(Đồ án hcmute) tòa nhà southern cross skyview

TỔNG QUAN VỀ CÔNG TRÌNH

Tổng quan về kiến trúc

Hình 1.1 Tòa nhà SOUTHERN CROSS SKYVIEW

 Tên công trình: SOUTHERN CROSS SKYVIEW

 Địa điểm xây dựng: Số 8 Nguyễn Khắc Viện, p Tân Phú, Quận 7, Tp Hồ Chí Minh

 Chức năng sử dụng công trình: phòng học, văn phòng làm việc, căn hộ cho thuê

 Tổng chiều cao công trình: 66.35m

 Công trình có 18 tầng bao gồm một tầng hầm sâu 3.3m và một tầng mái

Công trình có các mặt tiếp giáp như sau: mặt đứng chính hướng Đông – Nam giáp với đường Bertrand Russell, hướng Đông – Bắc giáp với đường Nguyễn Khắc Viện, hướng Tây – Bắc tiếp giáp với Ngân hàng TMCP Techcombank Phú Mỹ Hưng, và hướng Tây – Nam giáp với một đường giao thông nhỏ.

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 2

Hình 1.2 Vị trí tòa nhà trên Google Map

 Công trình được xây dựng trên khu vực có địa chất rất yếu.

Phân khu chức năng

Công trình được phân chia chức năng từ dưới lên trên:

Tầng hầm chủ yếu được sử dụng làm bãi đỗ xe và lắp đặt các thiết bị như máy bơm nước và máy phát điện Ngoài ra, còn có các kho phụ, phòng bảo vệ, và các khu vực kỹ thuật điện, nước, chữa cháy Hệ thống xử lý nước thải được bố trí tại góc tầng hầm.

 Tầng trệt và tầng 2 được sử dụng là phòng học và văn phòng Ngoài ra còn có đại sảnh và căn tin chung Chiều cao tầng là 4.2m

 Các tầng trên được sử dụng làm căn hộ cho thuê Chiều cao tầng là 3.3m Mỗi căn hộ có

2 phòng ngủ, 1 phòng ngủ, 1 nhà vệ sinh, 1 phòng khách và phòng ăn

 Công trình có 2 thang máy và 1 cầu thang bộ thoát hiểm.

Giải pháp kỹ thuật

Hệ thống điện được thiết kế với các đường dây điện được lắp đặt ngầm trong tường và sàn, đồng thời có hệ thống phát điện riêng biệt để cung cấp năng lượng cho công trình khi cần thiết.

Hệ thống cấp nước của công trình sử dụng nguồn nước từ hệ thống cấp nước thành phố kết hợp với nguồn nước ngầm từ giếng khoan Nước được dẫn vào hồ chứa ở tầng hầm và được bơm lên hồ nước mái, từ đó phân phối đến mọi khu vực trong công trình.

Hệ thống thoát nước sinh hoạt thu gom nước thải từ các ống nhánh và tập trung tại các ống thu nước chính được bố trí thông tầng Nước thải này được đưa về tầng hầm để xử lý trước khi được xả vào hệ thống thoát nước chung của thành phố.

 Hệ thống xử lí rác: ống thu rác sẽ thông suốt các tầng, rác được tập trung tại ngăn chứa ở tầng hầm, sau đó có xe đến vận chuyển

Hệ thống thông thoáng và chiếu sáng trong công trình được thiết kế tối ưu với cửa sổ và cửa kiếng ở hầu hết các phòng, đảm bảo thông thoáng tự nhiên Ngoài ra, công trình còn được trang bị hệ thống điều hòa nhiệt độ và ánh sáng tự nhiên kết hợp với ánh sáng nhân tạo, tạo ra không gian sống thoải mái và tiện nghi.

Hệ thống phòng cháy và chữa cháy được trang bị tại mỗi tầng với bộ thiết bị chống cháy đặt ở hành lang, đồng thời trong công trình cũng được lắp đặt hệ thống báo khói tự động.

Vật liệu sử dụng

Chọn bê tông có cấp độ bền B30 cho dầm, sàn, tường và vách có thông số vật liệu như sau:

Bảng 1.1 Thông số vật liệu bê tông

Trọng lượng riêng (kN/m 3 ) Độ bền nén, kéo (MPa) Hệ số vượt tải γ b

Mô-đun đàn hồi E b (MPa)

Dầm, sàn và cầu thang B30 25 17 1.2 1

Bảng 1.2 Thông số vật liệu thép

Cốt thép Trọng lượng riêng (kN/m 3 ) Độ bền nén, kéo R s , R sc

Mô-đun đàn hồi E b (MPa)

TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG

Chọn sơ bộ kích thước các kấu kiện

Bảng 2.1 Kích thước cấu kiện

Cấu kiện Công thức chọn sơ bộ Tiết diện sơ bộ (mm)

Tính toán tải trọng

2.2.1.1 Tĩnh tải sàn tầng điển hình:

Các lớp cấu tạo sàn

Tải trọng tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải trọng tính toán (kN/m 2 )

Bản BTCT 200 25 5 1.1 5.5 Đường ống thiết bị - - 0.5 1.1 0.55

Tổng tĩnh tải hoàn thiện không kể đến BTCT 1.42 - 1.706

2.2.1.2 Tĩnh tải sàn nhà vệ sinh:

Bảng 2.3 Tĩnh tải sàn nhà vệ sinh

Vữa tạo độ dốc 30 18 0.54 1.3 0.702 Đường ống thiết bị - - 0.5 1.1 0.55

2.2.1.3 Tĩnh tải sàn tầng mái:

Bảng 2.4 Tĩnh tải sàn tầng mái

Vữa tạo độ dốc 30 18 0.54 1.3 0.702 Đường ống thiết bị - - 0.5 1.1 0.55

2.2.1.4 Tĩnh tải tường tầng điển hình:

Hình 2.1 Ô sàn tầng điển hình

 Tải trọng của các tường ngăn được qui về tải phân bố đều theo diện tích ô sàn tầng điển hình

 Công trình sử dụng tường xây gạch ống 10, tường xây gạch ống 20 và các khung nhôm và kính

Bảng 2.5 Tĩnh tải tường phân bố lên sàn Ô

Diện tích tường trên sàn (m 2 )

Hệ số vượt tải g tt (kN/m 2 )

Hoạt tải tiêu chuẩn tác dụng cho công trình được xác định theo TCVN 2737:1995

Bảng 2.6 Hoạt tải tác dụng Ô Sàn

Hoạt tải tiêu chuẩn (kN/m 2 ) Hệ số vượt tải

Hoạt tải tính toán (kN/m 2 )

Phòng ngủ, phòng ăn, phòng khách 0.3 1.2 1.5 1.3 1.95

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

 Áp lực gió tính toán tại độ cao z tính theo công thức:

𝑊 𝑡𝑐 = 𝑊 𝑜 × 𝑘 𝑧 × 𝑐 Trong đó: o Wo là giá trị của áp lực gió lấy theo bản đồ phân vùng phụ lục D và điều 6.4

TCVN 2737:1995 Công trình đang xây dựng ở Tp Hồ Chí Minh thuộc khu vực

II-A, ảnh hưởng của gió bão yếu, lấy Wo = 0.83 kN/m 2 o kz là hệ số tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao, lấy theo bảng 5 TCVN

2737:1995, dạng địa hình C o c là hệ số khí động Tổng hệ số c cho cả 2 mặt đón gió và hút gió là 0.8+0.6=1.4

 Hệ số vượt tải của tải trọng gió là 1.2

STT Tầng Chiều cao tầng (m) 𝒛 𝒊

 Theo TCXD 229:1999, khối lượng phân tích bài toán động lực học lấy với hệ số như sau:

 TCXD 229:1999 cũng quy định chỉ cần xét đến dao động của dạng dao động đầu tiên ứng với : 𝒇 𝒔 < 𝒇 𝑳 < 𝒇 𝒔+𝟏

 Với hệ kết cấu bê tông cốt thép lấy hệ số δ = 0.3 và vùng gió IIA nên lấy giá trị 𝑓 𝐿 = 1.3

 Sử dụng phần mềm ETABS để phân tích với 12 dạng dao động

2.2.3.2.1 Xác định tần số dao động riêng:

Bảng 2.8 Tần số dao động riêng

Mode Chu kỳ (s) Tần số (Hz) UX UY RZ

Vì tần số 𝑓 1 = 0.255 (Hz) nhỏ hơn tần số giới hạn 𝑓 𝐿 = 1.3 (Hz), nên cần xem xét cả tác động của xung vận tốc gió và lực quán tính của công trình khi phân tích tải trọng gió, theo quy định tại mục 4.3 – TCXD 229:1999.

 Theo Bảng sad ta có: 𝑓 4 = 1.006 (Hz) < 𝑓 𝐿 = 1.3 (Hz) nên chỉ cần xét đến dao động của 4 dạng dao động đầu tiên

Bảng 2.9 4 dạng dao động đầu tiên

Mode Chu kỳ (s) Tần số (Hz) UX UY RZ Tính toán

2.2.3.2.2 Tính toán các thành phần gió động:

Theo mục 4.5 TCXD 229:1999, giá trị tiêu chuẩn của thành phần động của gió tác động lên phần tử thứ j trong dạng dao động thứ i được xác định bằng công thức cụ thể.

Công thức W p(ji) = M j × ξ i × Ψ i × y ji mô tả mối quan hệ giữa khối lượng tập trung của phần tử thứ j (Mj), hệ số động lực ứng với dạng dao động thứ I (ξi), hệ số xác định dựa trên việc chia công trình thành nhiều phần với tải trọng gió không đổi (Ψi), và biên độ dao động tir đối của phần công trình thứ j (yji) tương ứng với dạng dao động thứ i.

(Cách xác định các thành phần trên xem trong TCXD 229:1999)

2.2.3.2.3 Kết quả tính toán thành phần động:

Bảng 2.10 Thông số tính toán thành phần động

Bảng 2.11 Thành phần động theo Mode 1

2.2.3.3 Kết quả tính toán tải trọng gió:

Tải trọng gió được phân bổ vào tâm hình học với thành phần tĩnh, trong khi thành phần động được gán vào tâm khối lượng cho từng tầng trong mô hình ETABS.

 Tổng gió động theo phương X:

GDX = √GDX 1 2 + GDX 2 2 + GDX 3 2 + ⋯ + GDX n 2

 Tổng gió động theo phương Y:

GDY = √GDY 1 2 + GDY 2 2 + GDY 3 2 + ⋯ + GDY n 2

Bảng 2.14 Kết quả tính toán tải trọng gió

Tầng GIÓ TĨNH (kN) GIÓ ĐỘNG (kN) Tâm hình học (m) Tâm khối lượng (m)

 Các điều kiện để áp dụng tính toán tải trọng động đất bằng phương pháp phân tích tĩnh lực ngang tương đương (Theo Mục 4.3.3.2 TCVN 9386:2012): o T 1 ≤ {4 × T c = 4 × 0.8 = 3.2 (s)

2 (s) , với T c = 0.8 (s) ứng với đất nền loại D o Thỏa mãn những tiêu chí đều đặn theo mặt đứng (Mục 3.2.3.3 TCVN 9386:2012)

Với chu kỳ dao động T1 = 3.922s, công trình thiết kế không đáp ứng yêu cầu của phương pháp phân tích tĩnh lực ngang tương đương Vì vậy, việc áp dụng phương pháp phân tích phổ phản ứng dao động là hợp lý.

Để đánh giá phản ứng tổng thể của công trình, cần xem xét tất cả các dạng dao động có ảnh hưởng đáng kể Điều này có thể đạt được nếu thỏa mãn một trong hai điều kiện: tổng khối lượng hữu hiệu của các dao động chiếm ít nhất 90% tổng khối lượng cấu trúc, hoặc tất cả các dạng dao động có khối lượng hữu hiệu lớn hơn 5% tổng khối lượng đều được đưa vào phân tích.

Bảng 2.15 % Khối lượng hữu hiệu của dao động

Mode Chu kỳ (s) Tần số (Hz) UX UY

Bảng 2.16 Phương tính toán theo các Mode dao động

Mode Mode 1 Mode 2 Mode 4 Mode 5 Mode 7 Mode 10

2.2.4.1 Các thông số của công trình để tính động đất:

2.2.4.1.1 Đặc điểm đất nền của công trình:

 Công trình được xây dựng ở Quận 7, tp Hồ Chí Minh

 Theo phụ lục H TCVN 9386:2012, gia tốc nền a gR = 0.0846g

 Mức độ địa chấn theo thang đo MSK-64 (Phụ lục I TCVN 9386:2012) phân loại công trình với địa chấn cấp VII

 Theo Phụ lục E TCVN 9386:2012, công trình thuộc loại công trình từ 9 – 19 tầng, mức độ quan trọng loại II nên hệ số tầm quan trọng của công trình được lấy γ 1 = 1

 Căn cứ vào Bảng 3.1 TCVN 9386:2012, công trình có đất nền loại D

 Căn cứ vào Bảng 3.2 TCVN 9386:2012, ta có các tham số:

 Giá trị gia tốc nền thiết kế: a g = a gR × γ 1 = 0.0846 × 1.25 × g = 1.0374 (m/s 2 )

 Theo Mục 4.3.3.5.2 TCVN 9386:2012, vì a g = 1.0374 < 2.5 (m/s 2 ) nên không cần xét đến thành phần tải trọng đứng của động đất

 Theo Mục 3.2.1 TCVN 9386:2012, vì a g = 0.10575𝑔 > 0.8𝑔 nên công trình phải được thiết kế và thi công kháng chấn

2.2.4.1.3 Hệ số ứng xử các tác động của động đất theo phương ngang:

 Là hệ số xét đến khả năng tiêu tán năng lượng của kết cấu

Theo TCVN 9386:2012, công trình nhà đều đặn theo mặt đứng với kết cấu hệ tường không phải tường kép có cấp dẻo trung bình, hệ số ứng sử được tính là q 0 = 3 × α u /α 1 = 3 × 1.1 = 3.3.

 Hệ số kw cho hệ tường (tầng điển hình):

2.2.4.1.4 Khối lượng tham gia dao động:

 Theo Bảng 3.4 TCVN 9386:2012, hệ số tham gia vào dao động của hoạt tải Ψ 2,i = 0.3

 Theo Bảng 4.2 TCVN 9386:2012, giá trị φ khi các tầng sử dụng đồng thời: 𝜑 = 0.8

Vậy khai báo Mass Source trong mô hình là 1TT + 0.24HT

2.2.4.2 Tính động đất bằng phương pháp phân tích phổ phản ứng:

 Khối lượng hữu hiệu của dao động:

Bảng 2.18 Khối lượng hữu hiệu của dao động

Mode Mode 1 (Y) Mode 2 (X) Mode 4 (Y) Mode 5 (X) Mode 7 (Y) Mode 10 (X) m i (T) 52090.1 49612.2 13145.7 13697.7 5993.6 4747.5

 Phổ thiết kế dùng cho phân tích đàn hồi:

≥ β × a g Với β = 0.2 là hệ số ứng với cận dưới của phổ thiết kế theo phương nằm ngang

Bảng 2.19 Thông số tính toán ứng với loại đất nền D

Bảng 2.20 Thông số tính toán Sd theo Mode dao động

Mode Mode 1 (Y) Mode 2 (X) Mode 4 (Y) Mode 5 (X) Mode 7 (Y) Mode 10 (X)

Bảng 2.21 Tổng lực cắt đáy

 Lực cắt đáy phân bố lên sàn:

Bảng 2.22 Lực cắt đáy phân bố trên các tầng

Lực cắt đáy phân bố trên các tầng F ik (kN) Mode 1

Bảng 2.23 Kết quả tính toán tải trọng động đất

TẢI TRỌNG ĐỘNG ĐẤT (kN)

Tầng Phương X Phương Y Tổng tải trọng

Mode 2 Mode 5 Mode 10 Mode 1 Mode 4 Mode 7 DDX DDY

Tổ hợp tải trọng

Các trường hợp tải trọng:

Bảng 2.24 Các trường hợp tải trọng

STT Tải trọng Loại Ý nghĩa

1 TLBT Dead Trọng lượng bản thân

2 HOAN THIEN Superdead Tải trọng hoàn thiện

3 TAITUONG Superdead Tĩnh tải tường

4 HT1 Live Hoạt tải có giá trị < 2 kN/m 2

5 HT2 Live Hoạt tải có giá trị ≥ 2 kN/m 2

6 GTX Wind Gió tĩnh phương X

7 GTY Wind Gió tĩnh phương Y

8 GDX Wind Gió động phương X

9 GDY Wind Gió động phương Y

10 DDX Quake Động đất phương X

11 DDY Quake Động đất phương Y

Bảng 2.25 Các trường hợp trung gian giá trị tải tính toán

THIEN TUONG HT1 HT2 GTX GTY GDX GDY DDX DDY

Bảng 2.26 Các trường hợp trung gian giá trị tải tiêu chuẩn

THIEN TUONG HT1 HT2 GTX GTY GDX GDY DDX DDY

Bảng 2.27 Các trường hợp tải theo TTGH I

STT Tên tổ hợp Loại Tải trọng

1 COMBO1 ADD 1TT1 + 1HT1TT

2 COMBO2 ADD 1TT1 + 1HT2TT

3 COMBO3 ADD 1TT1 + 1GX1TT

4 COMBO4 ADD 1TT1 + 1GX2TT

5 COMBO5 ADD 1TT1 + 1GY1TT

6 COMBO6 ADD 1TT1 + 1GY2TT

7 COMBO7 ADD 1TT1 + 0.9HT1TT + 0.9GX1TT

11 COMBO11 ADD 1TT1 + 0.9HT1TT + 0.9GY1TT

15 COMBO15 ADD 1TT1 + 0.3HT1TT + 1EX

16 COMBO16 ADD 1TT1 + 0.3HT2TT + 1EX

17 COMBO17 ADD 1TT1 + 0.3HT1TT + 1EY

18 COMBO18 ADD 1TT1 + 0.3HT2TT + 1EY

Bảng 2.28 Các trường hợp tải theo TTGH II

STT Tên tổ hợp Loại Tải trọng

1 COMBOTC1 ADD 1TT2 + 1GX1TC

2 COMBOTC2 ADD 1TT2 + 1GX2TC

3 COMBOTC3 ADD 1TT2 + 1GY1TC

4 COMBOTC4 ADD 1TT2 + 1GY2TC

KIỂM TRA TRẠNG THÁI GIỚI HẠN II (TTGH II)

Kiểm tra điều kiện ổn định chống lật

 Theo TCXD 198:1997, nhà cao tầng bê tông cốt thép có tỷ lệ chiều cao chia chiều rộng lớn hơn 5 phải kiểm tra khả năng chống lật của công trình

 Tỷ lệ moment gây lật do tải trọng ngang thỏa điểu kiện: M CL ≥ 1.5 × M L

Trong đó: o M CL là moment chống lật công trình o M L là moment gây lật công trình

 Công trình có chiều cao H = 66.35 (m), bề rộng B = 22.8 (m) Vì tỷ lệ H/B = 2.91 < 5 nên không cần kiểm tra điều kiện ổn định chống lật của công trình.

Kiểm tra gia tốc đỉnh cho công trình

Phản ứng tâm sinh lý của con người đối với sự chuyển động của công trình là một quá trình phức tạp Khi vật dao động với vận tốc không đổi, con người sẽ không cảm nhận được sự chuyển động Tuy nhiên, nếu vật dao động với gia tốc lớn hơn 150 mm/s², con người có khả năng cảm nhận rõ rệt sự chuyển động Do đó, việc kiểm tra gia tốc đỉnh là cần thiết để tối ưu hóa hiệu năng của công trình.

Gia tốc đỉnh cực đại được tính toán gần đúng bằng cách bỏ qua sức cản, với công thức ÿ = ω² × y, trong đó ω = 2π, áp dụng cho mode 1 của công trình, kết hợp giữa phương X và xoắn.

Tốc độ dao động đạt 104.48 mm/s², với chu kỳ dao động đầu tiên T1 là 3.922 giây Biên độ dao động lớn nhất theo phương X do gió động gây ra được ký hiệu là y, và khoảng cách từ tâm khối lượng đến mép công trình là R = 3.051 mét.

 Điều kiện kiểm tra gia tốc đỉnh theo Mục 2.6.3 TCXD 198:1997: y = 104.48 (mm/s 2 ) ≤ [a] = 150 (mm/s 2 )  thỏa điều kiện

Kết luận: Gia tốc đỉnh nằm trong giới hạn cho phép

Kiểm tra chuyển vị đỉnh

Theo TCVN 5574:2018, khi phân tích hệ kết cấu vách của tòa nhà cao tầng bằng phương pháp đàn hồi, chuyển vị ngang tại đỉnh kết cấu phải đáp ứng các yêu cầu nhất định.

 Kiểm tra đối với các tổ hợp tải trọng có tải trọng gió: o Chuyển vị lớn nhất theo phương X: 𝑓 ux = 98.6 (𝑚𝑚) o Chuyển vị lớn nhất theo phương Y: 𝑓 uy = 57.1 (𝑚𝑚)

 Với chiều cao công trình H = 66.35 (m), chuyển vị cho phép theo phương X và Y đối với nhà cao tầng:

Kiểm tra chuyển vị lệch tầng

Theo TCVN 9386:2012, để hạn chế chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng của công trình có bộ phận bao che bằng vật liệu giòn gắn với kết cấu, yêu cầu là d r v ≤ 0.005h Trong đó, d r là chuyển vị ngang tương đối, v = 0.5 là hệ số chiết giảm cho công trình có tầm quan trọng II, h là chiều cao tầng tương ứng, và q = 3.3 là hệ số ứng xử.

Bảng 3.1 Chuyển vị lệch tầng

Kết luận: Chuyển vị lệch tầng theo 2 phương X, Y nằm trong giới hạn cho phép.

Kiểm tra hiệu ứng P-Delta

Theo Mục 4.4.2.2 TCVN 9386:2012 quy định không cần xét đến các hiệu ứng bậc 2 (P -

) nếu tại tất cả các tầng đều thỏa mãn điều kiện: θ =P tot × d r

Công thức V tot × h ≤ 0.1 thể hiện mối quan hệ giữa tổng lực cắt tầng do động đất (V tot) và chiều cao tầng (h), với hệ số độ nhạy của chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng (θ) Tổng tải trọng tường tại tầng đang xét và các tầng trên (P tot) cùng với chuyển vị ngang tương ứng giữa các tầng (d r) cũng là các yếu tố quan trọng trong thiết kế chịu động đất.

Kết luận: Công trình không cần xét đến hiệu ứng bậc 2

THIẾT KẾ CẦU THANG TẦNG ĐIỂN HÌNH

Cấu tạo và sơ bộ tiết diện cầu thang

 Sử dụng cầu thang 2 vế dạng bản bê tông cốt thép, bậc xây gạch

 Chiều cao tầng là 3.3m, chọn tổng số bậc là 20 bậc bao gồm 10 bậc mỗi vế

 Sử dụng bê tông B30 có trọng lượng riêng là 25 kN/m 3 , mô-đun đàn hồi E = 32500 MPa, hệ số poison là 0.2 Cốt thép CB400-V có Rs = 350 MPa, Rsw = 200 MPa

Sơ bộ tiết diện cầu thang được xác định với chiều cao mỗi bậc thang là 165 mm, tính từ công thức h b = 3300/20 Bề rộng mỗi bậc thang được chọn là 250 mm Góc nghiêng của bậc thang được tính toán với tan α = h b/b = 165/250, dẫn đến α ≈ 33.42° Chiều dày bản thang được xác định sơ bộ theo công thức h bt = L 0.

 Chọn chiều dày bản thang là 140mm

Hình 4.1 Mặt bằng cấu tạo cầu thang

Tải trọng tác dụng lên cầu thang

Bản thang được liên kết vào vách lõi của công trình

4.2.1 Tải trọng tác dụng lên bản thang:

 Chiều dày tương đương của bậc thang xác định theo công thức: δ tdi =h b × cos 33.42°

 Chiều dày tương đương của lớp gạch và lớp vữa xi măng được xác định theo công thức: δ tdi =(h b + 𝑏) × δ 𝑖 cos 33.42° b =(165 + 250) × 20 × cos 33.42°

Bảng 4.1 Tải trọng tác dụng lên bản thang

Các lớp cấu tạo cầu thang

Chiều dày tương đương (mm)

Tải trọng tính toán (kN/m 2 ) Đá mài 15 27.71 20 0.554 1.2 0.665

 Giả định tay vịn sử dụng cho cầu thang làm từ gỗ và sắt, tải trọng là 0.3 kN/m 2

 Tải trọng phân bố trên 1m bản thang: q = (12.087 + 0.3) × 1 = 12.387 (kN/m)

4.2.2 Tải trọng tác dụng lên chiếu nghỉ, chiếu tới:

Bảng 4.2 Tải trọng tác dụng lên chiếu nghỉ và chiếu tới

Các lớp cấu tạo cầu thang

Chiều dày tương đương (mm)

Tải trọng tính toán (kN/m 2 ) Đá mài 15 27.71 20 0.554 1.2 0.665

Tính toán bản thang

4.3.1 Sơ đồ tính bản thang:

Hình 4.2 Sơ đồ tính cấu thang

Kết quả nội lực cầu thang mô hình từ ETABS:

Hình 4.3 Biểu đồ moment cầu thang

4.3.2 Tính toán cốt thép bản thang:

 Giả thiết lớp bảo vệ a = 25 (mm)  h0 = 115 (mm) α m = M γ b R b bh 0 2 → ξ = 1 − √1 − 2α m ; A s =ξγ b R b bh 0

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 29 μ = A s bh 0 × 100%

 Kiểm tra hàm lượng cốt thép: μ min = 0.1% ≤ μ ≤ μ max = ξ R γ b R b

 Chọn moment lớn nhất ở nhịp và gối để tính toán và bố trí thép cho cả bản thang

Bảng 4.3 Tính toán cốt thép cho bản thang

4.3.3 Kiểm tra khả năng chịu cắt của bản thang:

Hình 4.4 Biểu đồ lực cắt cầu thang

 Lực cắt lớn nhất trong bản thang: Q max = 16.84 (kN)

 Cắt bản thang một dải rộng 1m để tính toán khả năng chịu cắt của bản thang

 Kiểm tra khả năng chịu cắt của bản thang theo Mục 8.1.3.3, TCVN 5574:2018:

Q 1 ≤ Q b,1 Trong đó: o Q1 là lực cắt trong tiết diện thẳng góc do ngoại lực, Qmax = Q1 = 16.84 (kN) o Qb,1 được xác định theo công thức: Q b,1 = 0.5R bt bh 0 ≤ 2.5R bt bh 0

Kết luận: Bản thang thỏa điều kiện chịu cắt.

Tính toán dầm chiếu tới

Tải trọng tác dụng lên dầm chiếu tới được tính toán như sau: trọng lượng bản thân dầm là 0.88 kN/m, được xác định bằng công thức g d tt = 0.2 × (0.3 − 0.14) × 25 × 1.1 Tải trọng từ bản chiếu tới truyền xuống là 9.115 kN Tổng tải trọng tác dụng lên dầm là 9.995 kN, được tính bằng cách cộng trọng lượng bản thân dầm với tải trọng từ bản chiếu tới.

Hình 4.5 Sơ đồ tính dầm chiếu tới

Hình 4.6 Biểu đồ moment nội lực dầm chiếu tới

Hình 4.7 Biều đồ lực cắt dầm chiếu tới

 Tính toán cốt thép dọc cho dầm chiếu tới:

Bảng 4.4 Tính toán cốt thép cho dầm chiếu tới

Để tính toán cốt đai dầm chiếu tới, ta có giá trị Q max là 16.09 kN Khả năng chịu cắt của bê tông được xác định bằng công thức Q 0 = φ b3 × 1 + φ n R bt bh 0, trong đó φ b3 = 0.6 cho bê tông nặng và φ n = 0.6 cho các cấu kiện chịu uốn.

 Bố trớ cốt đai theo cấu tạo: ỉ6a100 ở gối và ỉ6a200 ở nhịp

 Kiểm tra điều kiện độ võng của dầm chiếu tới:

 Thỏa mãn điều kiện độ võng

TÍNH TOÁN SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

Tải trọng

 Tải trọng tác dụng lên sàn tầng điển hình được tính toán ở Chương 2

Tổ hợp tải trọng khai báo bao gồm tổ hợp tính thép (TINHTHEP) và tổ hợp tính toán chuyển vị (CV) theo TCVN 5574:2012 được xác định bằng công thức 𝑓 = 𝑓 1 − 𝑓 2 + 𝑓 3 Trong đó, 𝑓 1 đại diện cho độ võng ngắn hạn do toàn bộ tải trọng gây ra, 𝑓 2 là độ võng ngắn hạn do tải trọng thường xuyên và hoạt tải dài hạn, và 𝑓 3 là độ võng dài hạn do tải trọng thường xuyên và hoạt tải dài hạn gây ra.

Mô hình bằng SAFE 2012

Hình 5.1 Mô hình sàn bằng SAFE 2012

 Tiết diện dầm điển hình: 500x250 (mm)

 Tiết diện dầm ban công: 500x200 (mm)

Kết quả nội lực và chuyển vị sàn

Hình 5.2 Biểu đồ moment Strip X (phải) và Strip Y (trái)

Hình 5.3 Độ võng sàn TH Nh3_1

Hình 5.4 Độ võng sàn TH Nh3_2

Hình 5.5 Độ võng TH Dh3 Độ võng tương đối của sàn theo TCVN 5574:2012 đối với ô sàn lớn có thể như sàn phẳng và có nhịp tính toán L lớn hơn 7m:

Kết luận: Thỏa điều kiện độ võng cho phép.

Tính toán cốt thép

 Giả thiết lớp bảo vệ a = 20 (mm) đối với thép lớp dưới ở nhịp, a = 25 (mm) đối với thép lớp trên ở gối a = 20(mm) → h 0 = h − a = 200 − 20 = 180 (mm) a = 25(mm) → h 0 = h − a = 200 − 25 = 175 (mm) α m = M γ b R b bh 0 2 → ξ = 1 − √1 − 2α m ; A s =ξγ b R b bh 0

 Hàm lượng cốt thép: μ = A s bh 0 × 100%

 Kiểm tra hàm lượng cốt thép:

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 36 μ min = 0.05% ≤ μ ≤ μ max

Bảng 5.1 Tính toán cốt thép ô sàn tầng điển hình theo phương X

Sàn Vị trớ M (kNm) b (mm) a 0 h 0 α m ξ A s (mm 2 ) μ (%) ỉ chọn A s,chọn (mm 2 ) Kiểm tra

Bảng 5.2 Tính toán cốt thép ô sàn tầng điển hình theo phương Y

Sàn Vị trớ M (kNm) b (mm) a 0 h 0 α m ξ A s (mm 2 ) μ (%) ỉ chọn A s,chọn (mm 2 ) Kiểm tra

THIẾT KẾ DẦM VÀ HỆ VÁCH LÕI

Thiết kế dầm tầng điển hình

Chọn dầm tầng 17 (tầng điển hình) để tính toán

Hình 6.1 Mô hình mặt bằng dầm ETABS

6.1.1 Tính toán cốt thép dọc:

Hình 6.2 Biểu đồ bao moment dầm tầng điển hình

Hình 6.3 Biểu đồ bao lực cắt dầm tầng điển hình

 Chọn dầm B2 để tính toán cốt thép ở nhịp

 Giả thiết lớp bảo vệ a = 60 (mm)

 Hàm lượng cốt thép chọn: μ =A s,chọn bh 0 × 100% = 1256

 Kiểm tra hàm lượng cốt thép chọn: μ min = 0.1% ≤ μ ≤ μ max = ξ R γ b R b

Bảng 6.1 Tính toán cốt thép dầm tầng điển hình

Gối 250 60 440 -172.418 0.210 0.238 1270.7 2ỉ22+2ỉ20 1388 1.26 Nhịp 250 60 440 248.668 0.302 0.371 1982.6 4ỉ22+2ỉ20 2148 1.95 Gối 250 60 440 -221.21 0.269 0.320 1710.1 4ỉ22+2ỉ20 2148 1.95 B1 (Dầm cong ở Ô Sàn 1) 500 × 250

6.1.2 Tính toán cốt thép đai:

 Tính toán cốt đai theo Mục 8.1.3 TCVN 5574:2018

 Lực cắt lớn nhất trong dầm Qmax = 245.1 (kN)

 Kiểm tra ứng suất nén:

 Thỏa mãn điều kiện cho phép, không cần tăng tiết diện

 Lực cắt tác dụng lên tiết diện nghiêng của cấu kiện bê tông cốt thép:

Trong bài viết này, chúng ta có công thức Q u ≤ Q b + Q sw, trong đó Q u là lực cắt trên tiết diện nghiêng với chiều dài hình chiếu C trên trục dọc của cấu kiện Lực cắt Q b là lực chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng, được xác định theo một công thức cụ thể.

C (0.5R bt bh 0 ≤ Q b ≤ 2.5R bt bh 0 ) Với: φb2 = 1.5 – Hệ số kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc

Chiều dài hình chiếu C trên trục dọc của cấu kiện phải thỏa mãn điều kiện 0.6h₀ ≤ C ≤ 3h₀ Lực cắt Qsw tác động lên cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng được xác định theo công thức cụ thể.

𝑄 𝑠𝑤 = 𝜑 𝑠𝑤 𝑞 𝑠𝑤 𝐶 Với: φsw = 0.75 – Hệ số kể đến sự suy giảm nội lực theo hình chiếu tiết diện nghiêng C

Chiều dài hình chiếu lên trục dọc của cấu kiện được ký hiệu là C, với điều kiện h0 ≤ C ≤ 2h0 Lực trong cốt thép ngang trên một đơn vị chiều dài cấu kiện, ký hiệu là qsw, được tính theo công thức: qsw = n × (Rsw A sw / s).

 Tính toán cốt đai với C = [h0, 2h0]: o Để Qu,min nhỏ nhất có thể, ta có:

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 47 dQ u dC = 0 ↔d(Q b + Q sw ) dC = 0 → φ sw q sw −φ b2 R bt bh 0 2

→ C 0 = √φ b2 R bt bh 0 2 φ sw q sw o Q u = Q b + Q sw ta được:

4 × 1.5 × 1.2 × 0.25 × 0.475 2 × 0.75 × 10 3 = 197.23 (kN/m) q sw,min = 0.25R bt b = 0.25 × 1.2 × 250 = 75 (N/mm) ≤ q sw o Chọn cốt đai 2 nhỏnh ỉ8: s w ≤ nR sw a sw q sw = 2 ×170 × 50.27

197.23 = 86.66 (mm) o Theo điều kiện về cấu tạo: s ct = 0.5h 0 = 237.5 (mm)  Chọn s = 50mm s max = R bt bh 0 2

245.1 = 276.16 (mm) > s = 50(mm) q sw = nR sw a sw s = 2 ×170 × 50.27

 Thỏa mãn điều kiện cho phép

 Kiểm tra o Với C = [0.6h0, h0], kiểm tra giá trị C = h0:

Q u = 335.53 (kN) ≥ Q max = 245.1 (kN) Thỏa điều kiện cho phép o Với C = [2h0, 3h0], kiểm tra giá trị C = 3h0:

Q u = 436.59 (kN) ≥ Q max = 245.1 (kN)  Thỏa điều kiện cho phép

 Khả năng chịu cắt của tiết diện đều được thỏa mãn ở tất cả các tiết diện

 Khoảng cách cốt đai ở nhịp:

 Bố trớ cốt đai ỉ8a50 ở gối và ỉ8a150 ở nhịp

6.1.3 Cốt đai chống động đất:

Theo Mục 5.4.3.1.2 TCVN 9386:2012, các vùng tới hạn của dầm kháng chấn chính cần được bố trí cốt đai đáp ứng các yêu cầu sau: đường kính thanh cốt đai tối thiểu là 6mm và khoảng cách giữa các vòng cốt đai không được vượt quá giá trị s = min {h w}.

Chiều cao tiết diện của dầm là 500 mm, với đường kính cốt thép đai là 8 mm và đường kính thanh thép dọc nhỏ nhất là 12 mm Để đảm bảo an toàn, cốt đai đầu tiên cần được đặt cách tiết diện mút dầm không quá 50 mm.

Theo TCVN 5574:2018, tại các nút giao, dầm cần lắp đặt cốt thép ngang bổ sung để chịu lực phản từ dầm phụ Đối với dầm chính, cốt thép này phải được bố trí trên khoảng dải có kích thước b+2h, trong đó b là chiều rộng và h là chiều cao của dầm phụ.

Hình 6.4 Cấu tạo cốt treo

 Neo cốt thép: o Theo Mục 10.3.5.5 TCVN 5574:2018, chiều dài neo tính toán theo yêu cầu của cốt thép được xác định theo công thức:

R bond = ŋ 1 ŋ 2 R bt = 2.5 × 1 × 3 = 3.25 (MPa) o Neo cốt thép trong vùng chịu kéo:

L an = 1 ì 26.92ỉ ì 1 = 26.92ỉ (𝑚) → L an ≥ 30ỉ o Neo cốt thép trong vùng chịu nén:

Theo Mục 10.3.6.2 TCVN 5574:2018, chiều dài nối chồng của các mối nối cốt thép thanh chịu kéo hoặc nén phải đảm bảo không nhỏ hơn giá trị L lap được xác định bằng công thức cụ thể.

R bond = ŋ 1 ŋ 2 R bt = 2.5 × 1 × 3 = 3.25 (MPa) o Nối cốt thép trong vùng chịu kéo:

L an = 1.2 ì 26.92ỉ ì 1 = 32.31ỉ (𝑚) → L an ≥ 35ỉ o Nối cốt thép trong vùng chịu nén:

Thiết kế vách đơn

Các phương án tính toán cốt thép cho vách bao gồm: phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi, phương pháp biểu đồ tương tác và phương pháp giả thiết vùng biên chịu moment.

Lựa chọn phương pháp giả thiết vùng biên chịu moment để tính toán cốt thép cho vách đơn là một giải pháp đơn giản và hiệu quả, đảm bảo an toàn bằng cách chỉ xem xét khả năng chịu moment của một phần tiết diện tại vùng biên vách.

Phương pháp vùng biên chịu moment giả định rằng cốt thép tại hai đầu vách được thiết kế để tiếp nhận toàn bộ moment và lực dọc, phân bổ đều trên toàn bộ chiều dài của vách.

* Ví dụ các bước tính toán bằng phương pháp vùng biên chịu moment với vách P9 ở tầng 17, tổ hợp M3 max

Bảng 6.2 Nội lực vách P5 tầng 17

Tầng Vách TH Vị trí M3 max (kNm) N tư (kN)

 Thông số tính toán vách: o Tiết diện vách: b = 0.25 (m), Lw = 5 (m) o Giả thiết chiều dài vùng biên chịu moment: LL = LR = 1 (m) o Diện tích vùng biên chịu moment: Ab = 0 25 (m 2 )

 Lực kéo và nén trong vùng biên:

 Diện tích cốt thép chịu nén đúng tâm ở vùng biên:

 Bố trí cốt thép trong vùng biên theo cấu tạo, để thuận tiện cho việc thi công, chọn bố trí 16ỉ25 cú A s,chọn = 7854 (mm 2 )

 Kiểm tra hàm lượng thép:

 Lực nén dọc trục phần bụng vách phải chịu:

 Khả năng chịu nén của phần bụng vách khi chưa có thép:

 Bố trớ cốt thộp bụng vỏch theo cấu tạo, chọn ỉ20a100

 Tính toán cốt đai cho vách tương tự như tính cho dầm ở mục 6.1.2

 Lực cắt lớn nhất mà vách chịu: Q max = 2717.2 (kN)

 Thỏa điều kiện cho phép, không cần tăng tiết diện

 Lực dọc o Chọn cốt đai 2 nhỏnh ỉ10a150 o Kiểm tra khả năng chịu cắt:

Bảng 6.3 Khả năng chịu cắt tiết diện vách

Giá trị C Kiểm tra Ghi chú

C = [0.6h0, h0] Qu = 3451 (kN) ≥ Qmax = 2717.2 (kN) Thỏa mãn

C = [2h0, 3h0] Qu = 3312 (kN) ≥ Qmax = 2717.2 (kN) Thỏa mãn

 Thỏa điều kiện ở tất cả các tiết diện vách

 Bố trớ cốt đai ỉ10a150 ở tất cả cỏc cao độ vỏch của cụng trỡnh

6.2.3 Kết quả tính toán cốt thép dọc vách đơn P5, P6, P7, P9, P10, P11 và P12:

Bảng 6.4 Kết quả tính toán cốt thép vách đơn

Vùng biên Vùng giữa [P = 11560 (kN)]

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 56 max(e2) -4242.6 314.4 927.1 769.9 -7524.3 2545.6 -116177

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 59 max(e2) -13143.9 -621.3 2473.5 2784.1 -1921.7 7886.3 -100064

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 62 max(e3) -4832.2 -297.4 294.5 510.8 -1039.2 4026.8 -111708

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 66 max(e3) -23719 -697.8 1722.8 2230.3 4148.6 0 0

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 70 max(e3) -6351.4 265.5 625.8 432.7 -692.2 5292.8 -37703

Thiết kế vách lõi thang máy PL1 và vách lõi cứng P13

Lựa chọn phương án phân bố ứng suất đàn hồi là cách hiệu quả để tính toán cốt thép dọc cho vách lõi thang máy Phương pháp này cho phép chia vách lõi thành nhiều phần tử dựa trên vùng phân bố ứng suất, từ đó đơn giản hóa quá trình tính toán thép cho vách lõi.

 Tiến hành chia vách lõi thang máy PL1 và vách lõi cứng P13 thành các phần tử như sau:

Hình 6.5 Phần tử vách lõi thang máy PL1

Hình 6.6 Phần tử vách lõi P13

Bảng 6.5 Đặc trưng hình học lõi PL1

LÕI PL1 ĐẶC TRƯNG HÌNH HỌC

3675 2775 40792500 1.05E+14 1.84E+14 (mm) (mm) (mm 2 ) (mm 4 ) (mm 4 )

- (mm) (mm) (mm) (mm) (mm 2 )

Bảng 6.6 Nội lực lõi PL1

TH14 N/M2 max -122978.5 -22181.7 223383.1 TH17 M3 max -124809.8 225380.5 424476.5 TH4 M3 min -125505.7 29422.8 152295 TH6 M2 min -120686.1 -28713.4 223537.2

Bảng 6.7 Đặc trưng hình học lõi P13

LÕI P13 ĐẶC TRƯNG HÌNH HỌC

3640 2830 41895000 1.13E+14 1.89E+14 (mm) (mm) (mm 2 ) (mm 4 ) (mm 4 )

- (mm) (mm) (mm) (mm) (mm 2 )

TH1 N/M2 max -122787 7811 200315.6 TH15 M3 max -106977.9 60911.7 491373.7 TH18 M3 min -113086.3 200529.1 115550.4 TH6 M2 min -122440.6 -55188 174367.6

* Ví dụ các bước tính toán bằng phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi với phần từ 1 vách lõi thang máy PL1, tổ hợp 17

 N i > 0 nên phần tử 1 chịu nén

 Diện tích cốt thép phần tử 1:

 Bố trớ cốt thộp trong phần tử 1 theo cấu tạo, chọn 14ỉ16 cú A s,chọn = 2813(mm 2 )

6.3.2 Kết quả tính toán cốt thép dọc vách lõi thang máy PL1 và lõi cứng P13:

Bảng 6.9 Kết quả tính toán cốt thép vách lõi PL1 và P13

THIẾT KẾ MÓNG CÔNG TRÌNH

Đặc điểm địa chất công trình

Vị trí mực nước ngầm: -1m

Bảng 7.1 Đặc điểm địa chất các lớp đất

Lớp đất Tên đất Màu sắc Trạng thái SPT

1A Sét Xám xanh – xám tro Dẻo mềm 0

1 Bùn Sét Xám xanh đen Nhão 0 – 2

2 Sét Nâu vàng Dẻo cứng 13 – 19

3 Sét Xám xanh đen Dẻo cứng 5 – 15

4 Á Cát Xám trắng – vàng nâu Dẻo 26 - 34

Hình 7.1 Mặt cắt địa chất

Bảng 7.2 Bảng chỉ tiêu cơ lí đất nền

C 𝝋 (°) Hệ số rỗng e-P min max min max min max 25 50 100 200 400 800

Lựa chọn phương án móng

 Công trình có các vách được phân bố theo một trục thẳng và khá đều đặn

Địa chất công trình cho thấy lớp đất thứ 4 có khả năng chịu tải tốt, với độ sâu từ 67.3m đến 77.6m Do nhịp công trình lớn, tải trọng truyền xuống vách cũng cao, vì vậy việc đặt mũi cọc trong lớp đất á cát là cần thiết Lớp đất này có góc ma sát trong φ = 24.57° và chỉ số SPT là 26.

 Lựa chọn phương án cọc khoan nhồi, đài móng chịu tải truyền từ vách xuống.

Vật liệu làm cọc và sơ bộ tiết diện cọc

Sử dụng bê tông B30 và cốt thép CB400-V để làm vật liệu cấu tạo cho cọc khoan nhồi

7.3.2 Lựa chọn sơ bộ tiết diện cọc:

 Chọn cọc có đường kính 1.2m (D1200) để thiết kế cho hệ móng công trình

 Chọn chiều cao đài cọc sơ bộ là 2.5m

Bảng 7.3 Thông số thiết kế cọc

Thông số thiết kế Giá trị Đơn vị

Chiều dài cọc tính từ đáy đài 70 m

Chiều dài cọc neo vào đài 0.3 m

Chu vi tiết diện ngang cọc 3.77 m

Diện tích tiết diện ngang cọc 1.131 m 2

Sức chịu tải của cọc

7.4.1 Sức chịu tải của cọc theo vật liệu:

 Theo Mục 7.1.7 TCVN 10304:2014, sức chịu tải của cọc theo vật liệu được tính như sau:

R vl = φ(γ cb γ cb ′ R b A b + R s A s ) Trong đó: o A b là diện tích tiết diện ngang của cọc bê tông

Diện tích tiết diện ngang của thép dọc được ký hiệu là A_s Hệ số điều kiện làm việc của bê tông, γ_cb, được xác định là 0.85, nhằm tính đến việc đổ bê tông trong không gian chật hẹp của hố và ống vách Hệ số γ_cb' phản ánh phương pháp thi công cọc, trong trường hợp khoan và đổ bê tông vào long hố khoan dưới nước sử dụng ống vách giữ thành, giá trị được lấy là 0.8 Cuối cùng, hệ số uốn dọc φ phụ thuộc vào độ mảnh λ.

Theo TCVN 10304:2014, tại Mục 7.1.8, cọc được xem như một thanh ngàm cứng trong đất khi tính toán cường độ vật liệu Khoảng cách từ đáy đài đến tiết diện tính toán được xác định là l1 = l0 + 2αε, trong đó l0 là chiều dài cọc từ đáy đài đến cao độ san nền, và αε là hệ số biến dạng được tính theo công thức αε = √kb p γc EI.

Hệ số tỉ lệ (k) được lấy theo Bảng A.1 trong phụ lục A của TCVN 10304:2014 Module đàn hồi vật liệu được ký hiệu là E, trong khi moment quán tính tiết diện ngang cọc được ký hiệu là I Bề rộng quy ước của cọc (b p) tối thiểu là 0.8m, được tính theo công thức b p = d + 1 Hệ số điều kiện làm việc đối với cọc độc lập (γ c) được xác định là 3, và d là đường kính ngoài của cọc tiết diện tròn.

Bảng 7.4 Bảng tính toán hệ số k

Vậy sức chịu tải của cọc theo vật liệu:

7.4.2 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lí đất nền:

 Theo TCVN 10304:2014 ta có sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lí đất nền được xác định theo công thức:

Công thức tính toán sức kháng của cọc trong đất được biểu diễn qua R c,u_1 = γ c (γ cq q b A b + u ∑ γ cf f i l i ) Trong đó, hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất γ c được lấy bằng 1, hệ số làm việc của đất dưới mũi cọc γ cq là 0.9 khi áp dụng phương pháp đổ bê tông dưới nước, và hệ số làm việc của đất trên thân cọc γ cf phụ thuộc vào phương pháp tạo lỗ và điều kiện đổ bê tông, được lấy bằng 1 Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc q b được tính toán theo TCVN 10304:2014 với giá trị q b = 1020.6 (kN/m²) Chu vi tiết diện ngang của cọc được ký hiệu là u, và cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc f i được lấy theo Bảng 3.

TCVN 10304:2014 o l i là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

Bảng 7.5 Bảng tính toán thành phần chịu tải do ma sát thân cọc với đất

Lớp đất Phân tố i Độ sâu

Vậy sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lí đất nền:

7.4.3 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền:

 Theo TCVN 10304:2014 ta có sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền được xác định theo công thức:

Trong đó: o q b là cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc (độ sâu -75.8m, đất dính), được xác định theo công thức: q b = c u × N c = 6.25 × 31 × 6 = 1162.5 (kN/m 2 ) Trong đó:

Hệ số sức chịu tải của đất dưới đáy cọc, ký hiệu là N c, đối với cọc khoan nhồi được xác định là N c = 6 Sức kháng cắt không thoát nước, ký hiệu c u, tính theo công thức c u = 6.25 × N, trong đó N là chỉ số SPT trung bình của lớp đất Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc, ký hiệu f i, được tính theo công thức f i = αc u,i, với c u,i là cường độ sức kháng không thoát nước của lớp đất dính thứ i Hệ số α phụ thuộc vào đặc điểm của lớp đất nằm trên đất dính, loại cọc, phương pháp hạ cọc, cũng như cố kết của đất trong quá trình thi công và phương pháp xác định c u.

Bảng 7.6 Tính toán γcf fifi

Lớp đất Phân tố i Độ sâu

Vậy sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền:

7.4.4 Sức chịu tải của cọc theo thí nghiệm SPT:

 Theo TCVN 10304:2014 ta có sức chịu tải của cọc theo thí nghiệm SPT được xác định theo công thức của viện kiến trúc Nhật Bản:

R c,u_3 = γ cq q b A b + u ∑(γ cf,ci f c,i l c,i + γ cf,si f s,i l s,i )

Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc khoan nhồi (độ sâu -75.8m, đất dính) được xác định bằng công thức q b = c u × 6, trong đó c u là sức kháng cắt không thoát nước, tính theo c u = 6.25 × N với N là chỉ số SPT trung bình của lớp đất, cho kết quả q b = 1162.5 (kN/m²) Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất dính thứ i trên thân cọc được tính bằng f c,i = α p × c u,i × f L, trong đó c u,i là sức kháng không thoát nước của lớp đất dính thứ i, α p là hệ số điều chỉnh theo biểu đồ Hình G.2a, TCVN 10304:2014, và f L là hệ số điều chỉnh theo độ mảnh cọc, với f L = 1 cho cọc khoan nhồi.

Vậy sức chịu tải của cọc theo thí nghiệm SPT:

R c,u_3 = γ cq q b A b + u ∑(γ cf,ci f c,i l c,i + γ cf,si f s,i l s,i ) = 0.9 × 1162.5 × 1.131 + 3.77 × 5174.62

7.4.5 Sức chịu tải thiết kế cọc khoan nhồi D1200:

Bảng 7.8 Bảng tổng hợp sức chịu tải cọc

R c,k (kN) Số cọc/đài γ K R c,d (kN) R VL (kN)

Cơ lí (kN) Cường độ (kN) SPT (kN)

 Giá trị thiết kế sức chịu tải của cọc D1200: Rc,d = 9193.7 (kN)

Thiết kế móng cọc khoan nhồi D1200

7.5.1 Chọn số lượng và bố trí cọc: n cọc = (1.5 ÷ 2) ×∑ N tt

Theo Mục 8.13 của TCVN 10304:2014, việc bố trí cọc cần tuân thủ các khoảng cách cụ thể: khoảng cách giữa hai tim cọc theo phương X là 4.25 mét, khoảng cách giữa hai tim cọc theo phương Y là 4.2 mét, và khoảng cách từ tim cọc đến mép đài móng là 2 mét.

 Theo Mục 7.4.2, TCVN 10304:2014, đối với cọc đơn treo không mở rộng mũi, độ lún cọc được xác định theo công thức: s = β × N

 Độ cứng của cọc được tính theo công thức:

SVTH: Nguyễn Hữu Gia Bảo_18149218 Trang 95 k =N s = R c,d s Trong đó: o Hệ số β xác định theo công thức: β = β′ λ 1 +

1 − (β′ α′) χ Với: β′ là hệ số tương ứng của cọc cứng tuyệt đối, xác định theo công thức: β ′ = 0.17 ln (k n × G 1 × l

G 2 × d ) α′ là hệ số tương ứng của cọc cứng tuyệt đối đối với đất nền đồng nhất, xác định theo công thức: α ′ = 0.17 ln (k n × l d ) λ 1 = 2.12 × χ 0.75

1 + 2.12 × χ 0.75 χ là độ cứng tương đối của cọc, xác định theo công thức: χ = EA

Độ cứng của thân cọc chịu nén được xác định theo Mục 7.4.2, TCVN 10304:2014, cho phép sử dụng module trượt G = 0.4E và k n = 2, trong đó E là module biến dạng của đất Giá trị module trượt G1 là trung bình của toàn bộ lớp đất ở độ sâu hạ cọc, trong khi G2 được xác định bằng 0.5l, tính từ độ sâu l đến 1.5l từ đỉnh cọc.

Bảng 7.9 Tính toán module trượt G

 Độ lún của cọc đơn: s = 0.78 × 9193.7

 Độ cứng của cọc: k 93.70.03 = 306456.7 (kN/m)

Kiểm tra móng cọc D1200

7.6.1 Kiểm tra tải trọng tác dụng đầu cọc:

 Sử dụng phần mềm SAFE 12 để mô hình móng và tính toán với độ cứng cọc k đã tính toán ở mục 7.5.2

Hình 7.2 Kết quả phản lực đầu cọc

 Kiểm tra tải trọng tác dụng đầu cọc:

7.6.2 Kiểm tra điều kiện ổn định đất nền:

 Giá trị lực dọc của công trình truyền xuống móng: N tc = 359105.922 (kN)

 Góc ma sát trung bình trong đoạn Ltb: φ tb = ∑ φ i l i

 Chiều dài móng quy ước:

 Chiều rộng móng quy ước:

 Diện tích móng qui ước:

 Trọng lượng bản thân nhóm cọc:

 Trọng lượng bản thân đài móng:

 Trọng lượng đất trong móng qui ước:

 Tổng lực dọc truyền xuống đáy khối móng qui ước:

∑ N qu tc = N tc + W c tc + W đ tc + W 1 d + W 2 d + W 3 d + W 4 d = 2892191.922 (kN)

 Xác định sức chịu tải đất nền theo trạng thái giới hạn II theo Mục 4.6.9 TCVN 9362:2012:

R II = m 1 m 2 k tc (AB qu γ II + Bhγ II ′ + Dc II − γ II h 0), trong đó k tc là hệ số độ tin cậy, được xác định từ các bảng thống kê với giá trị k tc = 1.1 Hệ số m 1 đại diện cho điều kiện làm việc của đất nền, với đất Á-cát có độ sệt nhỏ hơn 0.5, có giá trị m 1 = 1.2 Hệ số m 2 phản ánh điều kiện làm việc của công trình tác động lên đất nền, phụ thuộc vào kích thước công trình, với giá trị m 2 = 1.1 Dung trọng lớp đất từ đáy móng qui ước trở xuống được ký hiệu là γ II, với γ II = 20.2 (kN/m³).

Trong bài viết này, chúng ta xem xét các thông số quan trọng liên quan đến thiết kế móng Dung trọng lớp đất từ đáy móng qui ước trở lên được xác định là γ II ′ = 17.67 kN/m³ Giá trị tính toán của lực dính đơn vị của lớp đất nằm trực tiếp dưới đáy móng là c II = 24.1 kN/m² Chiều sâu đặt móng so với cốt qui định bị bạt đi hoặc đắp thêm được quy định là h = h td, trong đó h td là chiều sâu tính từ sàn tầng hầm đến đáy khối móng, với h = 75.8 m khi chiều rộng tầng hầm lớn hơn 20m theo TCVN 9362:2012.

Các hệ số A, B và D tra bảng và nội suy theo bảng 14, TCVN 9362:2012 Ta có đáy móng nằm trong lớp đất 4 có φ II = 24.1°:

 Áp lực tiêu chuẩn tại đáy móng qui ước: ρ max,min =∑ N qu tc

→ { ρ max = 1614.16 (kN/m 2 ) ≤ 1.2R tc II = 7212.22 (kN/m 2 ) ρ tb = 1511.7 (kN/m 2 ) ≤ R II tc = 6010.18 (kN/m 2 ) ρ min = 1552.99 (kN/m 2 ) > 0

Kết luận: Khối móng thỏa mãn điều kiện ổn định đất nền

 Ứng suất bản thân tại đáy móng qui ước: σ bt = ∑ γ ′ h i = 1299.7 (kN/m 2 )

 Áp lực gây lún tại tâm đáy móng qui ước:

 Áp lực gây lún chỉ bằng khoảng 1/7 ứng suất bản thân tại đáy móng qui ước, do đó không cần kiểm tra lún cho trường hợp này.

Thiết kế thép đài móng cọc D1200

 Sử dụng phần mềm SAFE 2012 chia dãy strip, kết quả moment theo dãy strip như sau:

Hình 7.3 Biểu đồ moment Strip X (trái) và Strip Y (phải)

 Giả thiết lớp bảo vệ lớp trên agt = 50mm và lớp bảo vệ thép lớp dưới agt = 150mm

 Kết quả tính thép đài móng:

Bảng 7.10 Tính toán cốt thép đài móng

Tiêu đề	Tòa nhà Southern Cross Skyview
Tác giả	Nguyễn Hữu Gia Bảo
Người hướng dẫn	TS. Nguyễn Thanh Hưng
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	2023
Thành phố	Tp. Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	117
Dung lượng	9,83 MB