ = 0.3, cho ra fL = 1.3 Hz Cột và vách trong kết cấu này được ngàm với móng.

 Khối lượng tập trung được khai báo khi phân tích dao động theo TCXD 229:1999 là 100% tĩnh tải tiêu chuẩn và 50% hoạt tải tiêu chuẩn

Để tính toán gió động của công trình, cần xem xét theo hai phương X và Y, trong đó chỉ tập trung vào phương có chuyển vị lớn hơn Các bước tính toán thành phần động của gió bao gồm nhiều quy trình cụ thể.

Bước 1: Xác định tần số dao động riêng

- Sử dụng phần mềm ETABS khảo sát với 12 Mode dao động của công trình

- Chạy chương trình Vào mục Display / Show Table / Modal Participation để xem các chu kỳ và dao động

Bảng 0.6: Bảng kết quả 12 Mode với khối lượng hữu hiệu:

Mode Period UX UY UZ SumUX SumUY

Bảng 0.7: Bảng kết quả 12 Mode dao động

Nhận xét: Tần số dao động riêng: f6 < fL = 1.3Hz < f9.Vì vậy, theo điều 4.3

Theo TCXD 229:1999, việc tính toán thành phần động của gió cần xem xét tác động của cả xung vận tốc gió và lực quán tính của công trình, đặc biệt là đối với hai dạng dao động đầu tiên.

Bước 2: Xác định giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của áp lực gió lên các phần tính toán của công trình

 Giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của áp lực gió Wj ở độ cao zj so với mốc tại mặt đất được xác định theo công thức:

Wj = WokzjC (kN/m 2 ) Trong đó:

Giá trị áp lực gió tiêu chuẩn (Wo) cho các công trình xây dựng tại quận Thanh Xuân, TP Hà Nội thuộc vùng IIB được xác định là 95 daN/m² (0.95 kN/m²) Hệ số c được tính bằng 0.6 cộng 0.8, cho ra giá trị tổng là 1.4 Để tính toán áp lực gió theo chiều cao, cần tham khảo hệ số kzj từ bảng 5 của TCVN.

Kết quả tính toán ở bảng 4.5 Bước 3: Xác định thành phần động của tải trọng gió tác dụng lên công trình

Giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải gió tác dụng lên phần thứ j, ứng với dạng dao động thứ i được xác địng theo công thức

WP(ij): lực, đơn vị tính toán kN

Mj: khối lượng tập trung của phần công trình thứ j, T

i: hệ số động lực ứng với dạng dao động thứ i, không thứ nguyên

i: hệ số được xác định bằng cách chia công trình thành n phần

 Xác định Mj: Khối lượng các điểm tập trung theo các tầng được xuất từ ETABS Bảng 0.8: Bảng khối lượng tầng:

Hệ số động lực được xác định ứng với 3 dạng dao động đầu tiên, phụ thuộc vào thông số i và độ giảm loga của dao động: o i i

         (đây công thức thực nghiệm)

: Hệ số tin cậy tải trọng gió lấy  = 1.2 fi: Tần số dao động riêng thứ i

Wo: Giá trị áp lực gió Lấy bằng 0.95 kN/m 2 = 950 N/m 2

Hệ số i được xác định theo công thức: n ji Fj j 1 i n

Trong đó: yji: dịch chuyển ngang tỉ đối của trọng tâm phần công trình thứ j ứng với dạng dao động riêng thứ i

Giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió tác động lên phần thứ j của công trình, tương ứng với các dạng dao động khác nhau, được xác định bằng công thức WFj = Wj  j Sj  (kN), trong đó chỉ xem xét ảnh hưởng của xung vận tốc gió.

Wj: giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của gió (kN/m 2 )

Sj: diện tích đón gió phần công trình thứ j (m 2 )

: hệ số tương quan không gian áp lực động của tải trọng gió

Hệ số tương quan không gian áp lực động của tải trọng gió, ký hiệu là v, không có thứ nguyên và phụ thuộc vào dạng dao động của công trình Khi tính toán với dạng dao động thứ nhất, v được lấy bằng v1, trong khi đối với các dạng dao động khác, v được lấy bằng 1 Giá trị v1 được xác định theo bảng 10 trong TCVN 2737: 1995, dựa vào hai tham số ρ và χ Để có được hai thông số này, cần tham khảo bảng 11 trong TCVN 2737: 1995, trong đó a và b được xác định theo hình minh họa, với mặt màu đen là mặt đón gió.

Hình 0-3: Hệ tọa độ khi xác định hệ số tương quan  Bảng 0.9: Các tham số ρ và χ

Mặt phẳng tọa độ cơ bản song song với bề mặt tính toán ρ χ

Bảng 0.10: Hệ số tương quan không gian 1 ρ (m) Hệ số 1 khi χ bằng (m)

Bảng 0.11: Bảng tổng hợp tải trọng gió:

Cao độ z Gió tĩnh Gió động Tổng gió

(m) WTX WTY WDX1 WDY1 WX WY

STORY15 54,9 171,7 229,4 121,9 151,9 293,6 381,3 STORY14 51,3 169,6 226,7 116,8 144,3 286,5 370,9 STORY13 47,7 167,4 223,7 109,2 133,6 276,6 357,3 STORY12 44,1 165,1 220,6 100,3 121,5 265,4 342,1 STORY11 40,5 162,5 217,2 91,4 110,9 254,0 328,1

4.4.4 Tải trọng động đất Động đất được xem như là một trong những yêu cầu bắt buộc không thể thiếu và là yêu cầu quan trọng nhất khi thiết kế các công trình cao tầng Do đó, bất kỳ công trình xây dựng nào nằm ở phân vùng về động đất phải tính toán tải trọng động đất

 Tính toán lực động đất theo tiêu chuẩn TCVN 9386 : 2012 (Thiết kế công trình chịu động đất)

 Theo TCVN 9386 : 2012, có 2 phương pháp tính toán tải trọng động đất là phương pháp tĩnh lực ngang tương đương và phương pháp phân tích phổ dao động

 Với chu kì T1(x) = 2.95s, T3(y) = 2.55s Không thỏa mãn yêu cầu phương pháp tĩnh lực ngang tương đương: 1 4T C 2.4s

   (điều 4.3.3.2 TCVN 9386 : 2012) Nên trong đồ án này tải trọng động đất sẽ được tính toán theo phương pháp phân tích phổ phản ứng dao động (điều 4.3.3.3 TCVN 9386 : 2012)

 Việc tính toán tải trọng động đất được thực hiện theo TCVN 9386 : 2012 và sự trợ giúp của phần mềm ETABS

4.4.4.1 Phương pháp phân tích phổ phản ứng

 Xác định tỷ số: a gG g

- Căn cứ vào phụ lục I “Bảng phân vùng gia tốc nền theo địa danh hành chính” ta có: Thành Phố Hà Nội, quận Thanh Xuân thì a gG 0.1097 g

34 a gG : là đỉnh gia tốc nền tham chiếu trên nền loại B g: là gia tốc trọng trường: g = 9.81 (m/s 2 )

Căn cứ vào mặt cắt địa tầng và số liệu khảo sát địa chất tại khu vực xây dựng, cần xem xét điều kiện đất nền để đảm bảo an toàn trước tác động của động đất theo quy định hiện hành.

3.1.2 của TCVN 9386 – 2012 nhận dạng nền đất tại khu vực xây dựng công trình này như sau:

Bảng 0.12: Nhận dạng điều kiện đất nền

TB (s) là giới hạn dưới của chu kỳ, ứng với đoạn nằm ngang của phổ phản ứng gia tốc

TC (s) là giới hạn trên của chu kỳ, ứng với đoạn nằm ngang của phổ phản ứng gia tốc

TD (s) là giá trị xác định điểm bắt đầu của phần phản ứng dịch chuyển không đổi trong phổ phản ứng

 Xác định mức độ và hệ số tầm quan trọng

- Xác định cấp công trình:

- Công trình thiết kế theo TCVN 9386 – 2012, phụ lục F “ Mức độ và hệ số tầm quan trọng” thuộc cấp công trình II

- Ứng với cấp công trình trên, hệ số tầm quan trọng: γI = 1.00

- Gia tốc đỉnh đất nền thiết kế

- Gia tốc đỉnh đất nền thiết kế ag ứng với trạng thái giới hạn cực hạn xác định như sau (thông qua gia tốc trọng trường g):

Vậy theo TCVN 9386:2012 thì 0.04 g a g 0.1097 g0.08 g, như vậy có kể đến tính toán công trình chịu động đất nên trong đồ án này có tính toán công trình chịu động đất

 Xác định hệ số ứng xử q của kết cấu

Tổ hợp tải trọng

4.5.1 Các trường hợp tải nhập vào mô hình:

5 Động đất theo phương X (DX)

6 Động đất theo phương Y (DY)

4.5.2 Tổ hợp nội lực từ các trường hợp tải

Bảng 0.14: Tổ hợp nội lực từ các trường hợp tải

STT TT HT GIOX GIOY DX DY

Kiểm tra chuyển vị công trình

 Theo TCVN 198:1997, chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh kết cấu của nhà cao tầng phân tích theo phương pháp đàn hồi phải thoả mãn điều kiện:

   trong đó: f là chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh kết cấu và H là chiều cao công trình tính từ mặt ngàm

Hình 0.7: Chuyển vị đỉnh công trình

Bảng 0.15: Chuyển vị đỉnh theo phương X công trình

Story Point Load UX UY UZ

Bảng 0.16: Chuyển vị đỉnh theo phương Y công trình

Bảng 0.17: Chuyển vị đỉnh theo phương Z công trình

- Chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh nhà: fmax = -0,0261 m

- Chiều cao nhà tại tầng thượng: 63.5m

Theo TCVN 198 : 1997, kết cấu khung vách: fmax = 0.0261 m < [f] = H/750 0.08m nên công trình thỏa điều kiện chuyển vị đỉnh.

Tính toán thiết kế khung trục 3 và khung trục A

4.7.1 Tính toán - thiết kế hệ dầm sàn tầng điển hình

Hình 0.8: Dầm mặt bằng tầng điển hình

4.7.1.1 Tính toán cốt thép dọc

Cốt thép trong dầm được xác định dựa trên cấu kiện chịu uốn, với dữ liệu từ ETABS cung cấp biểu đồ bao Moment cho tất cả các tổ hợp Tính toán được thực hiện tại ba tiết diện nguy hiểm, tuân theo biểu đồ bao nội lực.

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

- Điều kiện hàm lượng cốt thép: min max

Trong đó: à: Hàm lượng cốt thộp s o

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

43 àmax: tỷ lệ cốt thộp tối đa, thường lấy: max 14.5

- Áp dụng công thức tính toán : m sc s 2 o * m o b o

   R Z   + Nếu x   R h o thì ta tăng A’s rồi tính lại x

 Tính cốt thép đai cho cấu kiện dầm

 Dầm25 (400 x 650) có lực cắt Qmax = 280.41 kN

- Khả năng chịu cắt bê tông:

Qbt = 176.4 kN < Qmax = 334.31 kN do đó cần phải đặt cốt đai

- Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông

- Nhận xét Qsw = 499.85 (kN) > Qmax  Thỏa điều kiện về độ bền wl s s b nE A 2 210000 50.24

Qbt = 1052 (kN) > Qmax = 334.31 (kN) cốt đai bố trí đủ chịu lực cắt  Đoạn tại gối bố trớ ỉ8a100, giữa dầm bố trớ ỉ8a200

4.7.1.3 Cấu tạo kháng chấn cho dầm

 Trong TCVN 9386 : 2012 (Mục 5.4.3.1.2), theo giá trị gia tốc nền thiết kế a g   I gR a chia thành ba trường hợp động đất sau:

 Động đất mạnh ag  0.08g, phải tính toán và cấu tạo kháng chấn

 Động đất yếu 0.04g  ag  0.08g, chỉ cần áp dụng các giải pháp kháng chấn đã được giảm nhẹ

 Động đất rất yếu ag < 0.04g nên không cần thiết kế kháng chấn

 Theo các trường hợp trên, công trình CHUNG CƯ THANH XUÂN HÀ NỘI với ag = 0.1097g > 0.08g thì áp dụng các giải pháp kháng chấn

 Cấu tạo kháng chấn cho dầm

 Đường kính dbw của các thanh cốt đai (tính bằng mm) không được nhỏ hơn 6 mm

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

- Trong đó: dbL là đường kính thanh cốt thép dọc nhỏ nhất (tính bằng mm) hw là chiều cao tiết diện của dầm (tính bằng mm)

 Ngoài ra, cốt đai trong dầm phải là đai kín, được uốn móc 45 o và với chiều dài móc là 10dbw

Hình 0.9: Cốt thép ngang trong vùng tới hạn của dầm

4.7.1.4 Neo và nối cốt thép

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

  và khụng nhỏ hơn l an   an ỉ

- Trong vùng kéo: s an an an b an

- Trong vùng nén: s an an an b an

- Trong vùng kéo: s an an an b an

- Trong vùng nén: s an an b an

4.7.1.5 Tính toán cốt đai gia cường giữa dầm phụ và dầm chính

Tại vị trí dầm phụ nối với dầm chính, cần thiết phải sử dụng cốt đai gia cường hoặc cốt xiên (cốt V) để đảm bảo khả năng chịu tải trọng tập trung lớn.

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 (H.a)

- 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:

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

Hình 0.10: Đoạn gia cường cốt treo tại vị trí dầm phụ nối lên dầm chính

Tại vị trí có cột, dầm phụ có thể gác lên dầm chính mà không cần sử dụng 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 B9 (400x750), vị trí tầng 3 với dầm phụ B180 (400x650)

Ta có lực truyền vào dầm chính là P = 151.28 (kN) s 3 o sw sw h 150

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

- Đoạn cần bố trí cốt đai gia cường: b1 = hdc - hdp = 750 - 650 = 100 mm

 Lượng cốt đai gia cườn để đảm bảo thi công được, cho phép cốt đai gia cường được bố trí trong đoạn b2: b2 = b1 + bdp = 400 + 100 = 500 mm Vậy bố trớ mỗi bờn 7ỉ8@50

4.7.1.6 Kết quả tính toán cốt thép dầm mặt bằng tầng 3

Bảng 0.18: Kết quả chọn thép dầm 25

Story Beam Loc Tổ hợp (Load) M

 Kết quả tính toán các dầm còn lại : Xem phụ lục

4.7.2 Tính toán - thiết kế cột

Cột chịu nén lệch tâm xiên cần được tính toán cốt thép một cách chính xác Dữ liệu từ ETABS cung cấp biểu đồ Moment cho tất cả các tổ hợp, hỗ trợ trong việc thiết kế và tối ưu hóa cột.

 Phương pháp tính toán gần đúng dựa trên việc biến đổi trường hợp nén lệch tâm xiên thành nén lệch tâm phẳng tương đương để tính cốt thép

 Xét tiết diện có các cạnh Cx, Cy Điều kiện để áp dụng phương pháp này là x y

 C  , cốt thép được đặt theo chu vi phân bố đều hoặc cốt thép đặt theo phương cạnh ngắn có mật độ dày hơn

Tiết diện chịu lực nén N, Moment uốn Mx và My cùng với độ lệch tâm ngẫu nhiên eax và eay được xem xét Sau khi phân tích uốn theo hai phương, hệ số ηx và ηy được tính toán Các Moment được điều chỉnh thành Mx1 = ηx × Mx và My1 = ηy × My Dựa vào mối quan hệ giữa giá trị Mx1, My1 và kích thước các cạnh, ta có thể áp dụng một trong hai mô hình tính toán phù hợp.

X hoặc phương Y Điều kiện và kí hiệu theo bảng sau:

Bảng 0.19 Điều kiện và phương tính toán

Hình 0.11: Moment uốn và lực dọc tác dụng lên cột

 Giả thiết a, ở đây ta giả thiết a = 50 mm cho tất cả các cột

 Hệ số chuyển đổi mo:

Bảng 0.20: Hệ số chuyển đổi mo x1 < ho x1 ≥ ho

 Tính Moment tương đương (biến đổi lệch tâm xiên ra lệch tâm phẳng)

 Theo TCVN 5574 : 2012 độ lệch tâm ngẫu nhiên ea trong mọi trường hợp: a

, L là chiều dài cấu kiện; h là chiều cao tiết diện

 Độ lệch tâm ban đầu: o h e e a

- Với kết cấu tĩnh định: eo = e1 + ea

- Với kết cấu siêu tĩnh: eo = Max (e1, ea)

 Tính toán độ mảnh hai phương ox ox x y x y l l i ; i

 Dựa vào độ lệch tâm eo và giá trị x1 để phân biệt các trường hợp tính toán

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

  h  tính toán gần như nén đúng tâm

+ Hệ số ảnh hưởng độ lệch tâm γe: e 1

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

+ Khi   14   = 1; khi 4 < λ < 104 lấy theo công thức sau: φ = 1.028 - 0.0000288 λ 2 - 0.0016 λ + Diện tích toàn bộ cốt thép dọc Ast e e b st sc b

  h  và x 1   R o h Tính toán theo trường hợp nén lệch tâm bé Xác định chiều cao vùng nén x theo các chỉ dẫn sau đây:

+ Diện tích toàn bộ cốt thép Ast tính theo công thức sau: b o st sc

 h  và x 1   R o h , tính toán theo nén lệch tâm lớn

+ Tính Ast theo công thức sau:

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

 Chọn cốt đai trong cột thỏa

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

 Bố trí cốt đai cho cột thỏa

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

- Uctạo  b cạnh ngắn của cột = 40 cm

 Vậy bố trớ ỉ8a100 toàn bộ cột

4.7.2.3 Cấu tạo kháng chấn cho cột

 Tổng hàm lượng cốt thép dọc 1 không được nhỏ hơn 0.01 và không được vượt quá 0.04 Trong các tiết diện ngang đối xứng cần bố trí cốt thép đối xứng

 Phải bố trí ít nhất một thanh trung gian giữa các thanh thép góc dọc theo mỗi mặt cột để đảm bảo tính toàn vẹn của nút dầm - cột

 Các vùng trong khoảng cách lcr kể từ hai tiết diện đầu mút của cột kháng chấn chính phải được xem như là các vùng tới hạn

 Khi thiếu những thông tin chính xác hơn, chiều dài của vùng tới hạn lcr (tính bằng m) có thể được tính toán từ biểu thức sau đây:

- hc là kích thước lớn nhất tiết diện ngang của cột (tính bằng m)

- lcl là chiều dài thông thủy của cột (tính bằng m)

Nếu tỷ lệ lcl / hc lớn hơn 3, toàn bộ chiều cao của cột kháng chấn chính cần được coi là vùng tới hạn và phải được bố trí cốt thép theo quy định.

Trong các vùng tới hạn của cột kháng chấn, cần bố trí cốt đai kín và đai móc với đường kính tối thiểu 6 mm, đảm bảo khoảng cách hợp lý để duy trì độ dẻo kết cấu tối thiểu và ngăn ngừa mất ổn định cục bộ của thanh thép dọc Hình dạng của đai phải được thiết kế để tăng khả năng chịu lực của tiết diện ngang, nhờ vào ứng suất 3 chiều do các vòng đai tạo ra Những điều kiện tối thiểu này được coi là thỏa mãn khi đáp ứng các yêu cầu cụ thể.

 Khoảng cách s giữa các vòng đai (tính bằng mm) không được vượt quá:

+ bo là kích thước tối thiểu của lõi bê tông (tính tới đường trục của cốt thép đai) (mm)

+ dbL là đường kính tối thiểu của các thanh cốt thép dọc (mm)

 Khoảng các giữa các thanh cốt thép dọc cạnh nhau được cố định bằng cốt đai kín và đai móc không vượt quá 200 mm

Hình 4.12: Sự bó lõi bê tông

4.7.2.4 Kết quả tính toán cốt thép cột

 Kết quả tính toán cốt thép cột khung trục 3 và khung trục B:

Bảng 0.21:Kết quả thép cột C6

Story Column Load P My Mx Cx

MIN -3972,7 -150,3 -567,66 60 60 5 360 67,99 1,89 18 22 68,3892 1,8997 LTRB X STORY9 C6 COMB8 -4407,2 695,85 -134,64 65 65 5 360 64,12 1,52 20 25 98,125 2,322485 LTRB Y

MAX -4558,8 770,93 75,408 65 65 5 360 81,75 1,93 20 25 98,125 2,322485 LTRB Y STORY7 C6 COMB4 -4574,2 800,56 -85,111 65 65 5 360 92,45 2,19 20 25 98,125 2,322485 LTRB Y STORY6 C6 COMB4 -4969,2 917,43 -103,83 70 70 5 360 82,3 1,68 20 25 98,125 2,002551 LTRB Y STORY5 C6 COMB4 -5347,8 924,36 -105,63 70 70 5 360 82,9 1,69 20 25 98,125 2,002551 LTRB Y

4.7.3 Tính toán - thiết kế vách cứng

4.7.3.1 Phương pháp vùng biên chịu Moment

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

Vách cứng được thiết kế để chịu tải trọng ngang tác động song song với mặt phẳng của nó, do đó không xem xét khả năng chịu mô men ngoài mặt phẳng Mx và lực cắt theo phương vuông góc với mặt phẳng Qy Chỉ tập trung vào tổ hợp nội lực gồm: N, My, Qx.

Hình 0.13: Nội lực trong vách

Phương pháp này cho rằng cốt thép ở hai đầu vách được thiết kế để chịu toàn bộ moment, trong khi lực dọc trục được giả thiết phân bố đều trên toàn bộ chiều dài của vách.

4.7.3.2 Các giả thiết cơ bản

 Ứng suất kéo do cốt thép chịu Ứng suất nén do bê tông và cốt thép chịu

 Xét vách cứng chịu tải trọng NZ, MY như sau

Hình 0.14: Biểu đồ ứng suất tại các điểm trên mặt cắt ngang của vách

4.7.3.3 Các bước tính toán cốt thép dọc cho vách

Để xác định chiều dài B của vùng biên chịu Moment, cần xem xét vách chịu lực dọc trục N và Moment uốn trong mặt phẳng My Moment này tương ứng với một cặp ngẫu lực đặt tại hai vùng biên của vách.

 Bước 2: Xác định lực kéo hoặc nén trong vùng biên l,r b l r

- F : Diện tích mặt cắt vách

- Fb : Diện tích vùng biên

 Bước 3: Tính diện tích cốt thép chịu kéo, nén

Khi tính toán cốt thép cho vùng biên của cột chịu kéo - nén đúng tâm, cần xác định khả năng chịu lực của cột theo công thức: o n b a a.

- Rn, Ra: Cường độ tính toán chịu nén của BT và của cốt thép

- Fb, Fa: diện tích tiết diện BT vùng biên và của cốt thép dọc

- : hệ số giảm khả năng chịu lực do uốn dọc (hệ số uốn dọc) Xác định theo công thức thực nghiệm, chỉ dùng được khi: 14 <  < 104

Độ mảnh của vách được xác định bằng chiều dài tính toán của vách (lo) và bán kính quán tính của tiết diện theo phương mảnh (imin), với công thức imin = 0.288b Khi tỷ lệ độ mảnh (λ) nhỏ hơn hoặc bằng 14, ảnh hưởng của uốn dọc có thể bỏ qua, và hệ số an toàn (φ) được lấy là 1.

 Từ công thức trên ta suy ra diện tích cốt thép chịu nén: n b nen a a

Khi N < 0, tức là trong vùng biên chịu kéo, diện tích cốt thép chịu kéo được xác định dựa trên ứng lực kéo mà cốt thép phải chịu Công thức tính diện tích cốt thép chịu kéo sẽ được áp dụng theo giả thiết ban đầu.

 Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép Nếu không thỏa mãn thì phải tăng kích thước

THIẾT KẾ MÓNG

Điều kiện địa chất công trình

Theo khảo sát, đất nền gồm nhiều lớp khác nhau với độ dốc nhỏ Do đó, có thể xem cấu tạo và chiều dày nền đất tại mọi điểm của công trình tương tự như mặt cắt địa chất Khu đất đã được khảo sát bằng phương pháp khoan và xuyên tiêu chuẩn SPT.

Bảng 5.1: Địa tầng được phân chia theo thứ tự Độ sâu(m) Lớp đất Chỉ tiêu

37.5-44.55 Đất lấp Sét pha dẻo cứng Sét pha dẻo chảy Cát pha dẻo Cát bụi chặt vừa Cát hạt trung, hạt thô Cát thô, cuội sỏi

Bảng 5.2: Các chỉ tiêu cơ lí có được từ thí nghiệm

Bảng 5.3: Các chỉ tiêu cơ lí tính toán

Tên gọi lớp đất IP B Trạng thái đất sét e Trạng thái đất cát Đất lấp - - - - -

Cát hạt trung - - - 0.63 Chặt vừa

Mực nước ngầm ổn định ở độ sâu -5.25 m tính từ mặt đất tự nhiên.

Phương án cọc khoan nhồi

Hình 0.1: Mặt bằng bố trí móng cọc khoan nhồi

 Sử dụng bê tông cấp độ bền B30

+ Cường độ chịu nén tính toán: Rb = 17 MPa

+ Cường độ chịu kéo tính toán: Rbt = 1.2 MPa

+ Mô đun đàn hồi: Eb = 32500 MPa

 Cốt thộp loại AI (đối với cốt thộp cú ỉ ≤ 10)

+ Cường độ tính toán cốt ngang Rsw = 175 MPa

 Cốt thộp loại AIII (đối với cốt thộp cú ỉ >10)

5.2.2 Kích thước và chiều dài cọc

+ Chọn sơ bộ chiều cao đài cọc là hđài = 1.5m

+ Chọn chiều sâu đặt móng là hm = 3 + 0.75 + 1.5 = 5.25 m

+ Chọn cọc tròn đường kính cọc D800 mm có chiều dài Lcọc = 40m

+ Đỉnh cọc nằm ở – 5.25m (so với mặt đất tự nhiên)

+ Mũi cọc nằm ở cao trình –44.55m (so với mặt đất tự nhiên)

+ Chọn đầu cọc đập vỡ 0.5 m và 0.2m cọc ngàm vào đài

+ Chiều dài của cọc nằm trong đất là:

+ Diện tích tiết diện cọc là: Ab = R 2 = 3.14×0.4 2 = 0.5 m 2

Hình 0.2: Mặt cắt địa chất móng cọc khoan nhồi

5.2.3 Sức chịu tải của cọc

5.2.3.1 Theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền (Theo TCVN 10304-2014)

Sức chịu tải trọng nén Rc,u của cọc treo, bao gồm cả cọc ống có lỗi đất, được xác định bằng phương pháp đóng hoặc ép, được tính bằng kN và phụ thuộc vào tổng sức kháng của đất dưới mũi cọc và trên thân cọc.

Hệ số điều kiện làm việc của cọc trong nền được xác định là γc = 0.8, trong khi hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc được tham khảo từ Bảng 4 Đối với đất dưới mũi cọc, hệ số điều kiện làm việc γcq có giá trị là 0.9 khi thi công đổ bê tông dưới nước Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc được ký hiệu là qp.

Diện tích tiết diện ngang của cọc được ký hiệu là Ab, trong khi chu vi tiết diện ngang của thân cọc được ký hiệu là u Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc được biểu thị bằng fi (theo Bảng 3), và chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i được ký hiệu là li.

 Tính sức chịu mũi của cọc:

 Ở đây cọc cắm vào lớp đất thứ 7 (Cát thô và cuội sỏi) có ở độ sâu 7.05m

 qp tính theo công thức 13 TCVN 10304-2014 :

Các hệ số không thứ nguyên α1, α2, α3, α4 phụ thuộc vào trị số góc ma sát trong việc tính toán φI của nền đất, được quy định trong bảng 6 TCVN 10304 Để đảm bảo tính chính xác, các hệ số này cần được nhân với hệ số chiết giảm 0.9.

 γ’I là dung trọng tính toán của nền đất dưới mũi cọc γ’I = 20.1-10 = 10.1(kN/m 3 )

 h là chiều sâu hạ cọc kể từ đáy đài ; h = 44.55 m

 γI là dung trọng tính toán trung bình của nền đất dưới mũi cọc

==> Như vậy sức kháng mũi: m cq b b

Tra bảng 3,4 mục 7.2.2.3 TCVN 10304-2014, ta có bảng tính sau:

Bảng 0.4: Sức kháng hông của cọc theo cơ lý

Lớp đất Độ sâu (m) Độ sâu trung bình (m) li (m) IL γcf fi (kN/m2) γcf.fi.li

 Sức kháng hông: Q = u s γ f l = 2.5×2847.255= 7118.138 (kN) cf i i

= > Sức chịu tải của cọc tính theo cơ lý đất nền tính theo TCVN 10304-2014 là:

5.2.3.2 Theo chỉ tiêu cường độ đất nền (Theo phụ lục G TCVN 10304-2014)

 Sức chịu tải cực hạn của cọc Rc,u (kN) được tính theo công thức:

Trong đó: qp : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc;

Diện tích tiết diện ngang mũi cọc được ký hiệu là Ab, trong khi chu vi tiết diện ngang của thân cọc được ký hiệu là u Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc được ký hiệu là fi, và chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i được ký hiệu là li.

 Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc: q = cN P c q N γp q

Nc và Nq : là các hệ số sức chịu tải của đất dưới mũi

Nc = 6 đối với cọc khoan nhồi đường kính lớn

Nq = 27 tra bảng 7 c với lực dính của đất dưới mũi cọc c = 10 kN/m² Ứng suất hữu hiệu phương đứng do đất gây ra tại cao trình mũi cọc được ký hiệu là qγp Đối với đất rời, γp hi i.

Q = u  f l Bảng 0.5: Sức kháng hông của cọc theo cường độ

(m)   s'vi kN/m 2 ki Cui α fi kN/m 2 fi.li kN/m Lớp 2 Đất dính

 Sức kháng hông : Qs = 2.52021.41 = 5053.525 kN

= > Sức chịu tải cực hạn của cọc tính theo phụ lục G-TCVN 10304-20142 c,u b b i i

5.2.3.3 Theo thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn SPT (dùng công thức của viện kiến trúc

 Xác định sức kháng mũi cọc:

- qb: Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định như sau:

Khi mũi cọc nằm trong đất rời qb= 150Np cho cọc khoan nhồi

- Np: chỉ số SPT trung bình trong khoảng 1d dưới và 4d trên mũi cọc

 Xác định cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc của lớp đất thứ i

- Cường độ sức kháng trung bình trên đoạn cọc nằm trong lớp đất rời thứ i s,i si f  3.33N

- Và cường độ sức kháng trên đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ i c,i p L u,i f    f c

+ Ns, i: Chỉ số SPT trung bình trong lớp đất rời i + fL: Đối với cọc khoan nhồi lấy bằng 1

+ cu: Cường độ sức kháng cắt không thoát nước của đất dính

Bảng 0.6: Sức kháng của đất rời trên thân cọc:

Lớp đất Độ sâu (m) Độ sâu trung bình

(m) li (m) Nsi fi (kN/m2) fi.li (kN/m)

Bảng 0.7: Sức kháng của đất dính trên thân cọc:

(m) SPT    vi kN/m 2 ki Cui αp fi.li kN/m Lớp 2- Đất dính

= > Sức chịu tải cực hạn của cọc tính theo phụ lục G-TCVN 10304-2014 c,u b b i i

5.2.3.4 Theo cường độ vật liệu làm cọc

 Sức chịu tải tính toán theo vật liệu của cọc được tính theo công thức sau:

Pvl = γcb γ'cb Rb Ab + Rsc As

Rb = 17 MPa là cường độ tính toán chịu nén của Bê tông cọc nhân với hệ số điều kiện làm việc γcb.γ’cb (γcb = 0.85 γ’cb = 0.7)

Ab = 0.5 m 2 (Diện tích tiết diện ngang của cọc)

Rs = 280 MPa (Cường độ tính toán của cốt thép dọc trong cọc)

As = 16ỉ18 = 4071.5 mm 2 (Diện tớch tiết diện ngang cốt thộp dọc)

==> Sức chịu tải tức thời của cọc theo l

Từ 3 cách tính trên ta lấy sức chịu tải có giá trị nhỏ hơn để tính sức chịu tải thiết kế

Với k=1.4: hệ số tin cậy theo đất nền

= > Vậy ta thiết kế móng với Qtk = 4200 (kN)

5.2.4 Thiết kế móng cọc khoan nhồi M1

5.2.4.1 Tải trọng dùng để tính toán

Xuất toàn bộ phản lực chân cột từ phần mềm ETABS sang EXCEL để xác định Nmax Sử dụng giá trị Nmax này để thực hiện các tính toán gần đúng và lựa chọn sơ bộ số lượng cọc dựa trên kết quả vừa tìm được.

Bảng 0.8: Phản lực chân vách P1

Story Point Load FX FY FZ MX MY MZ

5.2.4.2 Xác định số cọc và bố trí

- Sơ bộ xác định số cọc như sau:

- Khoảng cách giữa các cọc : 3D = 2.4 m

- Khoảng cách giữa tim cọc đến mép ngoài của đài : 1D = 0.8 m

- Kích thước đáy đài: Lđ = B x D = 4 x 4 m

Hình 0.3: Bố trí cọc khoan nhồi móng M1

 Kiểm tra sự làm việc của cọc

- Hệ số nhóm Theo công thức converse-labarre:

- Sức chịu tải của nhóm cọc : nhóm tt c tk

Trong đó: n : số hàng của cọc trong đài cọc m: số cột của cọc trong đài cọc

L: khoảng cách giữa các tim cọc

 s tt c nh óm = n Q tk 0.795 4 4200 13356 (kN) N 11681.3(kN)

==> Kết luận: Cọc làm việc nhóm đảm bảo sức chịu tải

5.2.4.3 Kiểm tra tải trọng tác dụng lên cọc

 Kiểm tra phản lực đầu cọc tt tt tt y max tt x max max,min n n

 Lực dọc tính toán tại đáy đài :

 Từ đó, nội lực tính toán:

- Thế số vào biểu thức ta được: tt max,min

 tt tk max tk min

==> Kết luận: Phản lực đầu cọc đạt yêu cầu

5.2.4.4 Kiểm tra nền dưới đáy móng quy ước (tính theo TTGH II)

 Xác định khối móng quy ước (mục 7.4.4 TCVN 10304-2014)

Hình 0.4: Ranh giới khối móng qui ước

- Góc ma sát trong trung bình của các lớp đất mà cọc đi qua: i i 1 1 4 4 tb i 1 4 h h h h h h

- Chiều dài, chiều rộng và chiều cao của đáy khối móng quy ước:

- Trọng lượng khối móng quy ước

Wqu = Lm×Bm×(Df + Lc)×γtb = 9.85×9.85×(5.25+39.3)×10.93 G243.31 (kN)

 Áp lực tiêu chuẩn ở đáy khối móng quy ước

Tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên khối móng quy ước

+ M tc y = 35.54 kNm Moment chống uốn của khối móng quy ước

     Áp lực tiêu chuẩn ở đáy khối móng quy ước: tc tc tc qu y tc x max m m x y

 594.86 kN/m 2 tc tc tc qu y tc x min m m x y

 592.04 kN/m 2 tc tc tc tb ( max min ) / 2

 Khả năng chịu tải của nền dưới mũi cọc

Trong đó: ktc: 1.0 - 1.1 (lấy ktc = 1.0, Vì các chỉ tiêu cơ lý được lấy theo số liệu thí nghiệm trực tiếp đối với đất) m1 = 1.1, m2 = 1.0

- Lớp đất cọc tỳ vào là lớp cát chặt vừa có : c = 10 (kN/m 2 ), φ = 22 γ’II = 10.1 (kN/m 3 ): dung trọng đẩy nổi lớp đất tại mũi cọc

 hi : bề dày lớp đất thứ i

 I: Dung trọng của đất từ đáy khối quy ước trở lên

Ta có: tc 2 tc 2 max tc 2 min tc 2 tc 2 tb

==> Như vậy nền đất dưới khối móng quy ước thỏa điểu kiện về ổn định

5.2.4.5 Kiểm tra lún cho móng cọc

 Áp lực bản thân đất nền của đáy móng khối quy ước : bt

 Ứng suất gây lún tại đáy móng khối quy ước σo gl = σtc tb – σo bt = 593.45 – 486.93 = 106.52 (kN/m²)

Ta thấy 0 gl = 106.52 kN/m 2 > 1/5 0 bt = 1/5486.93 = 97.386(kN/m²)

= > Phải kiểm tra lún cho nhóm cọc

 Ứng suất gây lún tại đáy lớp thứ i: σ = k ×σ i gl 0i gl z=0

 Ứng suất bản thân tại lớp thứ i: σ =σ + γ h bt i i-1 bt i i

Ta có K0i tra bảng phụ thuộc vào tỉ số m m

 Tính lún: theo phương pháp cộng lún các phân tố từng lớp ta có bảng kết quả bên dưới với công thức tính lún như sau:

 Chia lớp đất dưới mũi cọc thành từng lớp dày đều nhau và bằng 1.25 m Chú ý mỗi phân lớp phải nằm gọn trong một lớp nhất định

Bảng 0.10: Bảng tính lún cho móng 1

Vị trí Z(m) Lm/Bm Z/Bm K0 σigl σibt

 Tại độ sâu cách móng 2.5 m thì σi bt > 5σi gl

==> Độ lún của nền S = 1.63 cm < [Sgh] = 10 cm Thỏa điều kiện cho phép

5.2.4.6 Kiểm tra điều kiện chống xuyên thủng cho đài móng

Hình 0.5: Tháp xuyên thủng của móng M1

 Nhằm đảm bảo đài cọc chỉ có ứng suất nén thì chiều cao đài cọc phải thỏa điều kiện:

B - 2bm < (Bc + 2ho) Trong đó:

Bề rộng đài cọc là 4 m, với trọng tâm cốt thép chịu kéo cách mép ngoài vùng bê tông chịu nén là 1.3 m (tính từ ho = 1.5 – 0.2) Khoảng cách từ mép cọc ngoài cùng đến biên đài cọc là 0.4 m.

Ta có: 4-2×0.4 = 3.2 m < 0.8+2×1.3 = 3.4 m ==> Thỏa điều kiện xuyên thủng

5.2.4.7 Tính toán thép cho đài móng

5.2.4.7.1 Tính thép theo phương cạnh ngắn

5.2.4.7.2 Tính thép theo phương cạnh dài

Xuất toàn bộ phản lực chân cột từ phần mềm ETABS sang EXCEL để xác định Nmax Sử dụng giá trị Nmax này để thực hiện các tính toán gần đúng Dựa vào Nmax đã tìm được, tiến hành chọn sơ bộ số lượng cọc cần thiết.

Bảng 0.11: Phản lực chân cột

- Kích thước đáy đài: Lđ = B x D = 4 x 4 m

Trong đó: n : số hàng của cọc trong đài cọc

76 m: số cột của cọc trong đài cọc

 s tt c nh óm = n Q tk 0.948 2 4200 7963.2 (kN) N 5159 (kN)

- Lực dọc tính toán tại đáy đài :

 Từ đó, nội lực tính toán:

M tt y = 301.03 kNm Bảng 0.12: Tọa độ cọc:

 Kiểm tra điều kiện: tt t max tk min k

Wqu = Lm×Bm×(Df + Lc)×γtb = 9.85×7.7×(5.25+39.3)×10.93 = 36931.32 (kN)

- Tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên khối móng quy ước

- Moment chống uốn của khối móng quy ước

- Áp lực tiêu chuẩn ở đáy khối móng quy ước: tc tc tc qu y tc x max m m x y

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

0 I c σ = γ ×L 93×44.55 = 486.9315 kN/m² Ứng suất gây lún tại đáy móng khối quy ước σo gl = σtc tb – σo bt = 546.79 – 486.93 = 59.86 (kN/m²)

Ta thấy 0 gl = 59.86 kN/m 2 < 1/5 0 bt = 1/5486.93 = 97.39 (kN/m²)

= > không cần kiểm tra lún cho nhóm cọc

Hình 0.9: Tháp xuyên thủng của móng M2

 Nhằm đảm bảo đài cọc chỉ có ứng suất nén thì chiều cao đài cọc thỏa điều kiện:

B - 2bm < (Bc + 2ho) Trong đó:

Bề rộng đài cọc là 1.6 m, trong khi trọng tâm cốt thép chịu kéo đến mép ngoài vùng bê tông chịu nén được tính là 1.3 m (ho = 1.5 – 0.2) Khoảng cách từ mép cọc ngoài cùng đến biên đài cọc là 0.4 m.

Ta có: 1.6-2×0.4 = 0.8 m < 0.8+2×1.3 = 3.4 m ==> Thỏa điều kiện xuyên thủng

Hình 0.10: Bố trí cọc khoan nhồi móng M2 tt max,min

5.2.5.7.1 Tính thép theo phương cạnh ngắn

5.2.5.7.2: Tính thép theo phương cạnh dài

Xuất toàn bộ phản lực chân cột từ phần mềm ETABS sang EXCEL để xác định Nmax Sử dụng giá trị Nmax này cho các tính toán gần đúng và chọn sơ bộ số lượng cọc dựa trên kết quả Nmax đã tìm được.

Bảng 0.13: Phản lực chân cột

- Kích thước đáy đài: Lđ = B x D = 4 x 8.8 m

 s tt c nh óm = n Q tk 0.744 8 4200 24998.4 (kN) N 21085.32 (kN)

- Tổ hợp lực tại tâm móng: tt tt tt th 9 7

N N N 13795.52 7298.8 21094.32 (kN)  tt tt tt tt tt xth x9 x7 9 7

M M M N 2.4 N   1.4 166.58 108.066 13795.52 1.4 7298.8 2.4      1855.122(kNm) tt tt tt xth x9 x 7

Q Q Q  0.4 42.81  43.21(kN) tt tt tt yth y9 y7

- Hợp lực tính toán tại đáy đài :

M tt xtm M tt xth Q tt yth  2 1855.122 136 2 2127.122(kNm)  

M tt ytm M tt yth Q tt xth   2 42.674 38.884 43.21 2 82.63(kNm)   

  ==> Kết luận: Phản lực đầu cọc đạt yêu cầu

Wqu = Lm×Bm×(Df + Lc)×γtb = 9.85×14.65×(5.75+39.3)×10.93 = 71054.05(kN)

+ M tt xqu (M tt xth Q tt yth 2) /1.2 (1855.122 136.05 (2 39.3)) /1.2 622 8.32(kNm)     + M tc yqu  (M tt yth  Q tt xth  2) /1.2 ( 42.674 38.884 43.21 (2 39.3)) /1.2 1483.99(kNm)       

 Áp lực bản thân đất nền của đáy móng khối quy ước : bt

 Ứng suất gây lún tại đáy móng khối quy ước σo gl = σtc tb – σo bt = 623.36 – 492.4 = 130.96 (kN/m²)

Ta thấy 0 gl = 130.96 kN/m 2 > 1/5 0 bt = 1/5492.4 = 98.48 (kN/m²)

 Ứng suất gây lún tại đáy lớp thứ i: σ = k ×σ gl i 0i gl z=0

 Chia lớp đất dưới mũi cọc thành từng lớp dày đều nhau và bằng 2 m Chú ý mỗi phân lớp phải nằm gọn trong một lớp nhất định

Bảng 0.15: Bảng tính lún cho móng lõi thang

Vị trí Z(m) Lm/Bm Z/Bm k0 σigl σibt

 Tại độ sâu cách móng 6 m thì σi bt > 5σi gl Độ lún của nền S = 3.9 cm < [Sgh] = 10 cm Thỏa điều kiện cho phép

 Tính xuyên thùng theo cọc cx xt

+ Lực chống xuyên: xt 1 5 b cx

P  5832 kN  P  5593.26 kN  thỏa điều kiện xuyên thủng

2.6.7: Tính toán thép cho đài móng:

Hình 0.13: Bố trí mặt cắt tính thép

2.6.7.1: Tính thép theo phương cạnh ngắn

2.6.7.2: Tính thép theo phương cạnh dài

 Xuất toàn bộ phản lực chân cột tính từ phần mềm ETABS sang phần mềm

EXCEL để tìm Nmax Lấy Nmax để tính toán (gần đúng) Chọn sơ bộ số lượng cọc dựa vào Nmax vừa tìm được

Bảng 0.16: Phản lực chân vách

 Sơ bộ xác định số cọc như sau:

- Kích thước đáy đài: Lđ = B x D = 6.4 x 6.4 m

Hình 0.15: Phản lực đầu cọc móng lõi thang

Wqu = Lm×Bm×(Df + Lc)×γtb = 12.25×14.65×(5.75+39.3)×10.93 = 88366.706(kN)

 ' I : Dung trọng của đất từ đáy khối quy ước trở lên

 Áp lực bản thân đất nền của đáy móng khối quy ước : bt

 Ứng suất gây lún tại đáy móng khối quy ước σo gl = σtc tb – σo bt = 617.845 – 492.39 = 125.455 (kN/m²)

Ta thấy 0 gl = 125.455 kN/m 2 > 1/5 0 bt = 1/5486.93 = 90.478 (kN/m²)

 Ứng suất gây lún tại đáy lớp thứ i: σ = k ×σ gl i 0i gl z=0

 Chia lớp đất dưới mũi cọc thành từng lớp dày đều nhau và bằng 2 m Chú ý mỗi phân lớp phải nằm gọn trong một lớp nhất định

Bảng 0.17: Bảng tính lún cho móng lõi thang

Vị trí Z(m) Lm/Bm Z/Bm K0 σigl σibt

 Tại độ sâu cách móng 6.0 m thì σi bt > 5σi gl

 Độ lún của nền S = 3.8 cm < [Sgh] = 10 cm Thỏa điều kiện cho phép

Hình 0.17: Tháp xuyên thủng móng lỗi thang ==> Từ hình trên ta thấy đài chưa bị xuyên thủng

Xuất mô hình tầng BASE từ ETABS sang SAFE cho phép sử dụng các tính năng mạnh mẽ của SAFE để giải quyết nội lực cho đài móng lõi thang Nội lực sẽ được thể hiện theo trục của dải, giúp tối ưu hóa quá trình phân tích và thiết kế.

- Mô hình đài bằng phần tử tấm dày 2 (m), bê tông B30, thép AIII

- Các cọc được mô hình là các lò xo (Point Spring) có độ cứng K tt tt

N tt : lực dọc ứng N tt = 23637.1 (kN)

Wdai: trọng lượng của đài, Wdai = 2816 (kN) n: số lượng cọc trong đài, n = 11 (cọc)

S: độ lún của hệ cọc, S = 0.038 (m)

Hình 0.18: Mô hình đài móng cọc lõi thang

- Các dãy trong SAFE: chia thành các dải có bề rộng 0.8m

Hình 0.19: Độ lún của móng lõi thang

Hình 0.20: Momen strip theo phương X

Hình 0.21: Momen strip theo phương Y

 Tính toán thép theo phương X:

Bảng 5.18 Tính thép đài móng lõi thang theo phương X:

 Tính toán thép theo phương Y:

Bảng 5.19.Tính thép móng đài lõi thang theo phương Y

PHƯƠNG ÁN MÓNG BÈ TRÊN NỀN THIÊN NHIÊN

5.3.1 Xác định kích thước sơ bộ

5.3.1.2 Tiết diện kích thước dầm móng: d c d d b b (50 100)mm 1200 100 1000mm h 1.7b 1.7 1000 2200mm

==> chọn tiết diện dầm b x h = 1200 x 2200 (mm)

Bảng 5.20: Thống kê nội lực

Cột trục Point Load FZ

5.3.2.2 Tải trọng tác dụng xuống móng:

Hình 5.22: Mặt bằng cột móng bè

 Tổng tải trọng tính toán N tt = 233665.3 (kN)

 Tải trọng tiêu chuẩn tt tc N 233665.3

 Tọa độ trọng tâm lực tác dụng:

Bảng 5.21: Thống kê tổng lực

Cột trục Nz Tọa độ X Nx Tọa độ Y Ny

- Tọa độ trọng tâm móng bè: i i i i

- Moment các lực chân cột xoay quanh truc x và y: tc tc x y tc tc y x

- Trọng lượng đất và đài móng: m m f tb

- Moment chống uốn của khối móng:

 Áp lực tiêu chuẩn ở đáy khối móng tc tc tc tc x y max m m x y

  kN/m 2 tc tc tc tc x y min m m x y

  kN/m 2 tc tc tc tb ( max min ) / 2

 Khả năng chịu tải của nền dưới đáy móng

Trong đó: ktc: 1.0 - 1.1 (lấy ktc = 1.1, Vì các chỉ tiêu cơ lý được lấy theo số liệu từ bảng thống kê)

Lớp đất cọc tỳ vào là lớp cát chặt với c = 12 (kN/m²) và φ = 14 Dung trọng của đất từ đáy móng trở lên được ký hiệu là γ'I, trong khi dung trọng đẩy nổi của lớp đất tại đáy móng là γ'II = 11.5 (kN/m³).

 Độ cứng lò xo k có thể được tính theo công thức Vesic:

  Trong đó: Es là mô đun đàn hồi đất nền

Es là mô đun vật liệu móng

I là moomen quán tính mặt cắt ngang  = 0.3 là hệ số possion cuả đất nền

 Khai báo độ cứng cho sàn là solid properties, dầm là line properties

 Ta mô hình móng bè theo hai phương pháp:

 Mô hình móng bè theo gán độ cứng lò xo trên dầm và trên sàn

 Mô hình móng bè theo phương pháp của tác giả Bowles trong sách

"Foundation Analysis and Design" theo đó cắt sàn ra từ biên vào từ 1m – 2m và độ cứng lò xo của sàn biên tăng 2 – 3 lần so với sàn phía trong

5.3.4 Tính toán nội lực bản móng

Móng bè được coi như dầm sàn lật ngược, do đó nó được xem là một cấu trúc cứng vững, nơi toàn bộ phản lực từ đất nền tác động lên đáy móng.

Hình 5.23: Mặt bằng gán độ cứng lò xo

Hình 5.24: Mặt bằng gán độ cứng lò xo khi cắt sàn ra 2m

Hình 5.25: Độ võng móng bè đối với sàn không chia

Hình 5.26: Độ võng móng bè cắt sàn ra 2m

=> Độ võng ở trên nhỏ hơn độ võng giới hạn là 10 cm theo TCVN 10304 – 2012

Phương pháp 1 không phù hợp về mặt kết cấu đối với móng bè, khi độ võng ở vách nhỏ nhất và lớn nhất tại vùng bao xung quanh vách, gây ra sự sai lệch về hình học và áp lực tác dụng lên móng Ngược lại, phương pháp 2 cho thấy độ võng của móng bè phản ánh gần đúng hơn với hình học, với độ võng lớn nhất tại vách lõi thang Lực tác dụng lên cấu kiện phân bố tập trung ở giữa, trong khi ở góc biên, độ võng có thể tương đương hoặc lớn hơn do ảnh hưởng của đất nền và ứng suất tiếp Chính vì vậy, tôi đã chọn mô hình theo phương pháp 2 để tính toán cho móng bè này.

Hình 5.27: Moment sàn theo phương X

Hình 5.28: Moment sàn theo phương Y

 Tính toán thép theo phương X:

Bảng 5.22 Tính thép đài móng lõi thang theo phương X:

Lớp trên Lớp trên 750.32 1000 800 750 2857.8 Φ28a150 Lớp dưới Lớp dưới 1491.45 1000 800 750 5955.98 Φ32a120

 Tính toán thép theo phương Y:

 Bảng 5.23 Tính thép đài móng lõi thang theo phương Y:

5.3.5 Tính toán nội lực dầm mòng bè:

Hình 5.29: Mặt bằng dầm móng bè

Hình 5.30: Mặt bằng thép dầm móng Bảng 5.24 Thép dầm móng DM1:

M al pha m gsuy As Chọn thép Asc %nuy

Các dầm còn lại tính tương tự trong phần phụ lục

5.3.5.2 Tính toán và bố trí cốt đai dầm móng:

 Tính cốt thép đai cho cấu kiện dầm móng (1200 x 2200) lực cắt Qmax = 3933.91 kN

 Khả năng chịu cắt bê tông:

Qbt = 1867.6 kN < Qmax = 3933.91 kN do đó cần phải đặt cốt đai

- Ta chọn cốt đai Φ 8 @ 100 số nhánh cốt đai n = 2

- Diện tích bố trí cốt đai:

 Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông

      Nhận xét Qsw = 3929.27 (kN) > Qmax = 3854.42  Thỏa điều kiện về độ bền s sw wl b nE A 2 200000 50.24

Q 0.3 bl wl R bh b 0 bt 0.3 0.83 1.083 17 1200 2150 11194.17 ( kN)

Qbt = 11194.17 (kN) > Qmax = 3933.91 (kN) cốt đai bố trí đủ chịu lực cắt  Đoạn tại gối bố trớ ỉ8a100, giữa dầm bố trớ ỉ8a200

Tiêu đề	Chung Cư Thanh Xuân Hà Nội
Tác giả	Nguyễn Hải Đăng Khoa
Người hướng dẫn	TS. Nguyễn Trung Kiên, Th.S. Huỳnh Phước Sơn
Trường học	Trường Đại Học Sư Phạm Kỹ Thuật Thành Phố Hồ Chí Minh
Chuyên ngành	Công Nghệ Kỹ Thuật Xây Dựng
Thể loại	Đồ án tốt nghiệp
Năm xuất bản	2018
Thành phố	Tp. Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	124
Dung lượng	7,95 MB