(Đồ án hcmute) chung cư cao cấp an phú

TỔNG QUAN VỀ KIẾN TRÚC CÔNG TRÌNH

Vị trí công trình

Công trình tọa lạc tại khu đô thị An Phú An Khánh quận 2, giao thông dễ dàng kết nối giữa

TP Hồ Chí Minh và TP Thủ Đức Tổ hợp tiện ích như siêu thị Metro, khu mua sắm Parkson, trường học, công viên, phòng tập, sân tennis…

Hình 1.1 Vị trí công trình

Quy mô công trình

Công trình chung cư cao cấp An Phú thuộc công trình dân dụng cấp 2 (có diện tích sàn từ

5000 m 2 đến 10000 m 2 hoặc số tầng từ 9 đến 19)

Công trình có 1 tầng hầm, 18 tầng nổi

Chiều cao công trình là: H a.3 m (tính từ cos mặt đất tự nhiên 1.500 m)

Diện tích xây dựng của công trình là: S 6 41 3.6 m 2

Tầng Hầm: bố trí nhà xe các phòng kỹ thuật và phòng chức năng

Tầng 1: ban quản lý tòa nhà, siêu thị và khu sinh hoạt chung

Tầng 2 – tầng 18: căn hộ cao cấp

Lối đi lên có 3 buồng thang máy và 1 cầu thang bộ nằm trong 2 lõi cứng được đặt tại tâm công trình giúp tăng ổn định của công trình

Hành lang trung tâm kết nối sảnh và các khu tiện ích, lối đi thuận tiện sinh hoạt chung giữa các hộ dân chung cư.

Bản vẽ kiến trúc công trình

Hình 1.2 Mặt đứng công trình

Hình 1.3 Mặt bằng tầng hầm

Hình 1.4 Mặt bằng tầng điển hình

TỔNG QUAN VỀ KẾT CẤU CÔNG TRÌNH

Cơ sở lực chọn giải pháp kết cấu

Yếu tố hình khối của công trình: ưu tiên đơn giản, đối xứng, liên tục

• Tải trọng đứng: trọng lượng bản thân, hoạt tải sử dụng…có giá trị khá lớn và tăng dần theo số lượng tầng của công trình

Tải trọng ngang, bao gồm tải trọng gió (cả gió tĩnh và gió động) và tải trọng động đất, là những yếu tố quan trọng ảnh hưởng đến thiết kế của nhà cao tầng.

Hạn chế chuyển vị ngang là rất quan trọng, vì nếu chuyển vị này quá lớn sẽ gia tăng nội lực trong công trình Điều này có thể dẫn đến sự tăng lên của độ lệch tâm, gây hư hỏng cho các bộ phận như tường và vách ngăn, từ đó làm tăng dao động và gây mất ổn định cho toàn bộ công trình.

• Kết cấu móng bên dưới phải được lựa chọn phù hợp và chịu được tải trọng bên trên

• Nhà cao tầng phải có khả năng kháng chấn cao.

Giải pháp kết cấu

• Quy mô công trình 1 tầng hầm và 18 tầng nổi, tổng chiều cao 62.8 m lựa chọn hệ khung vách làm kết cấu chịu lực cho công trình

• Cầu thang dạng 2 vế, 1 chiếu tới bằng bê tông cốt thép toàn khối

• Tường bao che dày 200 mm, tường ngăn dày 100 mm

• Kết cấu móng sử dụng phương án móng sâu.

Phương pháp tính toán

Lựa chọn phương pháp tính toán phần tử hữu hạn (mô hình rời rạc) để thực hiện đồ án

• Rời rạc hóa toàn bộ hệ chịu lực của nhà nhiều tầng, tại những liên kết xác lập những điều kiện tương thích về lực và chuyển vị

• Khi sử dụng mô hình này cùng với sự trợ giúp của máy tính có thể giải quyết được tất cả các bài toán

• Hiện nay ta có các phần mềm trợ giúp cho việc giải quyết các bài toán kết cấu như

Công cụ mô hình tính toán

Phân tích động cho hệ công trình là quá trình đánh giá các dạng và giá trị dao động, đồng thời kiểm tra các ứng xử của công trình dưới tác động của tải trọng động đất.

Phân tích thành phần nội lực khung không gian

Phân tích thành phần nội lực theo dải, dùng để thiết kế cấu kiện sàn và kết cấu móng

• PROKON 3.0 (kiểm tra cấu kiện bằng phương pháp biểu đồ tương tác)

• SAP2000 (mô hình sơ đồ tính cầu thang)

• AUTOCAD 2020 (triển khai bản vẽ)

• MICROSOFT OFFICE 2018 (Triển khai thuyết minh tính toán)

Tiêu chuẩn áp dụng

• TCVN 2737 – 1995 Tải trọng và tác động – Tiêu chuẩn thiết kế

• TCVN 5574 – 2018 Kết cấu bê tông cốt thép – Tiêu chuẩn thiết kế

• TCXD 198 – 1997 Nhà cao tầng Thiết kế kết cấu bê tông cốt thép toàn khối

• TCXD 229 – 1999 Chỉ dẫn tính toán thành phần động của tải trọng gió theo tiêu chuẩn TCVN 2737 – 1995

• TCVN 9386 – 2012 Thiết kế công trình chịu động đất

• TCVN 10304 – 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

• TCVN 9362 – 2012 Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình

• ACI 318 – 11 Building code requirements for structural concrete

THIẾT KẾ CẦU THANG

Số liệu tính toán

Cầu thang công trình là dạng bản 2 vế, 1 dầm chiếu tới

• Mỗi bản gồm 10 bậc thang với kích thước: 3300 2700

• Góc nghiêng cầu thang: 16.5 tan 0.55 29 cos 0.876

• Chiều cao bản thang h bt 0 mm

• Dầm chiếu tới tiết diện: 200 300 mm

Hình 3.1 Mặt bằng cầu thang bộ tầng điển hình

• Bê tông B30: R b MPa; R bt =1.15 MPa

• Thép CB400-V: R s 50 MPa; R sw (0 MPa

• Thép CB240-T: R s !0 MPa; R sw 0 MPa

Hình 3.2 Cấu tạo các lớp bản thang

• Lớp đá hoa cương: ( ) cos ( 0.3 0.165 ) 0.02 0.876

• Lớp gạch của bản thang: cos 0.165 0.876

Bảng 3.1 Tải trọng tác dụng lên bản thang

Tải trọng Vật liệu Chiều dày

HSVT Tải tính toán (kN/m 2 )

Tĩnh tải Đá hoa cương 0.027 24 1.1 0.713

Tải trọng phân bố trên 1 mét bề rộng bản thang:

Bảng 3.2 Tải trọng tác dụng lên bản chiếu nghỉ

Tải trọng phân bố trên 1 mét bề rộng bản chiếu nghỉ:

Tính toán bản thang

3.2.1 Xét liên kết, sơ đồ tính

Vì cầu thang dạng 2 vế giống nhau, nên chỉ tính cho 1 vế rồi lấy kết quả cho cả 2 vế thang

Trong kết cấu bê tông toàn khối, không tồn tại liên kết hoàn toàn ngàm tuyệt đối hay khớp tuyệt đối Quan niệm về liên kết giữa bản thang và dầm chiếu tới phụ thuộc vào độ cứng, tải trọng và quy trình thi công của các bộ phận kết cấu.

Để đảm bảo an toàn cho sinh viên, cần mô hình hóa tất cả các trường hợp sơ đồ tính và xác định nội lực tại từng vị trí gối và bụng, từ đó tính toán thép trên dải rộng 1 mét.

• Sơ đồ 1 gối cố định 1 gối di động có moment max tại nhịpM max BT ".94 kNm

• Sơ đồ 2 đầu ngàm có moment min tại gối M min BT =9.31 kNm

Hình 3.3 Sơ đồ tính và biểu đồ moment cầu thang

• Sơ đồ 1 ngàm 1 gối cố đinh có phản lực chân thang max R A H.49 kN)

Hình 3.4 Sơ đồ tính và biểu đồ phản lực chân thang

• Cắt bề rộng bản b00 mmđể tính toán; 10

Bảng 3.3 Kết quả tính cốt thép bản thang

Tiết diện M  m  A s chọn thép A sc  tt

Tính toán dầm chiếu tới (200x300 mm)

Trọng lượng bản thân dầm thang:

Tải trọng do bản chiếu nghỉ truyền vào với 1

Tải trọng do bản thang truyền vào (lấy phản lực lớn nhất chân thang)

Tổng tải trọng tác dụng lên dầm thang

Liên kết giữa dầm chiếu nghỉ và vách được xem là LK ngàm

Hình 3.5 Sơ đồ tính dầm chiếu tới

3.3.3 Tính cốt thép chịu uốn

Bảng 3.4 Kết quả tính cốt thép chịu uốn dầm chiếu tới

3.3.4 Tính toán cốt thép chịu cắt

• Kiểm tra điều kiện tính toán cốt đai:

• Lực cắt lớn nhất trong dầm bê tông có thể chịu được, nên chỉ cần bố trí cốt đai cấu tạo

• Chọn đường kính cốt đai d6 (aw = 28.3 mm 2 ), số nhánh đai n = 2

• Bước cốt đai theo cấu tạo yêu cầu:

Trang 16 Đoạn gần gối: s w ct , 0.5 ;300h 0  = 130;3000 mm Đoạn giữa nhịp: s w ct , 0.75 ;500h 0  = 200;500 0 mm

• Chọn bước cốt đai thiết kế sw,ch1 = 100 mm trong đoạn l0/4 cho vị trí gần gối tựa, trong đoạn l0/2 giữa nhịp còn lại lấy sw,ch2 = 200 mm.

Phương án tính cầu thang bằng mô hình 3D

Trong mô hình, phần tải trọng không bao gồm trọng lượng bản thân do sự làm việc đồng thời của dầm vách lõi và sàn Do đó, phần mềm SAP2000 sẽ tự động tính toán.

Bảng 3.5 Tải trọng tác dụng lên bản thang không kể TLBT

Tải trọng phân bố trên 1 mét bề rộng bản thang không kể TLBT:

Bảng 3.6 Tải trọng tác dụng lên bản chiếu nghỉ không kể TLBT

3.4.2 Kết quả nội lực bằng phần mềm SAP2000 (3D)

Hình 3.6 Mô hình cầu thang 3D bằng SAP2000

Hình 3.7 Moment nhịp tại bản thang

Hình 3.8 Moment gối tại bản chiếu tới

Hình 3.9 Moment gối tại bản chiếu nghỉ

Hình 3.10 Moment nhịp tại đoạn gãy

3.4.3 So sánh kết quả giữa 2 phương pháp

Bảng 3.7 Kết quả tính thép cầu thang (3D)

So sánh kết quả tính thép phương án:

• M1 ;Asc,1 moment và cốt thép chọn phương án chia dải 1 mét

• M2 ;Asc,2 moment và cốt thép chọn phương án phần tử hữu hạn

Bảng 3.8 So sánh kết quả thép cầu thang

Tiết diện M 1 M 2 A sc,1 A sc,2 Kết quả

Trong thiết kế cầu, nhịp lớn nhất được xác định khi áp dụng phương án chia dải bề rộng 1 mét, mang lại giá trị cao hơn so với phương án phần tử hữu hạn Điều này cho phép mô hình phản ánh chính xác sự làm việc đồng thời của các cấu kiện Tuy nhiên, để đảm bảo an toàn, lựa chọn thép nhịp d10a100 là ưu tiên hàng đầu.

Moment gối lớn nhất cho thấy sự không tương đồng giữa PA1 và PA2, trong đó PA1 là moment tại bản chiếu tới và PA2 là vị trí bản chiếu nghỉ liên kết vào vách Nguyên nhân chính là do độ cứng của hệ vách lớn hơn dầm chiếu tới, dẫn đến nội lực tập trung nhiều vào vách Do đó, sinh viên sẽ sử dụng thép gối theo PA2 d10a100.

Cầu thang bộ đóng vai trò quan trọng như một lối thoát hiểm trong các tình huống khẩn cấp như cháy nổ, vì vậy cần phải đảm bảo tính an toàn cao cho cầu thang, đặc biệt là khi phải chịu tải trọng tăng đột ngột.

Kết cấu của công trình yêu cầu sự liên kết giữa bản thang với vách cứng hoặc giữa bản thang với dầm không nhất thiết phải là liên kết khớp hoàn toàn hay liên kết ngàm tuyệt đối, mà còn phụ thuộc vào điều kiện thi công cụ thể.

Khi chọn sơ đồ tính toán cho cầu thang sinh viên, cần áp dụng tất cả các sơ đồ để xác định các vị trí có nội lực lớn nhất, từ đó tính toán bố trí thép cho cầu thang Sau đó, cần kiểm tra lại với điều kiện làm việc thực tế thông qua mô hình phân tích phần tử hữu hạn 3D.

TẢI TRỌNG VÀ TÁC ĐỘNG

Tải trọng thường xuyên các lớp cấu tạo và tường xây

Lớp gạch lát, dày 20 mm,  1 kN m/ 3 , n 1 =1.1 Lớp vữa lót, dày 20 mm,  2 kN m/ 3 , n 2 =1.3 Sàn BTCT, dày 120 mm,  3 % kN/m , n 3 3 =1.1

Lớp vữa trát, dày 15 mm,  4 kN m/ 3 , n 4 =1.3

Hình 4.1 Cấu tạo các lớp sàn căn hộ Bảng 4.1 Tải trọng sàn tầng điển hình

Tĩnh tải tính toán kN/m 3 m kN/m 2 kN/m 2

1 Bản thân kết cấu sàn 25 0.250 1.1

Tổng tĩnh tải (không kể TLBT) 1.860

Bảng 4.2 Tải trọng sàn tầng hầm

Vữa lát nền, tạo dốc 18 0.050 0.90 1.3 1.170

Tổng tĩnh tải ( không kể TLBT) 1.210

Bảng 4.3 Tải trọng sàn sân thượng

Tổng tĩnh tải ( không kể TLBT) 2.600

Bảng 4.4 Tải trọng sàn vệ sinh

Vữa lát nền, tạo dốc 18 0.050 0.9 1.3 1.170

Tổng tĩnh tải (không bao gồm TLBT) là 2.600 Để đơn giản hóa quy trình quy tải, sinh viên sẽ chọn ô sàn có tổng chiều dài tường xây lớn nhất và phân bổ đều tải trọng của tường xây trên sàn Đối với tường dày 100 mm, quy trình này rất quan trọng để đảm bảo tính chính xác trong tính toán.

 Đối với loại tường dày 200 mm:

Tổng tải trọng tường tác dụng lên ô sàn:

Tổng tải trọng tường tác dụng lên dầm biên 300x500

Hoạt tải

Tra theo TCVN 2737-1995 tải trọng và tác động phụ thuộc vào công năng của các phòng

Bảng 4.5 Hoạt tải sử dụng các phòng

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

Tải lên vách cầu thang và lõi thang máy

Bảng 4.6 Catalog tải trọng thang máy

Chiều rộng của tầng (mm)

• Phản lực chân vách tại phòng kỹ thuật thang máy: 1 2 54.5 43

• Tải trọng lên sàn hố Pit: 3 4 75 60 2

• Truyền tất cả tải trọng cầu thang lên dầm chiếu nghỉ và dầm chiếu tới: với tải phân bố tiêu chuẩn là q.212 / 1.1 14.74 kN/m

Tải trọng gió tĩnh

• Giá trị tiêu chuẩn của thành phần tĩnh của tải trọng gió W có độ cao z so với mốc chuẩn được xác định theo công thức: W =W ck o

Giá trị áp lực gió tiêu chuẩn (Wo) cho công trình xây dựng tại quận 2, TP.HCM thuộc vùng II-A là 0.83 kN/m² Hệ số khí động (c) được xác định là 1.4, với k là hệ số điều chỉnh theo sự thay đổi độ cao của áp lực gió theo TCVN 2737 – 1995 Địa hình loại C có z t @0; m = 0.28 dẫn đến giá trị áp lực gió tối đa là 1.844.

Bảng 4.7 Tải trọng gió tĩnh tác dụng lên tâm hình học công trình

Các thông số đặc trưng động lực học công trình

4.5.1 Khai báo tải trọng trong mô hình ETABS

• Theo TCXD 229 – 1999 khối lượng phân tích bài toán động lực học công trình được lấy như sau: TT + 0.5 HT

Hình 4.2 Khai báo tải trọng tính toán gió động

• Tính toán gió theo TCXD 229 – 1999, chỉ cần tính với các mode có f < fL = 1.3 (Hz)

Quá trình phân tích sơ bộ chọn 12 mode; nếu không đạt yêu cầu, cần tăng số mode dao động phân tích hoặc tăng tiết diện vách để giảm tần số dao động.

Bảng 4.8 Phân tích sơ bộ 12 dạng dao động

UX UY RZ Phương chính

1 2.102 0.649 0.000 0.024 x 0.476 xét đến xung và quán tính

2 2.071 0.003 0.632 0.079 y 0.483 xét đến xung và quán tính

→ Sau khi phân tích sơ bộ nhận thấy:

• Dạng dao động 1 (trường hợp dễ xuất hiện nhất) thì công trình dao động theo phương x thuần túy

• Dao động xoắn gây nguy hiểm cho công trình ít xảy ra (dạng dao động thứ 3)

• Độ cứng công trình đã chọn là tối ưu và tiến hành để tính thành phần động tải gió

• Chỉ có dạng dao động đầu tiên theo phương x, y phải xét xung vận tốc gió và lực quán tính công trình (f < f L = 1.3 Hz)

• Dạng dao động đầu tiên xoắn không cần xét đến do tâm hình học gần tâm cứng

Hình 4.3 Mode 1 (dao động thứ nhất theo phương X)

Hình 4.4 Mode 2 (dao động thứ nhất theo phương Y)

Hình 4.5 Mode 3 ( dạng dao động xoắn)

4.5.2 Tính toán thành phần động tải gió

• TCVN 299 – 1999 quy định thành phần động của gió được xác định theo các phương tương ứng với phương tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió

• Trong tiêu chuẩn chỉ kể đến thành phần gió dọc theo phương X và phương Y, bỏ qua thành phần moment xoắn

• Giá trị tiêu chuẩn thành phần động của gió tác dụng lên phần tử thứ j của dạng dao động thứ i được xác định theo công thức: W P ( ) ij =M j  i i y i j

M j là khối lượng tập trung của phần công trình thứ j

 i là hệ số động lực ứng với dạng dao động thứ i

Hệ số i được xác định bằng cách chia công trình thành nhiều phần, trong đó tải trọng gió có thể coi là không đổi trong từng phần Biên độ dao động tỉ đối y i j của phần công trình thứ j tương ứng với dạng dao động riêng thứ i.

Bảng 4.9 Thông số cùa dạng dao động thứ nhất theo phương X

Mode Chu kỳ Tần số UX UY RZ

Bảng 4.10 Thành phần gió động theo phương X ứng với dạng dao động thứ nhất

Tầng M j (t)  j W Fj (kN) y ji y ji W Fj y ji 2 M j W PjiX (kN)

Bảng 4.11 Thông số của dạng dao động thứ nhất theo phương Y

Mode Chu kỳ Tần số UX UY RZ

Bảng 4.12 Thành phần gió động theo phương Y ứng với dạng dao động thứ nhất

Tầng M j (t)  j W Fj (kN) y ji y ji W Fj y ji 2 M j W PjiY (kN)

Thượng 960.979 0.529 80.3 1.000 80.30 960.98 132.0 4.5.3 Tổ hợp tải trọng gió

• Tổ hợp nội lực, chuyển vị gây ra do thành phần tĩnh và động của tải trọng gió được xác định như sau: ( ) 2

X t là mô men uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị do thành phần tĩnh của tải trọng gió gây ra

X d là mô men uốn xoắn, lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị do thành phần động của tải trọng gió gây ra

S là số dao động tính toán

• Gán gió động vào tâm khối lượng Và khai báo tổ hợp nội lực của tải gió như sau:

Hình 4.6 Gán thành phần động của tải trọng gió (kiểu tổ hợp SRSS)

Hình 4.7 Gán tổ hợp nội lực gió theo phương X (kiểu tổ hợp Linear Add)

• Các bước gán tương tự, đối với tổ hợp nội lực gió theo phương Y

Hình 4.8 Gán thành phần động của tải trọng gió (kiểu tổ hợp SRSS)

Hình 4.9 Gán tổ hợp nội lực gió theo phương X (kiểu tổ hợp Linear Add)

Tải trọng động đất

Bảng 4.13 Tính phổ phản ứng đàn hồi phương ngang

- Địa điểm xây dựng Tỉnh, thành TP Hồ Chí Minh

- Hệ số tầm quan trọng 1 1

- Đặc điểm kết cấu Cấp dẻo DCM ( Cấp dẻo trung bình)

Loại kết cấu Hệ khung

Thông số Ký hiệu Giá trị Đơn vị Ghi chú

- Gia tốc nền quy đổi agRo 0.0856 Bảng tra phụ lục H

- Gia tốc nền agR 0.8397 m/s 2 agR=agRo.g

- Gia tốc nền thiết kế ag 0.8397 m/s 2 ag.=agR.g1

- Thông số xác định phổ S 1.35 Bảng 3.2 TCVN 9386 – 2012

- Đất nền TB 0.2 s Bảng 3.2 TCVN 9386 – 2012

- Hệ số ứng xử q 3.6 5.2.2.2 TCVN 9386 – 2012

- Hệ số xác định cận dưới  0.2 3.2.2.5 TCVN 9386 – 2012

- Hệ số điều chỉnh  1 4.3.3.2.2 TCVN 9386 – 2012

• Giá trị phổ phản ứng thiết kế Sd

Hình 4.10 Phổ phản ứng đàn hồi theo phương ngang

• Tiến hành gán khối lượng tham gia dao động vào mô hình Etabs: TT +0.3HTvới

Hình 4.11 Khai báo tải trọng tính toán động đất

Hình 4.12 Gán phổ phản ứng đàn hồi theo phương ngang

Theo Mục 4.3.3.5.1 TCVN 9386 – 2012, các hệ quả tác động từ tổ hợp các thành phần nằm ngang của động đất có thể được xác định thông qua việc sử dụng cả hai tổ hợp khác nhau.

Hình 4.13 Trường hợp tác động động đất theo phương X

Hình 4.14 Trường hợp tác động động đất theo phương Y

Tổ hợp tải trọng

Bảng 4.14 Các trường hợp tải trọng

STT Tổ hợp Thành phần

1 TT 1.1 TLBT + 1.25 HOAN THIEN + 1.1 TUONG

2 TT_TC 1 TLBT + 1 HOAN THIEN + 1 TUONG

Bảng 4.15 Tổ hợp tải trọng tính toán

Bảng 4.16 Tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn kiểm tra ổn định khung

1 COMB2_TC 1 TT_TC + 1 GX

2 COMB3_TC 1 TT_TC + 1 GXX

3 COMB4_TC 1 TT_TC + 1 GY

4 COMB5_TC 1 TT_TC + 1 GYY

5 COMB6_TC 1 TT_TC + 0.9 HT_TC + 0.9 GX

6 COMB7_TC 1 TT_TC + 0.9 HT_TC + 0.9 GXX

7 COMB8_TC 1 TT_TC + 0.9 HT_TC + 0.9 GY

8 COMB9_TC 1 TT_TC + 0.9 HT_TC + 0.9 GYY

9 COMB10_TC 1 TT_TC + 0.3 HT_TC + 1 DDX

10 COMB11_TC 1 TT_TC + 0.3 HT_TC + 1 DDY

11 KTRA GIO ENVELOPE(COMB2_TC+ …+COMB9_TC)

12 KTRA DDAT ENVELOPE(COMB10_TC+ …+COMB11_TC)

THIẾT KẾ MÔ HÌNH KHUNG

Sơ bộ kích thước tiết diện

Sinh viên phân chia ô sàn để thiết kế kết cấu sàn tầng điển hình như sau:

Hình 5.1 Mặt bằng kết cấu sàn tầng điển hình

• Sơ bộ kích thước tiết diện vách chịu lực theo công thức: min

Với: k =1.1 hệ số kể đến ảnh hưởng moment

 b =0.85 hệ số điều kiện làm việc của bê tông

 min =0.5% hàm lượng cốt thép tối thiểu cấu kiện vách

Bảng 5.1 Sơ bộ tiết diện vách chịu lực

Tầng S truyền tải q N k F tt t w x L w F chọn

(m 2 ) (kN/m 2 ) (kN) cm 2 (cm) cm 2

Tầng 15 47.30 13.158 1867.1 1.10 1095 30 x 200 6000 Tầng 14 47.30 13.158 2489.5 1.10 1461 30 x 200 6000 Tầng 13 47.30 13.158 3111.9 1.10 1826 30 x 200 6000 Tầng 12 47.30 13.158 3734.2 1.10 2191 30 x 200 6000 Tầng 11 47.30 13.158 4356.6 1.10 2556 30 x 200 6000 Tầng 10 47.30 13.158 4979.0 1.10 2921 30 x 200 6000 Tầng 9 47.30 13.158 5601.4 1.10 3286 30 x 200 6000 Tầng 8 47.30 13.158 6223.7 1.10 3651 30 x 200 6000 Tầng 7 47.30 13.158 6846.1 1.10 4016 30 x 200 6000 Tầng 6 47.30 13.158 7468.5 1.10 4382 30 x 200 6000 Tầng 5 47.30 13.158 8090.9 1.10 4747 30 x 200 6000 Tầng 4 47.30 13.158 8713.2 1.10 5112 30 x 200 6000 Tầng 3 47.30 13.158 9335.6 1.10 5477 30 x 200 6000 Tầng 2 47.30 13.158 9958.0 1.10 5842 30 x 200 6000 Tầng 1 47.30 13.158 10580.3 1.10 6207 30 x 200 6000 Tầng trệt 47.30 13.158 11202.7 1.10 6572 30 x 200 6000

• Vách lõi thang chọn theo cấu tạo:

Bề rộng dầm biên bằng với bề rộng vách b= =t w 300 mm, chiều cao dầm hP0 mm.

Kiểm tra chuyển vị ngang tuyệt đối tại đỉnh công trình

• Tổng chiều cao công trình: H d.3 m75 m

• 2.6.3 TCXD 198 – 1997 Chuyển vị giới hạn theo phương ngang tại đỉnh công trình do tác động tải trọng gió:   64.3 85.73 mm

• Chuyển vị ngang tại đỉnh công trình do tải gió gây ra từ kết quả tính toán từ mô hình:

→ Tổ hợp KTRA GIO → F6: Deformed Shape

Hình 5.2 Kết quả chuyển vị đỉnh công trình

• Chuyển vị do tải gió theo phương X: f x 567 mm

• Chuyển vị do tải gió theo phương Y: f y 5.484 mm

Kết luận: f    f →Thỏa điều kiện chuyển vị đỉnh

Hình 5.3 Biểu đồ chuyển vị tuyệt đối từng tầng

Kiểm tra chuyển vị tương đối giữa các tầng

5.3.1 Kiểm tra chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng do tải trọng gió

Kiểm tra chuyển vị giới hạn theo phương do tải trọng gió cho một tầng của nhà nhiều tầng theo bảng M.4 TCVN 5574 – 2018 1

Với Δd là hiệu của chuyển vị ngang của trần và sàn của tầng đang xét

→ Tổ hợp KTRA GIO → Xuất bảng Diaphragm Center Of Mass Displacements

Bảng 5.2 Kiểm tra chuyển vị lệch tầng tải gió theo phương X

Chuyển vị ngang mô hình (mm)

Chuyển vị ngang tương đối Δd (mm)

Trị số giới hạn h s /500 (mm)

Bảng 5.3 Kiểm tra chuyển vị lệch tầng tải gió theo phương Y

Chuyển vị ngang tương đối Δd (mm)

Trị số giới hạn h s /500 (mm)

5.3.2 Kiểm tra chuyển vị ngang tương đối do tải trọng động đất

Kiểm tra hạn chế chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng do tải động đất theo mục 4.4.3.2

• Chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng theo mục 4.3.4.1 TCVN 9386 – 2012

• qd là hệ số ứng xử chuyển vị, giả thiết bằng q=3.6

• dc là chuyển vị của cùng điểm đó của hệ kết cấu được xác định bằng phân tích tuyến tính dựa trên phổ phản ứng thiết kế d c =d i + 1 −d i

•  =0.5là hệ số chiết giảm đối với công trình cấp I

→ Tổ hợp KTRA DDAT → Xuất bảng Diaphragm Center Of Mass Displacements

Bảng 5.4 Kiểm tra chuyển vị lệch tầng tải động đất theo phương X

Chuyển vị ngang tương đối d c (mm) d r =q d d c

Trị số giới hạn 0.005h (mm)

Bảng 5.5 Kiểm tra chuyển vị lệch tầng tải động đất theo phương Y

Chuyển vị ngang tương đối d c (mm) d r =q d d c (mm)

Trị số giới hạn 0.005h (mm)

Kiểm tra gia tốc đỉnh

Theo TCXD 198 – 1997, gia tốc cực đại của chuyển động tại đỉnh công trình dưới tác động của gió không được vượt quá 150 mm/s² Trong dao động điều hòa, gia tốc đạt cực đại tại vị trí biên được tính bằng công thức a max = w A² = (2πf)² A.

• Kiểm tra gia tốc đỉnh theo phương X:

- Tần số dao động thứ nhất theo phương X: f X =0.503 Hz

- Biên độ dao động theo phương X: A X =6.879 mm

- Gia tốc đỉnh cực đại theo phương X: a max h.65 mm/s 2    a = 150 mm/s 2

• Kiểm tra gia tốc đỉnh theo phương Y:

Hình 5.4 Biên độ dao động theo phương Y

- Tần số dao động thứ nhất theo phương Y: f Y =0.560 Hz

- Biên độ dao động theo phương Y: A Y =9.579 mm

- Gia tốc đỉnh cực đại theo phương Y: a max 8.55 mm/s 2    a = 150 mm/s 2

Kết luận: Vậy gia tốc đỉnh nằm trong giới hạn cho phép

Kiểm tra hiệu ứng bậc 2

Theo mục 4.4.2.2 TCVN 9386 – 2012 không cần xét đến các hiệu ứng bậc 2 (P-Δ) nếu tại tất cả các tầng thỏa mãn điều kiện:

• Hệ số độ nhạy của chuyển vị tương đối giữa các tầng: = tot r = rif tot tot tot

Khi thiết kế chịu động đất, Ptot là tổng tải trọng thẳng đứng tại tầng đang xét cùng với các tầng phía trên, được xác định dựa trên hiệu ứng xảy ra với tác động dài hạn, theo tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn TT+0.3 HT.

• Vtot tổng lực cắt tầng do động đất gây ra → DDX, DDY→ xuất bảng Story Stiffness

• dr chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng

• drif chuyển vị lệch tầng theo kết quả phân tích đàn hồi sử dụng phổ phản ứng thiết kế

→ DDX, DDY→ xuất bảng Story Drifts

Nếu: θ ≤ 0.1: Không cần xét đến hiệu ứng P-Δ

0.1 < θ ≤ 0.2: Gần đúng nhân các hệ quả tác động với 1/(1-θ)

0.2 < θ ≤ 0.3: Phải xét đến hiệu ứng P-Δ θ > 0.3: Điều chỉnh lại hệ kết cấu, và kiểm tra lại

Bảng 5.6 Kiểm tra hiệu ứng bậc 2

P tot V tot d rif θ Kiểm tra điều kiện P-Δ TT+0.3HT DDX DDY DDX DDY h Top

Trệt 3 206206.4 5130.5 4652.4 0.0002 0.0003 0.03 0.05 OK Tầng 1 4 194231.2 5090.0 4625.7 0.0004 0.0006 0.06 0.10 θ ≤ 0.2 Tầng 2 3.3 183354.1 4969.9 4536.1 0.0005 0.0009 0.08 0.14 θ ≤ 0.2 Tầng 3 3.3 172563.6 4796.3 4402.4 0.0006 0.0010 0.09 0.16 θ ≤ 0.2 Tầng 4 3.3 161685.6 4581.8 4237.6 0.0007 0.0011 0.10 0.17 θ ≤ 0.2 Tầng 5 3.3 150807.6 4346.6 4059.1 0.0008 0.0012 0.11 0.17 θ ≤ 0.2 Tầng 6 3.3 139929.6 4103.1 3875.0 0.0009 0.0012 0.12 0.18 θ ≤ 0.2 Tầng 7 3.3 129051.6 3861.6 3688.5 0.0009 0.0013 0.12 0.17 θ ≤ 0.2 Tầng 8 3.3 118173.6 3633.4 3503.9 0.0010 0.0013 0.12 0.17 θ ≤ 0.2 Tầng 9 3.3 107295.6 3430.3 3327.2 0.0010 0.0012 0.12 0.16 θ ≤ 0.2 Tầng 10 3.3 96417.6 3256.8 3160.4 0.0010 0.0012 0.11 0.14 θ ≤ 0.2 Tầng 11 3.3 85539.6 3105.5 2996.5 0.0010 0.0012 0.11 0.13 θ ≤ 0.2 Tầng 12 3.3 74661.6 2959.8 2822.3 0.0010 0.0011 0.10 0.11 θ ≤ 0.2 Tầng 13 3.3 63874.4 2803.1 2626.6 0.0010 0.0011 0.09 0.10 OK Tầng 14 3.3 52996.4 2614.2 2400.5 0.0010 0.0010 0.08 0.08 OK Tầng 15 3.3 42118.4 2370.8 2133.9 0.0010 0.0009 0.07 0.07 OK Tầng 16 3.3 31240.4 2037.4 1803.5 0.0010 0.0009 0.06 0.06 OK

Kỹ thuật 3.3 20362.4 1570.8 1374.3 0.0009 0.0008 0.05 0.05 OK Thượng 4.5 8698.6 930.4 807.7 0.0009 0.0008 0.03 0.03 OK

Kết luận: Không phải xét đến hiệu ứng bậc 2, và phải nhân thêm 1/(1-θ) vào mô hình trong khai báo tải trọng động đất 1 1 1 1

Hình 5.5 Hệ số vượt tải tác động động đất theo phương X

Hình 5.6 Hệ số vượt tải tác động động đất theo phương Y

THIẾT KẾ SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

Kiểm tra điều kiện chọc thủng

Chọn vị trí vách có diện truyền tải ô sàn lớn nhất nguy hiểm nhất để kiểm tra chọc thủng

(vách trục 2 – B) Điều kiện chống xuyên thủng trong sàn: F  F b u , (8.1.6.2.1 TCVN 5574:2018)

• Lực tập trung giới hạn: F b u , =R A bt b 50 1.05 1207.5 kN Trong đó:

Cường độ chịu kéo bê tông:R bt =1.15 MPa50 kN/m 2

Diện tích xung quanh tháp chống xuyên thủng:

• Lực xuyên thủng: F = q S  − S cx  = 13.158  ( 47.3 1.08 − ) = 607.9 kN

Lực phân bố trên sàn: q=g s +g t + =p 8.735+2.473 1.95+ 158 kN/m 2

Diện tích bề mặt tháp chống xuyên:

• Có F F b u ,  607.9 1207.5 kN (thỏa điều kiện chống xuyên thủng sàn)

Tiến hành mô hình sàn bằng phần mềm SAFE

Bảng 6.1 Gán tải trọng tiêu chuẩn vào mô hình SAFE Ô sàn TLBT TTCT 1.1 TTCT

• Tổ hợp tải trọng tính toán để xuất nội lực sàn gồm có

Bảng 6.2 Tổ hợp tải trọng tính toán

• Tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn để kiểm tra độ võng sàn đàn hồi

Bảng 6.3 Tổ hợp tải trọng thường xuyên và tạm thời tiêu chuẩn

Bảng 6.4 Tổ hợp tải trọng tạm thời ngắn hạn tiêu chuẩn

Bảng 6.5 Tổ hợp tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn tiêu chuẩn

6.2.3 Chia nhỏ sàn Để việc phân tích kết cấu chính xác cần chia nhỏ sàn, cho đến khi kết quả nội lực sau khi chia nhỏ không biến thiên Sau khi thử chia sinh viên chọn Size Mesh là 0.5 mét

6.2.4 Chia dải Strip Để chia dải strip theo moment sàn một các chính xác, sinh viên xuất moment sàn sau đó chia bề rộng strip theo tông màu Column strip lấy L/4, Middle strip lấy L/3

Hình 6.1 Nội lực theo phương X

Hình 6.2 Chia dải theo phương X

Hình 6.3 Nội lực theo phương Y

Hình 6.4 Chia dải theo phương Y

Kiểm tra độ vỗng sàn

Hình 6.5 Moment dải strip theo phương X

Hình 6.6 Moment dải strip theo phương Y

Kết quả tính toán cốt thép sàn

• Cắt bề rộng bản b00 mmđể tính toán; 12

• Hàm lượng cốt thép: min max

Bảng 6.6 Tính toán cốt thép sàn tầng điển hình

Tên sàn Vị trí M strip L strip M max b h a = a' h 0 α m  A s TT  TT Chọn thép A s CH  CH

(kN.m) (m) (kN.m) (mm) (mm) (mm) (mm) (cm 2 ) (%) (mm) (cm 2 ) (%)

Kiểm tra độ võng sàn

Theo TCVN 5574-2018, phần 8.2.2.2.4, việc tính toán cấu kiện bê tông cốt thép dựa trên sự hình thành vết nứt Để kiểm tra giá trị moment chống nứt, sử dụng công thức: M crc = R bt ser , W pl.

Bảng 6.7 Kiểm tra điều kiện hình thành khe nứt

Các đặc trưng Giá trị Đơn vị Ghi chú

R bt.ser 1.75 MPa Cường độ kéo tính toán của bê tông B30 tính theo trạng thái giới hạn II

E s 2.00E+05 MPa Mô đun đàn hồi thép vùng chiu kéo CB400V

E' s 2.00E+05 MPa Mô đun đàn hồi thép vùng chịu nén CB400V

Mô đun đàn hồi của bê tông B30 là 3.25E+04 MPa, với bề rộng tiết diện tính toán là 1000 mm và chiều cao tiết diện tính toán là 220 mm Khoảng cách từ tâm thép vùng chịu kéo đến mép ngoài bê tông là 26 mm, tương tự như khoảng cách từ tâm thép vùng chịu nén đến mép ngoài bê tông.

A s 1131 mm 2 Diện tích thép bố trí trong vùng chịu kéo,tại vị trí đang xét, Φ12a100

 s 0.0029 Hàm lượng thép vùng chịu kéo

A' s 565 mm 2 Diện tích thép bố trí trong vùng chịu nén, tại vị trí đang xét, Φ12a200

' s 0.0058 Hàm lượng thép vùng chịu nén

M 24.02 kN.m M là momen do ngoại lực trên tiết diện đang xét (tính với tải tiêu chuẩn: TT+HT)

 R 0.533 Chiều cao tương đối vùng nén h 0 194 mm Khoảng cách từ tâm thép chịu kéo đến mép ngoài của bê tông chịu nén, h0 = h - a

Trang 63 h' 0 194 mm Khoảng cách từ tâm thép chịu kéo đến mép ngoài của bê tông chịu nén, h'0 = h - a' α 6.15E+00 - Tỷ số mô đun đàn hồi thép/ mô đun đàn hồi bê tông, α = Es/Eb x 103.4 mm Chiều cao của vùng chịu nén x = Rho

A red 2.30E+05 mm 2 Diện tích tiết diện ngang quy đổi khi coi vật liệu đàn hồi, Ared = bh + αAs +α' A's

I b0 8.87E+08 mm 4 Momen quán tính đối với trục trung hòa của tiết diện bê tông, Ib0 = bh 3 /12

I s0 2.73E+04 mm 4 Momen quán tính đối với trục trung hòa của diện tích cốt thép chịu kéo, Is0 = bh0 2/4

I' s0 5.46E+04 mm 4 Momen quán tính đối với trục trung hòa của diện tích cốt thép chịu nén, I's0 = 'bh'0 2/4

I red 8.88E+08 mm 4 Moment quán tính của tiết diện ngang quy đổi đối với trọng tâm tiết diện, Ired = Ibo + α Is0 + α' I's0

S t,red 8.15E+06 mm 3 Momen tĩnh đối của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với thớ bê tông chịu kéo nhiều hơn,

Momen kháng uốn của tiết diện được tính cho thớ chịu kéo ngoài cùng, với biến dạng không đàn hồi của bê tông vùng chịu kéo được xem xét Hệ số tính toán là  = 1.3, và công thức tính momen kháng uốn là Wpl = (Ibo + α Is0 + α' I's0)Ared/St,red.

M crc 57.13 kN.m Mô men chống nứt của tiết diện đang xét, Mcrc = Rbt,ser Wpl

Kiểm tra điều kiện không nứt: M crc ≥M → Kết cấu không xuất hiện vết nứt trong vùng chịu kéo, tính độ cong toàn phần theo:

• Độ cong toàn phần của cấu kiện chịu uốn không nứt được xác định theo mục 8.2.3.3.2 TCVN 5574 – 2018 :

  r là độ cong do tác dụng ngắn hạn của tải trọng tạm thời ngắn hạn

  r là độ cong do tác dụng dài hạn của tải trọng thường xuyên và tải trọng tạm thời dài hạn

• Công thức tổng quát mục 8.2.3.3.3 TCVN 5574 – 2018:

Ired là moment quán tính tiết diện ngang quy đổi tính trong thuyết minh Bảng 6.7 , I red =8.88 10 mm 8 4

Eb1 là mô đun biến dạng của bê tông chịu nén, được xác định dựa vào thời hạn tác dụng của tải trọng, bao gồm cả ngắn hạn và dài hạn, đồng thời xem xét sự xuất hiện hay không của các vết nứt.

Thời hạn ngắn hạn E b 1 =0.85E b =0.85 3.25 10  4 '625 MPa

 (Lấy hệ số từ biến của bê tông theo Bảng 11 TCVN5574 – 2018, b,cr = 1.6)

• Độ võng tại giữa nhịp cấu kiện xác định theo công thức mục 8.2.3.2.2 TCVN 5574 – 2018:

 n   m goi tr goi ph i tr ph giua f L i n n r r r r r

Trang 65 Độ cong do tác dụng ngắn hạn của tải trọng HTNH Độ cong do tác dụng dài hạn của tải trọng TT + HTDH

Vị trí E b1 I red M (1/r) 1 f m Vị trí E b1 I red M (1/r) 2 f m

(Mpa) (mm 4 ) (kN.m) (mm) (mm) (Mpa) (mm 4 ) (kN.m) (mm) (mm)

➔ Sàn thiết kế thỏa điều kiện độ võng cấu kiện chịu uốn theo TCVN 5574 – 2018 (Độ võng cho phép nội suy theo phụ lục M)

THIẾT KẾ DẦM TẦNG ĐIỂN HÌNH

Mặt bằng kết cấu dầm tầng 16

Hình 7.1 Biểu đồ bao moment dầm mặt bằng sàn tầng 16

Tính toán cốt thép chịu uốn

Ví dụ tính cốt thép chịu uốn dầm B45 tầng 16

Tên Vị trí Ví trí M max b h dầm mặt cắt (m) (kNm) (mm) (mm)

Hình 7.2 Biểu đồ bao nội lực dầm B45 – Tầng 16 vị trí nhịp

• Chọn 2d18 có diện tích cốt thép là Asc = 509 mm 2

• Hàm lượng cốt thép tối đa: max 17

• Kiểm tra hàm lượng cốt thép: 509

Hình 7.3 Biểu đồ bao nội lực dầm B45 – Tầng 16 vị trí gối

• Chọn 8d18 có diện tích cốt thép là Asc = 2036 mm 2

• Hàm lượng cốt thép tối đa: max 17

• Kiểm tra hàm lượng cốt thép: 2036

Bảng 7.1 Kết quả tính cốt thép chịu uốn cho dầm

Tên Vị trí Ví trí M max b h a = a' h 0  m  A s Cốt thép chọn A sc  tt  ch dầm mặt cắt (m) (kNm) (mm) (mm) (mm) (mm) (cm 2 ) Lớp dưới Lớp trên (cm 2 ) (%) (%)

Gối trỏi 0.00 -256.51 300 500 60 440 0.260 0.307 19.68 4 ỉ 18 + 4 ỉ 18 20.36 1.49 1.54 Nhịp 3.60 70.89 300 500 35 465 0.064 0.066 4.51 2 ỉ 18 5.09 0.32 0.36 Gối Phải 7.00 -64.89 300 500 35 465 0.059 0.061 4.11 4 ỉ 16 8.04 0.29 0.58

Gối trỏi 0.00 -79.80 300 500 35 465 0.072 0.075 5.09 4 ỉ 16 8.04 0.37 0.58 Nhịp 3.45 90.64 300 500 35 465 0.082 0.086 5.82 4 ỉ 16 8.04 0.42 0.58 Gối Phải 8.20 -149.97 300 500 60 440 0.152 0.166 10.62 4 ỉ 16 + 2 ỉ 16 12.06 0.80 0.91

Gối trỏi 0.00 -54.45 300 500 35 465 0.049 0.051 3.43 2 ỉ 16 4.02 0.25 0.29 Nhịp 3.30 16.56 300 500 35 465 0.015 0.015 1.03 2 ỉ 16 4.02 0.07 0.29 Gối Phải 6.60 -57.97 300 500 35 465 0.053 0.054 3.66 2 ỉ 16 4.02 0.26 0.29

Cốt thép dọc tại gối biên và các vị trí không đủ chiều dài ở mép trên và mép dưới của dầm cần được neo và nối để đảm bảo khả năng truyền lực Chiều dài của đoạn neo cơ sở cần được xác định chính xác để đáp ứng các yêu cầu kỹ thuật.

L0,an = 487 mm đối với cốt thép d16

L0,an = 548 mm đối với cốt thép d18

Chiều dài đoạn neo (nối) tính toán:

= s cal = 1 an an an s ef

 A  Đối với các thanh cốt thép d16 chịu kéo neo vào gối biên (mép trên)

Lan = 1x487x1 = 487 mm → chọn Lan = 500 mm Đối với các thanh cốt thép d18 chịu kéo neo vào gối biên (mép trên)

Lan = 1x548x1 = 548 mm → chọn Lan = 550 mm Đối với các thanh cốt thép d18 chịu nén neo vào gối biên (mép dưới)

Lan = 0.75x548x1 = 411 mm → chọn Lan = 420 mm Đối với các thanh cốt thép d18 nối trong vùng kéo

Llap = 1.2x548x1 = 657 mm → chọn Lan = 660 mm Đối với các thanh cốt thép d18 nối trong vùng nén

Llap = 0.9x548x1 = 493 mm → chọn Lan = 500 mm

Tính toán cốt thép chịu cắt

673200Q max 9465 N75900 Cần đặt cốt đai không cần tăng kích thước tiết diện

• Bước cốt đai lớn nhất:

• Bước cốt đai theo cấu tạo yêu cầu: Đoạn gần gối: s w ct , 0.5 ;300h 0  = 220;300"0 mm

Chọn cốt đai d8 asw = 50.3 mm 2 , số nhánh n = 2, bước cốt đai thỏa mãn yêu câu cấu tạo để bố trí sw = 100; 150; 200 mm trong đoạn 1/3 nhịp gần gối tựa

• Các bước tính toán khả năng chịu lực cắt QDB của dầm:

,min =0.25 =0.25 1.15 300  25 N/mmqsw 0.74 sw bt q R b (thỏa)

Bảng 7.2 Kết quả tính cốt đai chịu cắt dầm

Tên Vị trí Q max b h a h 0 Bước tốt đai Q DB Bố trí dầm (m) (kN) (mm) (mm) (mm) (mm) S max S ct S chọn (kN) cốt đai

• Bố trí cốt đai tại vị trí giữa dầm: s w ct , 0.75 ;500h 0  = 330;500→Chọn cốt đai d8a200 và kiểm tra lực cắt tối thiểu

,min =0.25 =0.25 1.15 300  25 N/mmqsw 5.63 sw bt q R b (thỏa)

THIẾT KẾ VÁCH KHUNG TRỤC 2

Phương pháp tính toán

Áp dụng phương pháp vùng biên chịu moment, đặt giả thiết:

• Vật liệu làm việc ở giai đoạn đàn hồi

• Ứng lực kéo do cốt thép chịu

• Lực dọc phân bố đều trên toàn bộ chiều dài vách

• Cốt thép vùng biên 2 đầu vách chịu toàn bộ moment

Hình 8.1 Mặt đứng thể hiện vách khung trục 2

Tính cốt thép dọc khung trục 2 (PP vùng biên chịu moment)

❖ Sinh viên tiến hành tính toán cốt thép dọc cho một vách đại diện ( Pier 1 tại chân vách)

• Kích thước tiết diện vách: 300 2000

• Các giá trị nội lực nguy hiểm tại chân vách: N 429.0 ( ) kN ; M G0.1 x ( kNm )

• Chọn sơ bộ vùng biên: B = ( 0.1 0.25  ) L = ( 0.3 0.5  ) = 0.3 m ( )

• Lực kéo, nén trong vùng biên:

• Hệ số uốn dọc trong mặt phẳng: 0 0.8 3.3

• Diện tích cốt thép vùng biên chịu nén:

• Chọn 8d16 d16a100( )có diện tích cốt thép A s = 16.1 cm ( ) 2

• Kiểm tra hàm lượng thép min max

• Lực kéo, nén trong vùng giữa:

• Diện tích thép vùng giữa:

• Chọn 28d16 d16a100 có diện tích cốt thép ( ) A s = 56.3 cm ( ) 2

Trang 79 Đối với vách khung trục 2, sinh viên tính toán cốt thép cho tất cả các tổ hợp tải trọng Sau đó lựa chọn cốt thép lớn nhất bố trí từng vị trí (vùng biên chịu kéo, vùng biên chịu nén, vùng giữa chịu nén) Kết quả chọn cốt thép dọc cho các vách khung trục 2 như sau:

Bảng 8.1 Tính cốt thép vách P1

Tầng Vách Tổ hợp L B' P M3 P nen P keo P giua Cốt thép vùng nén tính toán As

(m) (m) (kN) (kN.m) (kN) (kN) (kN) (cm 2 ) Kiểm tra (cm 2 ) ()

T16-Thượng P2 Biên COMB11 2 0.3 -1644.8 -237.8 386.6 0.0 1151.3 -26.1 Cấu tạo 4 d 16 8.0 0.9

T16-Thượng P2 Giữa COMB1 2 1.4 -1644.8 -237.8 386.6 0.0 1151.3 -140.5 Cấu tạo 28 d 16 56.3 1.3

(m) (m) (kN) (kN.m) (kN) (kN) (kN) (cm 2 ) Kiểm tra (cm 2 ) () Trệt-T3 P2 Biên COMB8 2 0.3 -11012.9 432.7 1906.5 0.0 7709.0 17.3 Chọn 8 d 18 20.4 2.3 Trệt-T3 P2 Giữa COMB8 2 1.4 -11330.2 220.7 1829.3 0.0 7931.1 53.2 Chọn 28 d 16 56.3 1.3

T8-T11 P2 Biên COMB8 2 0.3 -6246.9 -96.0 993.5 0.0 4372.8 -8.8 Cấu tạo 4 d 16 8.0 0.9 T8-T11 P2 Giữa COMB8 2 1.4 -6246.9 -96.0 993.5 0.0 4372.8 -48.5 Cấu tạo 28 d 16 56.3 1.3 T12-T15 P2 Biên COMB5 2 0.3 -3216.6 290.7 653.5 0.0 2251.6 -18.5 Cấu tạo 4 d 16 8.0 0.9 T12-T15 P2 Giữa COMB8 2 1.4 -3878.5 -115.1 649.5 0.0 2715.0 -95.8 Cấu tạo 28 d 16 56.3 1.3 T16-Thượng P2 Biên COMB11 2 0.3 -1397.3 239.3 350.3 0.0 978.1 -27.1 Cấu tạo 4 d 16 8.0 0.9 T16-Thượng P2 Giữa COMB1 2 1.4 -1606.3 73.1 283.9 0.0 1124.4 -141.3 Cấu tạo 28 d 16 56.3 1.3

T16-Thượng P3 Biên COMB11 2 0.3 -1468.2 -263.3 375.1 0.0 1027.7 -26.4 Cấu tạo 4 d 16 8.0 0.9

T16-Thượng P3 Giữa COMB1 2 1.4 -1593.9 -99.2 297.4 0.0 1115.8 -141.5 Cấu tạo 28 d 16 56.3 1.3

T16-Thượng P4 Biên COMB9 2 0.3 -1554.2 226.6 366.4 0.0 1088.0 -26.7 Cấu tạo 4 d 16 8.0 0.9

T16-Thượng P4 Giữa COMB9 2 1.4 -1618.6 145.3 328.3 0.0 1133.0 -141.0 Cấu tạo 28 d 16 56.3 1.3

Kiểm tra khả năng chịu lực cấu kiện chịu nén (PP biểu đồ tương tác)

Sau khi bố trí thép dọc, sinh viên kiểm tra khả năng chịu lực nén và moment uốn của vách bằng phương pháp biểu đồ tương tác, dựa trên các giả thiết đã đề ra.

• Tiết diện vách phẳng thì vẫn phẳng sau khi chịu lực

• Quan hệ ứng suất biến dạng của cốt thép được đơn giản hóa trong tính toán

• Biểu đồ ứng suất bê tông vùng nén và bê tông vùng nén quy đổi

• Biến dạng cực hạn quy ước của bê tông vùng nén

8.3.2 Tính tọa độ của các trạng thái chịu lực cực hạn vách

Hình 8.2 Biểu đồ ứng suất và biến dạng trong vách Pier 1

Xem như vách chịu nén lệch tâm Cho chiều cao vùng nén: x= →0 L w

Giữ biến dạng bê tông ở trạng thái giới hạn  b =0.0035, thay đổi biến dạng của cốt thép

• Ứng suất cốt thép vùng kéo:

• Lực nén giới hạn:   N = b R bx b +R A sc  s − s i , A s

• Xét cân bằng moment qua trọng tâm cốt thép chịu nén:

Bảng 8.5 Kết quả tính trạng thái chịu lực cực hạn [M],[N] Pier 1

Hình 8.3 Biểu đồ tương tác vách Pier 1 Bảng 8.6 Kết quả tính trạng thái chịu lực cực hạn [M],[N] Pier 2

Hình 8.4 Biểu đồ tương tác vách Pier 2

Tính cốt thép đai cho vách

0.5R bh bt 0 =0.5 1.15 300 960 165600 N   0.3R bh b 0 =0.3 17 300 960 1468800 N   165600Q max $1083 N 1468800  Đặt cốt đai, không cần tăng kích thước tiết diện

• Bước cốt đai lớn nhất:

• Bước cốt đai theo cấu tạo yêu cầu:

• Bước cốt đai tính toán: cốt đai d10 asw = 78.54 mm 2 , số nhánh n = 2

= bt sw sw sw = w tt

Chọn bước cốt đai: s w ch ,  s w ,max ;s w ct , ;s w tt ,  tại vùng biên d10a100, vùng giữa d10a200

THIẾT KẾ VÁCH LÕI THANG MÁY

Thiết kế cốt thép vách lõi (phần tử PIER)

Phương pháp tính toán lõi sử dụng phân bố ứng suất đàn hồi, chia lõi thành nhiều phần tử nhỏ chịu kéo hoặc nén với ứng suất phân bố đều trên mặt cắt ngang Tính toán cốt thép cho từng phần tử và sau đó kết hợp lại để bố trí cho toàn bộ lõi.

• Vật liệu làm việc ở giai đoạn đàn hồi

• Ứng lực kéo do cốt thép chịu

• Ứng lực nén do cả bê tông và cốt thép chịu

Để giảm khối lượng bài toán có số lượng lớn với nhiều phần tử vách lõi thang và tổ hợp tải, sinh viên nên lựa chọn những tổ hợp tải trọng nguy hiểm.

Bảng 9.1 Tổ hợp tải trọng nguy hiểm có trong vách lõi

Dựa vào dữ liệu về các trường hợp tải trọng, sinh viên có thể phân tích ứng suất của hệ lõi thông qua các thông số như Nmax, M3min, M3max, M2min, M2max, e2max và e3max Biểu đồ màu miền phân bố ứng suất giúp xác định các vùng ứng suất khác nhau, từ đó tính toán cốt thép lõi một cách chính xác Việc này là cần thiết để đảm bảo tính bền vững và an toàn cho cấu trúc trong các điều kiện tải trọng khác nhau.

Hình 9.1 Phân bố vùng ứng suất trong phần tử vách

Sinh viên sử dụng phần mềm AutoCAD để xác định các đặc trưng hình học của vách lõi thông qua lệnh MASSPROP, sau đó tiến hành xác định tâm hình học và tọa độ của các phần tử trong vách lõi.

Bảng 9.2 Đặc trưng hình học phần tử vách lõi thang Đặc trưng I x (mm 4 ) I y (mm 4 ) X center Y center A (mm 2 ) hình học 9.081E+12 3.7093E+13 0 0 5970000

Phần tử b(mm) h(mm) x i (mm) y i (mm) A (mm 2 )

Trang 89 Đặc trưng I x (mm 4 ) I y (mm 4 ) X center Y center A (mm 2 ) hình học 9.081E+12 3.7093E+13 0 0 5970000

Phần tử b(mm) h(mm) x i (mm) y i (mm) A (mm 2 )

9.1.2 Tính cốt thép vách lõi (PP phân bố ứng suất đàn hồi)

❖ Sinh viên tính cốt thép phần tử 1 với tổ hợp Nmax (COMB9): x 2 y 3

Tọa độ phần tử 1:x 1 = −3350 mm; y !72 mm; A $0000 mm i 1 2 Đặc trưng hình học vách: I x =9.08E+12 mm ; I 4 y =3.71E+13 mm ; AY70000 mm 4 2

• Ứng suất (kéo hoặc nén) trung bình của phần tử 1:

• Lực (kéo hoặc nén) phần tử 1:

• Nếu phần tử chịu kéo đúng tâm:

• Nếu phần tử chịu nén đúng tâm:

• Hệ số uốn dọc trong mặt phẳng: 0 0.8 3.3

• Vậy cốt thép tính theo trường hợp chịu nén đúng tâm:

Bê tông đủ khả năng chịu lực, bố trí cốt thép theo cấu tạo

• Chọn 17d16 d16a100( )có diện tích cốt thép A sc 418 mm 2

Trang 91 Đối với vách lõi thang, sinh viên tính toán cốt thép cho các tổ hợp tải trọng nguy hiểm nhất Sau đó lựa chọn cốt thép lớn nhất bố trí từng phần tử vách lõi đã chia nhỏ Kết quả chọn cốt thép dọc cho vách lõi thang được thể hiện như sau:

Bảng 9.3 Kết quả tính vách lõi thang

Phần COMB X i Y i A i P M2 M3 N i CK A S(tt)  (tt) Thép chọn A S(sc)  (sc)

Tử (mm) (mm) (mm 2 ) (kN) (kN.m) (kN.m) (kN) Chịu (cm 2 ) (%) n  (mm) cm 2 (%)

Kiểm tra khả năng chịu lực cấu kiện chịu nén (PP biểu đồ tương tác)

Sau khi hoàn thiện phương án bố trí thép dọc, sinh viên tiến hành kiểm tra khả năng chịu lực nén và moment uốn của vách thông qua phương pháp biểu đồ tương tác, dựa trên các giả thiết đã được đưa ra.

• Tiết diện vách phẳng thì vẫn phẳng sau khi chịu lực

• Quan hệ ứng suất biến dạng của cốt thép được đơn giản hóa trong tính toán

• Biểu đồ ứng suất bê tông vùng nén và bê tông vùng nén quy đổi

• Biến dạng cực hạn quy ước của bê tông vùng nén

9.2.2 Sử dụng phần mềm PROKON kiểm tra khả năng lực của vách lõi

Vách lõi thang có các vách nối với nhau, gây khó khăn trong việc phân chia vùng ứng suất và phân bố vùng thép, từ đó ảnh hưởng đến khả năng chịu lực của kết cấu.

Sinh viên nên tham khảo phần mềm biểu đồ tương tác PROKON, được áp dụng theo tiêu chuẩn ACI318 – 2011 Việc khai báo và quy đổi vật liệu bê tông cốt thép cần được thực hiện một cách gần đúng để đảm bảo tính chính xác trong thiết kế.

Thông số đầu vào Công thức quy đổi tiêu chuẩn TCVN5574 – 2018 ACI 318 – 2011

Cường độ chịu nén của bê tông: R b =0.85f c '   f c ' = R b / 0.85 0.9 (  ) 17 ( MPa ) 22.2222 ( MPa )

Cường độ chịu kéo của thép: R s = f y   f y = R s / 0.9 ( ) 350 ( MPa ) 388.8888 ( MPa )

• Khai báo vật liệu, tổ hợp tải trọng kiểm tra, và bố trí thép… vào phần mềm PROKON

• Phần mềm tính ra tổ hợp tải trọng nguy hiểm nhất

Sinh viên đã xác định rằng tổ hợp COMB10 d16a150 (μ = 1.42%) mang lại hàm lượng thép lớn nhất khi áp dụng phương pháp phân bố ứng suất Kết quả này tương đối gần với phân tích của phần mềm PROKON sử dụng phương pháp biểu đồ tương tác.

Phương án chia vùng ứng suất cho sinh viên là hợp lý, khi khả năng chịu lực của vật liệu được thể hiện qua đường cong moment và lực dọc, bao trọn gần với tổ hợp tải trọng nguy hiểm Hệ số an toàn trong khoảng 2 cho thấy thiết kế chưa được tối ưu.

Hình 9.2 Biểu đồ tương My và Nz của vách lõi thang

Hình 9.3 Biểu đồ tương Mx và Nz của vách lõi thang Hình 9.4 Biểu đồ tương tác 3D – tổ hợp nguy hiểm nhất

Thiết kế dầm nối vách (phần tử SPANDRAL)

Theo mục 21.9.7.1 ACI318 – 2011 dầm nối giữa 2 vách được xem là dầm cao:

9.3.1 Tính cốt thép chịu uốn dầm cao

• Mục 10.5 ACI318 – 2011 cốt thép chịu uốn dầm cao được xác định theo công thức:

Hệ số giảm độ bền cho vách có giá trị  = 0.9, với cường độ cốt thép tính toán fy Khoảng cách z được xác định là khoảng cách từ trọng tâm vùng nén đến tâm cốt thép chịu kéo Tham khảo thêm tài liệu liên quan để hiểu rõ hơn.

1.5.1 Reinforced Concrete Deep Beams - Prof F.K.Kong được tính như sau:

→ =z  +  • Diện tích cốt thép với M 3 7.77 kNm

9.3.2 Tính cốt thép đai chịu cắt

Dầm nối là trường hợp đặc biệt, vì không có tải trọng tác dụng trực tiếp lên dầm mà dầm chỉ chịu cắt tại hai đầu

Chiều dài hình chiếu C chỉ trong phạm vi từ h0 đến 2h0, và hình chiếu tương quan với chiều dài nhịp dầm

• Kiểm tra khả năng chịu cắt cấu kiện dầm nối: với V 2 09.42 kN; h 0  l 2h 0

9.3.3 Tính cốt thép giằng chéo chịu cắt

• Cấu tạo khoảng cách cốt thép ngang đo được theo phương vuông góc với dầm nối

• Nhóm thanh giằng chéo có kích thước ngang  b / 2 ( = 10 cm )

• Thanh giằng hợp với nhịp dầm nối tạo thành một góc 

• Diện tích thanh giằng chéo được tính theo công thức 21-9 ACI318 – 2011

Kết quả tính cốt thép dầm cao được thể hiện trong các bảng như sau:

Bảng 9.4 Kết quả tính cốt thép chịu uốn dầm cao

Tên COMB Ví trí M u b h l l/h z A s Chọn A sc dầm cửa (kNm) (mm) (mm) (mm) (mm) (cm 2 ) thép (cm 2 )

S1 COMBAO T.THUONG 101.29 200 1800 1150 0.6 690.0 4.66 16 ỉ 10 12.57 S2 COMBAO T.THUONG 131.35 200 1800 1323 0.7 793.5 5.25 16 ỉ 10 12.57 S3 COMBAO T.THUONG 122.26 200 1800 1150 0.6 690.0 5.63 16 ỉ 10 12.57 S1 COMBAO T.1-T.KT 170.09 200 1100 1150 1.0 670.0 8.06 12 ỉ 10 9.42 S2 COMBAO T.1-T.KT 160.26 200 1100 1323 1.2 704.5 7.22 12 ỉ 10 9.42 S3 COMBAO T.1-T.KT 177.23 200 1100 1150 1.0 670.0 8.40 12 ỉ 10 9.42 S1 COMBAO T.TRET 80.04 200 800 1150 1.4 550.0 4.62 8 ỉ 10 6.28 S2 COMBAO T.TRET 77.73 200 800 1323 1.7 584.5 4.22 8 8 10 6.28 S3 COMBAO T.TRET 77.58 200 800 1150 1.4 550.0 4.48 8 ỉ 10 6.28

Bảng 9.5 Kết quả tính cốt thép đai chịu cắt dầm nối

Tên Vị trí Q max b h l a h 0 Bước tốt đai Q DB Bố trí dầm (m) (kN) (mm) (mm) (mm) (mm) (mm) S max S ct S chọn (kN) cốt đai

Bảng 9.6 Kết quả tính cốt xiên chịu cắt dầm nối

Vị trí Q max b h l 0 chọn s sin A vd Chọn A sc

(m) (kN) (mm) (mm) (mm) (mm) (mm) (mm 2 ) thép (mm 2 )

T.THUONG 182.77 200 1800 1000 350 0.82 373 4 ỉ 18 1018 T.THUONG 202.07 200 1800 1150 350 0.78 433 4 ỉ 18 1018 T.THUONG 223.69 200 1800 1000 350 0.82 457 4 ỉ 18 1018 T.1-T.KT 309.42 200 1100 1000 350 0.60 867 4 ỉ 18 1018 T.1-T.KT 288.50 200 1100 1150 250 0.59 816 4 ỉ 18 1018 T.1-T.KT 322.66 200 1100 1000 350 0.60 904 4 ỉ 18 1018

THIẾT KẾ KẾT CẤU NỀN VÀ MÓNG CÔNG TRÌNH

Địa chất công trình

Sinh viên thiết kế phương án nền móng công trình dựa vào hồ sơ địa chất tham khảo địa điểm lân cận của công trình thực tế

Bảng 10.1 Tổng hợp thống kê địa chất công trình

Tên lớp Chiều dày lớp (m) Chỉ tiêu thống kê

 ' I L c φ Hệ số rỗng ứng với từng cấp áp lực

Bùn sét, màu xám đen, trạng thái chảy

Tên lớp Chiều dày lớp (m)

Sét màu xám xanh - nâu vàng, trạng thái dẻo cứng

Tên lớp Chiều dày lớp (m)

Cát pha, màu xám trắng - xám vàng, trạng thái cứng

Tải trọng công trình

Bảng 10.2 Tổ hợp tải trọng tính toán móng M1

Bảng 10.3 Tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn móng M1

Xác định chiều sâu đặt đài móng và kích thước cọc

• Dựa vào điều kiện địa chất, sinh viên chọn chiều sâu chôn cọc nằm trong vùng đất có chỉ số SPT >10, lớp đất 3: cát pha trạng thái cứng

• Đoạn ngàm vào đài là 100 mm, đập bỏ đầu cọc để neo thép là 500 mm, vậy độ dài đoạn ngàm là 600 mm

• Thép làm cọc chọn 24d20 có A s u40 mm 2

• Chiều dài làm việc của cọc L c = −L 0.1 30− d @ 0.1 0.6− − 9.3 m

• Cọc thiết kế là cọc khoan nhồi đường kính cọc d c =1.0 m

Tính toán sức chịu tải cọc

10.4.1 Sức chịu tải cọc theo vật liệu

Sức chịu tải của cọc theo vật liệu: TCVN 10304 – 2014

Ký hiệu Giá trị Đơn vị Giải thích

Ab = d coc 2 / 4−A st mm 2 Diện tích mặt cắt ngang thân cọc dcọc = 1.0 m

Rb = 17 MPa Cường độ chịu nén của bê tông

cb = 0.85 Hệ số điều kiện làm việc

Hệ số điều kiện thi công (trong các nền, việc khoan và đổ bê tông vào lồng hố khoan dưới dung dịch khoan lấy 0.7) mục 7.19 TCVN 10304 – 2014

Ast = 7540 mm 2 Diện tích của toàn bộ thép dọc trong cọc 24d20

Rsc = 350 MPa Cường độ chịu nén của thép

Tính hệ số uốn dọc:

 = min(1.028 0.0000288−  2 −0.0016 ;1) ktb = 12201.37 kN/m 4 Hệ số tỷ lệ tra bảng A.1 TCVN 10304 bp = 2 m Chiều rộng quy ước cọc, d >0.8 thì bp = d + 1

I = 0.049 m 4 Moment quán tính của tiết diện ngang cọc

E = 32500000 kPa Module đàn hồi vật liệu làm cọc a = 0.348 1/m Hệ số biến dạng l1 = 5.75 m Chiều dài cọc ngàm cứng trong đất, tính theo 7.1.8 l0 = 4.0 m Chiều dài tính toán của cọc  = 0.7

 = 4.0 mm Độ mảnh của cọc

10.4.2 Sức chịu tải cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

• TCVN 10304 – 2014 sức chịu tải trọng nén:

 c : hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất

 cq : hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc

 cf : hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc (tra bảng 5 TCVN 10304 – 2014)

4500 kPa p q : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc (tra bảng 7 theo TCVN 10304

: diện tích tiết diện ngang thân cọc

• Vậy sức kháng mũi cọc: Q p = cq q A p p = 1 4500 0.785 534.3 kN

= u d :chu vi tiết diện ngang thân cọc fi : Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc (tra bảng 3 TCVN 10304

– 2014) li: Chiều dài đoạn cọc lớp đất thứ i

• Sức kháng thành trên 1 mét dài được trình bày theo bảng như sau:

Bảng 10.4 Kết quả tính sức kháng thành cọc

STT Lớp đất Độ sâu tb l i I L  cf f si  cf f si l i

• Sức chịu tải cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền:

10.4.3 Sức chịu tải cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền

• Công thức xác định sức chịu tải cực hạn của cọc theo phụ lục G TCVN 10304 – 2014:

• Cường độ sức kháng mũi:

=6.74 c : Lực dính của đất dưới mũi cọc Ứng suất hữu hiệu theo phương đứng tại mũi cọc do đất gây ra tại cao trình mũi cọc

Nc, Nq: hệ số sức chịu tải phụ thuộc góc ma sát trong của đất, hình dạng mũi cọc và phương pháp thi công  ".94 o →N q 88;N c 41

• Cường độ sức kháng thành: li là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

, =6.25 , u i c i c N : là lực dính không thoát nước, với Nc,i là chỉ số SPT trong lớp đất dính thứ i

 là hệ số không thức nguyên (tra biểu đồ hình G.1 TCVN 10304 – 2014 )

Bảng 10.5 Tổng cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc

• Sức chịu tải cực hạn của cọc:

10.4.4 Sức chịu tải theo kết quả xuyên tiêu chuẩn SPT

• Công thức xác định sức chịu tải cực hạn của cọc theo công thức Viện kiến trúc Nhật

, 3 = +  + u0 0.79 3.14 2470.63 +  50.75 kN c u p p si si ci ci

Trong đó: u - chu vi tiết diện cọc 3.14 (m)

Ap - diện tích mũi cọc 0.79 (m 2 )

Loại đất mũi cọc Đất dính

NSPT - số SPT trung bình lớp đất mũi cọc 20

Lực dính không thoát nước của lớp đất mũi cọc được xác định là 125.00 kN/m² Chiều dài đoạn cọc nằm trong đất cát được ký hiệu là ls (m), trong khi chiều dài đoạn cọc nằm trong đất sét được ký hiệu là lc (m) Cường độ sức kháng của đất trên thân cọc trong lớp đất rời được ký hiệu là fs,i (kN/m²), còn cường độ sức kháng của đất trên thân cọc trong lớp đất dính được ký hiệu là fc,i (kN/m²).

Bảng 10.6 Tổng cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc

Ký hiệu l c,i N c,i c u ' ' v c u ' v  P f L f c,i l c,i lớp đất (m) (kPa) (kN/m 3 ) (kPa) (kN/m)

10.4.5 Sức chịu tải thiết kế của cọc

• Sức chịu tải cọc tiêu chuẩn: R c k , =min( R c u , 1;R c u , 2;R c u , 3 )

• Sức chịu tải cọc cho phép: c a , = 0 c k , n k

• Sức chịu tải cọc thiết kế: N c d , R c a ,

Bảng 10.7 Tổng hợp sức chịu tải cọc

Xác định độ cứng cọc

• G1 là module trượt của các lớp đất thuộc phạm vi chiều sâu hạ cọc

• Có E0 module tổng biến dạng

• li chiều dày mỗi lớp đất i

Bảng 10.8 Module trượt lớp đất thuộc phạm vi hạ cọc G 1

• G2 là module trượt của lớp đất trong phạm vi 0.5l bên dưới mũi cọc

Bảng 10.9 Module trượt của lớp đất trong phạm vi 0.5l bên dưới mũi cọc G 2

(m) (kN/m 2 ) (kN/m 2 ) (kN/m) (kN/m 2 ) Lớp 3 19.65 8850 3540 69561 3540

• Độ cứng tương đối cọc đơn:

• Thông số xác định việc tăng độ lún do thân cọc chịu nén:

• Mục 7.4.2b TCVN10304-2014 cho phép lấy k n =2

• Hệ số tương ứng cọc cứng tuyệt đối: 1

• Hệ số tương ứng cọc cứng tuyệt đối TH nền đồng nhất: '=0.17 ln =0.74

10.5.2 Độ cứng cọc Độ cứng cọc đơn được tính như sau:

Hình 10.1 Khai báo gối lò xo

10.5.3 Mô hình móng bằng phần mềm SAFE

• Xuất các trường hợp tải trọng từ mô hình sàn tầng hầm trong phần mềm ETABS

• Trong mô hình SAFE cần khai báo thuộc tính gối lò xo

• Mô hình: đài móng, cọc,…

Kiểm tra phản lực đầu cọc

Phản lực đầu cọc lớn nhất: P max C31.9 kNN c d , D00 kN

Hình 10.2 Phản lực đầu cọc COMBENVE (Max)

Phản lực đầu cọc nhỏ nhất: P min 82.7 kN0 kN

Hình 10.3 Phản lực đầu cọc COMBENVE (Min)

Kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang

Theo Phụ lục A.2 TCVN 10304 – 2014 quy định khi tính cọc chịu tác dụng đồng thời lực dọc, lực ngang, và moment uốn như sau:

• Cho phép dùng phần mềm máy tính mô tả dầm trên nền đàn hồi

• Đất bao quanh cọc được xem như là môi trường đàn hồi biến dạng tuyến tính đặc trưng bằng hệ số nền Cz tăng dần theo chiều sâu z

Sinh viên nên chọn số lượng cọc trong các đài nhiều hơn 2 hàng để đảm bảo phân bố moment uốn thành các cặp ngẫu lực Trong trường hợp này, cọc sẽ chịu nén thuần túy, và cần kiểm tra các thành phần tải trọng ngang Qx và Qy Độ cứng lò xo của đất nền được giả định là tương đương, do đó, chỉ cần lựa chọn tổ hợp lực ngang chân vách chia cho số lượng cọc trong đài lớn nhất để thực hiện kiểm tra.

Bảng 10.10 Tổ hợp gây lực ngang lớn nhất đầu cọc

• Lực ngang quy về đầu cọc: coc y coc

= = • Hệ số nền tính toán của đất trên thân cọc: z c

• k - hệ số tỷ lệ phụ thuộc loại đất bao quanh cọc Bảng A.1 TCVN 10304 – 2014

• z - độ sâu tiết diện cọc trong đất (độ sâu mô hình gối lò xo đất)

• c - hệ số điều kiện làm việc cọc đơn lấy bằng 3

• Độ cứng lò xo đất: K s,i =C l b z,i i  = p C l 2 z,i i 

Bảng 10.11 Tính toán lò xo đất xung quanh cọc

1 Bùn sét, trạng thái chảy 1.4 2.0 1.00 4000 1333.3 16755.2

10.7.2 Kiểm tra đất nền xung quanh cọc bị phá hủy

Tại độ sâu z = 11.4 m so với đáy đài, lớp đất 2 phản lực lò xo đạt giá trị lớn nhất là 19.75 kN ở độ sâu -14.4 m Ứng suất tại lớp phân tố có giá trị tối đa là max max 2 z xq i p.

Cọc đơn và lò xo đất Biểu đồ lực cắt Biểu đồ moment uốn Phản lực lò xo

• Ứng suất hữu hiệu phương đứng tại độ sâu -14.4 (m):

• Các hệ số tra mục A.7 TCVN 10304 – 2014: n=2.5; 2 c t c t

 =  = (hệ số đối với cọc khoan nhồi)

 =    +  Vậy  = z 1.57  =[ z ] 41.04 kN/m 2 →đất nền xung quang cọc không bị phá hủy

10.7.3 Kiểm tra khả năng chịu cắt cọc

Khả năng chịu cắt của cọc đơn:

=   =     Với Qcoc 36 Q H7.73 kN → cọc thỏa điều kiện chịu cắt

10.7.4 Kiểm tra độ bền tiết diện tròn

• Tính toán độ bền tiết diện tròn của cột theo Phụ lục F TCVN 5574 – 2018

3 3 cir cir b s s,tot s sin sin

• Lực dọc lấy bằng cọc đơn trong đài lớn nhất N636.1 kN

• Diện tích tương đối vùng chịu nén bê tông cir b cir cir b s s,tot sin 2

• Hệ số kể đến sự làm việc của cốt thép chịu kéo

 = −   = −   • Bán kính đường tròn đi qua trọng tâm các thanh cốt thép dọc r s A0 mm

Vậy M=170.76  M '1.88 kN.m → tiết diện cọc thiết kế không bị phá hủy.

Kiểm tra khả năng chịu tải R tc dưới đáy móng khối quy ước

10.8.1 Kiểm tra ổn định móng M1

II qu II II II II tc

R m m AB B Dc h k    1639.53 (kN/m 2 ) m1 - là hệ số điều kiện làm việc nền (Mục 4.6.10 TCVN 9386 – 2012) 1.2 m2 - là hệ số điều kiện làm việc nhà 1.1 ktc là hệ số độ tin cậy 1.1

II - là dung trọng lớp đất nằm dưới đáy móng khối quy ước 10.42 (kN/m 2 )

'II - là ứng suất hữu hiệu do trọng lượng bản thân khối đất phía trên 361.12 (kN/m 2 ) đáy khối móng quy ước:

Cọc qua lớp 2 8.10 9.57 Cọc qua lớp 3 20.8 10.42

’ II = 361.12 cII - là lực dính của lớp đất nằm dưới đáy móng khối quy ước 4.92 (kN/m 2 )

A, B, D hệ số tra bảng phụ thuộc vào : 22.53 (deg)

C 6.142 h0 - Chiều sâu mặt đất tn đến nền tầng hầm: h0 = Df – h1 – h2 0.92 (m)

Lc - chiều dài cọc tính từ đáy đài 39.30 (m)

tc - góc ma sát trung bình trong đoạn Lc:

Cọc qua lớp 1 10.4 2.87 Cọc qua lớp 2 8.10 12.70 Cọc qua lớp 3 20.8 22.53

Bqu - chiều dài móng quy ước theo phương x

Lqu - chiều dài móng quy ước theo phương y

Wx - moment chống uốn của móng khối quy ước W x =B L qu 2 qu / 6 135.00 (m 3 )

Wy - moment chống uốn của móng khối quy ước W y =L B qu qu 2 / 6 137.92 (m 3 )

Hqu - chiều cao móng khối quy ước Hqu = Df + Lc 42.30 (m)

Aqu - diện tích móng khối quy ước Aqu = BquLqu 87.52 (m 2 )

Wđ1 - khối lượng đất trên đáy đài W d 1 =( A qu −A dai ) h dai  dai 460.44 (kN)

Wđ2 - khối lượng đất dưới đáy đài W d 2 =( A qu −nA coc ) ( ' II −h dai  dai ) 29477.83 (kN)

Wc+đ - khối lượng cọc và đài W coc dai + =( V coc +V dai ) bt 3289.96 (kN)

Wqu - khối lượng của móng khối quy ước Wqu = Wđ1 + Wđ2 + Wc+đ 33228.24 (kN) Tải trọng tiêu chuẩn quy về đáy móng khối quy ước:

• Ứng suất trung bình dưới đáy móng khối quy ước:

= + tc qu tb qu qu

• Ứng suất trung bình dưới đáy móng khối quy ước: max

= + + + tc tc tc qu x y qu qu x y

N W M M p B L W W 494.44 1.2R tc = 1967.4 (kN/m 2 ) Ứng suất trung bình dưới đáy móng khối quy ước: min

= + − − tc tc tc qu x y qu qu x y

→ Thỏa điều kiện ổn định đất nền

R m m AB B Dc h k    1637.94 (kN/m 2 ) m1 - là hệ số điều kiện làm việc nền (Mục 4.6.10 TCVN 9386 – 2012) 1.2 m2 - là hệ số điều kiện làm việc nhà 1.1 ktc là hệ số độ tin cậy 1.1

'II - là ứng suất hữu hiệu do trọng lượng bản thân khối đất phía trên 361.12 (kN/m 2 ) đáy khối móng quy ước:

Bqu - chiều dài móng quy ước theo phương x

Lqu - chiều dài móng quy ước theo phương y

Wđ1 - khối lượng đất trên đáy đài W d 1 =( A qu −A dai ) h dai  dai 549.63 (kN)

= + tc qu tb qu qu

R m m AB B Dc h k    1709.62 (kN/m 2 ) m1 - là hệ số điều kiện làm việc nền (Mục 4.6.10 TCVN 9386 – 2012) 1.2 m2 - là hệ số điều kiện làm việc nhà 1.1 ktc là hệ số độ tin cậy 1.1

'II - là ứng suất hữu hiệu do trọng lượng bản thân khối đất phía trên 361.12 (kN/m 2 )

Trang 123 đáy khối móng quy ước:

Bqu - chiều dài móng quy ước theo phương x 18.37 (m)

Lqu - chiều dài móng quy ước theo phương y 27.37 (m)

Wđ1 - khối lượng đất trên đáy đài W d 1 = ( A qu − A dai ) h dai  dai 2704.55 (kN)

= + tc qu tb qu qu

Kiểm tra độ lún dưới móng khối quy ước

Chia đất dưới đáy móng thành các lớp mỏng với ứng suất phân bố đều trong mỗi lớp Độ lún của nền được tính bằng tổng độ lún của tất cả các lớp này.

Vị trí ngừng tính lún có  bt 5 gl khi E  5MPa hoặc  bt 10 gl khi E  5Mpa

• Áp lực gây lún tại tâm đáy móng khối quy ước

= tc − 0 bt gl tb p p  168.24 (kN/m 2 ) tc p tb - ứng suất trung bình dưới đáy móng khối quy ước 606.38 (kN/m 2 )

 - ứng suất hữu hiệu theo phương đứng do trọng lượng 438.14 (kN/m 2 )

Trang 125 bản thân của đất và bê tông gây ra tại đáy móng khối quy ước

• Chia lớp phân tố h i 0.4B qu =7.3 m 3 (m)

• Kết quả thí nghiệm nén cố kết Áp lực p (kN/m 2 ) 50 100 200 400

Hình 10.4 Biểu đồ quan hệ e – p Hình 10.5 Biểu đồ ứng suất bt – gl

• Tổng độ lún của từng lớp phân tố theo công thức sau:

 i - ứng suất gây lún tại đáy lớp phân tố:  i gl =K 0  i gl bt

 i - ứng suất bản thân tại đáy lớp phân tố:  i bt = i bt − 1 + i i h p 1,i - ứng suất bản thân tại tâm lớp phân tố: 1 1

= i bt i bt p i   p 2,i - tổng ứng suất tại tâm lớp phân tố: 2 1 1

K 0 - hệ số ứng suất trên trục qua tâm diện truyền tải hcn do tải trọng thẳng đứng phân bố đều, phụ thuộc vào (z/Bqu;Lqu/Bqu) y = -0.024ln(x) + 0.6601

Vùng nén lún (m) ƯS gây lún ƯS bản thân

Bảng 10.12 Tính lún móng cọc

Phân  Điểm z z/B qu L qu /B qu K 0  zi gl  zi bt  zi gl / zi bt p 1i p 2i h i e 1 e 2 S i tố kN/m3 (m) (kN/m 2 ) (kN/m 2 ) (kN/m 2 ) (kN/m 2 ) (m) (cm)

Dừng tính lún khi  bt > 5 gl

Tiêu đề	Chung Cư Cao Cấp An Phú
Tác giả	Lê Hoàng Dao
Người hướng dẫn	TS. Nguyễn Thế Trường Phong
Trường học	Trường Đại Học Sư Phạm Kỹ Thuật Thành Phố Hồ Chí Minh
Chuyên ngành	Công Nghệ Kỹ Thuật Công Trình Xây Dựng
Thể loại	Đồ án tốt nghiệp
Năm xuất bản	2023
Thành phố	Tp. Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	168
Dung lượng	14,15 MB