Căn hộ 251 hoàng văn thụ

LỰA CHỌN GIẢI PHÁP KẾT CẤU

Lựa chọn giải pháp kết cấu

1.1 Giải pháp kết cấu phần thân

- Tải trọng ngang là yếu tố quan trọng quyết định giải pháp kết cấu

- Hạn chế chuyển vị ngang 1 cách tối đa

- Chú ý cao về yêu cầu chống động đất

Giải pháp kết cấu theo phương đứng

- Hệ kết cấu chịu lực thẳng đứng có vai trò quan trọng đối với kết cấu nhà nhiều tầng vì:

Dầm và sàn kết hợp với nhau để hình thành hệ khung cứng, hỗ trợ các phần không chịu lực của công trình, đồng thời tạo ra không gian bên trong phù hợp với nhu cầu sử dụng.

+ Tiếp nhận tải trọng từ sàn – dầm để truyền xuống móng, xuống nền đất

+ Tiếp nhận tải trọng ngang tác dụng lên công trình (phân phối giữa các cột, vách và truyền xuống móng)

Kết cấu chịu lực theo phương thẳng đứng đóng vai trò quan trọng trong việc duy trì sự ổn định tổng thể của công trình, giúp hạn chế dao động, giảm thiểu gia tốc đỉnh và kiểm soát chuyển vị đỉnh.

Mỗi loại kết cấu đều mang lại những ưu điểm và nhược điểm riêng, phù hợp với quy mô và yêu cầu thiết kế của từng công trình Vì vậy, việc lựa chọn giải pháp kết cấu cần được xem xét cẩn thận để đảm bảo tính hiệu quả về kinh tế và kỹ thuật cho từng dự án cụ thể.

+ Quy mô công trình (21 tầng nổi + 2 hầm)

+ Địa điểm xây dựng tại Quận Tân Bình (tra cứu QCXDVN 02:2008/BXD và TCVN

198:1997) nơi chịu động đất cấp 7 theo thang MSK-64 và áp lực gió Wo 0.83kN/m 2

+ Kích thước mặt bằng thỏa:

 Giới hạn kích thước mặt bằng nhà: L/B = 38.5/20 =1.925 ≤ 6

 Giới hạn tỉ số chiều cao trên bề rộng : H/B= 69.7/20.0= 3.485 ≤ 5

 Sử dụng hệ chịu lực khung -vách hỗn hợp làm hệ kết cấu chịu lực theo phương đứng cho công trình

Hệ kết cấu khung – vách và khung – lõi là lựa chọn ưu việt trong thiết kế nhà cao tầng nhờ vào khả năng chịu tải ngang hiệu quả Mặc dù hệ kết cấu này yêu cầu sử dụng nhiều vật liệu hơn và có quy trình thi công phức tạp, nhưng nó vẫn được xem là giải pháp tối ưu nhất cho các công trình.

TÍNH TOÁN SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

Chọn sơ bộ tiết diện

2.1 Sơ bộ kích thước sàn

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

Chiều dày bản sàn xác định sơ vộ theo công thức: h =D s L 1 m Với m40 50 đối với sàn bản kê bốn cạnh

L 1 nhịp tính toán theo phương cạnh ngắn

Xét ô bản sàn có kích thước lớn nhất: 9m×10.8m, tỉ lệ 2

L 9 nên sàn làm việc theo hai phương, chọn m = 50, suy ra h = b 1 ×90000mm

 Chọn chiều dày sàn: h b 250mm

Vì để đơn giản trong quá trình tính toán  Công trình sử dụng phương án sàn dầm

2.3 Sơ bộ tiết diện dầm khung

Kích thước tiết diện dầm được xác định sơ bộ dựa trên nhịp dầm, nhằm đảm bảo thông thủy cần thiết trong chiều cao tầng và khả năng chịu lực đủ.

Bảng 1.1: Tiết diện dầm sơ bộ

STT Tên dầm Nhịp L h=(1/12)l h=(1/16)l h chọn b0.5h Chọn tiết diện

STT Tên dầm Nhịp L h=(1/12)l h=(1/16)l h chọn b0.5h Chọn tiết diện

2.4 Sơ bộ tiết diện vách

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

Chọn chiều dày vách t w 30cm cho vách của công trình.

Tính toán tải trọng tác dụng lên sàn

Tĩnh tải tác dụng lên sàn gồm trọng lượng bản thân sàn, các lớp hoàn thiện và tường xây

Các tải trọng này phân bố đều trến sàn trừ trọng lượng bản thân tường xây trên dầm

 Tải trọng sàn thường ( căn hộ, hành lang)

Bảng 2.1: Tải trọng sàn thường

STT Các lớp cấu tạo

Tải trọng tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải trọng tính toán (kN/m 2 )

1 Bản thân kết cấu sàn 250 25 6 1.1 6.6

Tổng tĩnh tải (không tính bản thân sàn) 1.08 1.28

 Tải trọng tác dụng vào sàn nhà vệ sinh

Bảng 2.2 Tải tác dụng vào sàn nhà vệ sinh

STT Các lớp cấu tạo

Tải trọng tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải trọng tính toán (kN/m 2 )

1 Bản thân kết cấu sàn 250 25 6 1.1 6.6

3 Vữa trát nền+tạo dốc 50 20 1 1.2 1.2

Tổng tĩnh tải(không tính bản thân sàn) 1.71 2.034

Công thức quy đổi tải tường: g =n tt t   t H t   t (kN m/ 2 ) Trong đó:

 t : trọng lượng riêng của tường xây, kN/m 3

Bảng 2.3: Tĩnh tải của tường

Trọng lượng của tường ngăn có thể được chuyển đổi thành tải trọng phân bố đều trên sàn, mặc dù phương pháp tính này chỉ mang tính chất gần đúng Công thức tính tải trọng này được thể hiện như sau: t t t t s n×g ×h ×l g = S tc tt.

- n : Hệ số vượt tải n =1.1 theo TCVN 2737:1995 ( TC thiết kế- tải trọng và tác động)

- g tc t : trọng lượng đơn vị tiêu chuẩn của tường

Với : Tường 100 gạch đặc g tc t  18  kN m / 3 

Tường 200 gạch rỗng g tc t  15  kN m / 3 

Từ bản vẽ kiến trúc, tiến hành đo tổng chiều dài các loại tường xây trên sàn dựa vào các công thức: ( Gọi L100 , L200 là chiều dài tường 100 và 200)

Tải trọng tường 100: g tc 100=b× h -h ×γ=0.1× 3.2-0.2 ×18=5.4 kN/m  t s     

Tải trọng tường 200: g tc 200=b× h -h ×γ=0.2× 3.2-0.2 ×15=9 kN/m  t s     

 Công thức tải phân bố đều: tc 100 100 200 200

Bảng 2.4 Tĩnh tải do tường tác dụng lên các ô sàn:

Hình 3.1 Mặt bằng dầm sàn tầng điển hình

 Hoạt tải sử dụng được xác định tùy theo công năng sử dụng của từng ô sàn, lấy theo TCVN 2737-1995 Kết quả được thể hiện ở bảng sau:

Hệ số độ tin cậy của tải trọng lấy theo điều 4.3.3

Bảng 2.5 Giá trị hoạt tải sử dụng

STT Chức năng sử dụng sàn

(kN/m 2 ) Hệ số vượt tải n

Hoạt tải tính toán (kN/m2)

11 Mái bằng có sử dụng 0.5 1 1.5 1.3 1.95

3.3 Phân tích mô hình safe

3.3.1 Khai báo chương trình 3.3.2 Mô hình trong safe

Hình 3.3 Mô hình trong safe 3.3.3 Gán tải trọng

Hình 3.4: Tĩnh tải- Tiêu chuẩn

Hình 3.5: Hoạt tải- tiêu chuẩn 3.3.4 Chia dãy strip ( Bề rộng mỗi bên strip được lấy bằng 1 m )  

Hình 3.7 Strip theo phương Y 3.3.5 Nội lực sàn theo dãy strip:

Hình 3.8 Momen dãy strip theo phương X

Hình 3.9 Momen dãy strip theo phương Y 3.3.6 Kết quả nội lực

3.4 Kiểm tra độ võng đàn hồi của sàn a Lý thuyết tính toán:

- Sự xuất hiện của vết nứt trong bê tông khi chịu lực dẫn tới độ giảm cứng tiết diện và làm tăng độ võng

- Sự làm việc dài hạn của kết cấu BTCT cần xét tới các yếu tố từ biến và co ngót

Theo TCVN 5574-2018, độ võng toàn phần f được tính như sau:

+ f1 : Độ võng do tác dụng ngắn hạn của toàn bộ tải trọng

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

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

- Mô hình sử dụng các đặc trưng hình học, vật liệu và tải trọng

- Kể đến tác dụng của vết nứt: Cracking Analysis Options: Quick Tension Rebar pecificaion theo hai phương Phương pháp tính độ cứng sau khi nứt Modulus ò Rupture:

- Kể đến tác dụng dài hạn: dùng hai đặc trưng là Creep Coefficient (CR) cho từ biến và

Shrinkage Strain (SH) co ngót

Trong Đồ án tính toán theo Eurocode 2, có thể áp dụng nhiều tiêu chuẩn khác nhau, với các điều kiện cụ thể như thời gian dài hạn, nhiệt độ và độ ẩm môi trường phù hợp với điều kiện tại Việt Nam.

- Hệ số từ biến bê tông (CR=1.7) và hệ số co ngót (SH=0.0003)

- Các tổ hợp load Cases như dưới đây với SH cho ngắn hạn và LT cho dài hạn:

+ SH1: 1DL – Nonlinear ( Cracked)- Zero Initial Conditions

+ SH2: 1(SDL+WALL) Nonlinear ( Cracked)- Continue from state at End of

+ SH3-1: 1(LL1+LL2)- Nonlinear ( Cracked) – Continue from state at End of

+ SH3-2: 0.3(LL1+LL2)- Nonlinear ( Cracked) – Continue from state at End of

+ LT1: 1DL – Nonlinear ( Long Term Cracked)-Zero initial Conditions

+ LT2: 1(SDL+WALL)- Nonlinear ( Long term Cracked) – Continue from state at End of Nonlinear Case LT1

+ LT3: 0.3(LL1+LL2)- Nonlinear ( Long term Cracked) – Continue from state at End of Nonlinear Case LT2

Như vậy các tổ hợp sẽ là: f =SH3-1;f =SH3-2;f =LT3 1 2 3

Dựa vào kết quả từ mô hình SAFE

Giá trị chuyển vị lớn nhất : f san  0.0353   m  3.53   cm Độ võng giới hạn cho sàn phẳng khi 6m L 24m( Theo TCVN 5574-2018 bảng M.1) Độ võng của bản sàn là 1/250 nhịp

Giá trị độ võng của sàn thỏa mãn giới hạn cho phép

Hình 3.12 Đồ thị màu của độ võng sàn

3.5 Kiểm tra chiều rộng vết nứt

 a crc ,3 là bề rộng vết nứt do tải trọng thường xuyên ( tĩnh tải tiêu chuẩn) và tải trọng tạm thời dài hạn ( Hoạt tải tiêu chuẩn) tác dụng

Hình 3.13 Vết nứt do tải trọng thường xuyên

Ta có a crc ,30.256  mm 0.3  mm Thỏa mãn điều kiện giới hạn vết nứt

 a crc ,2 là bề rộng vết nứt do tác dụng ngắn hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời

Hình 3.14 Vết nứt do tải trọng ngắn hạn

Ta có a crc ,20.227  mm 0.3  mm Thỏa điều kiện giới hạn vết nứt

3.6 Tính toán thép cho sàn:

Chọn lớp bê tông bảo vệ: a bv  20   mm

Thép CB400-V ( Theo TCVN 1651-2:2008) có các đặc trưng kỹ thuật sau:

Bảng 3.4 Thép sàn theo phương X Ô bản Dãy Vị trí

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ

Gối -36.93 1 -36.93 225 0.0606 0.0626 509.5 12 200 565 0.28 Φ12a200 Nhịp 21.96 1 21.96 225 0.0360 0.0367 299.0 10 200 393 0.19 Φ10a200 Gối -26.04 1 -26.04 225 0.0427 0.0437 355.8 10 200 393 0.19 Φ10a200 MSA1 Gối -23.75 1 -23.75 225 0.0390 0.0398 323.8 12 200 565 0.28 Φ12a200

Trang 27 Ô bản Dãy Vị trí

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ Gối -33.70 1 -33.70 225 0.0553 0.0569 463.6 10 160 491 0.24 Φ10a160 CSA10

Trang 28 Ô bản Dãy Vị trí

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ Gối -60.41 1 -60.41 225 0.0991 0.105 851.9 12 100 1131 0.55 Φ12a100 MSA8

Trang 29 Ô bản Dãy Vị trí

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ Gối -29.03 1 -29.03 225 0.0476 0.049 397.7 12 200 565 0.28 Φ12a200 MSA7

Bảng 3.5 Thép sàn theo phương Y Ô bản Dãy Vị trí Momen trên dãy kN.m

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ

Trang 31 Ô bản Dãy Vị trí Momen trên dãy kN.m

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ

Trang 32 Ô bản Dãy Vị trí Momen trên dãy kN.m

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ

Trang 33 Ô bản Dãy Vị trí Momen trên dãy kN.m

Tính toán cốt thép sàn Bố trí cốt thép sàn αm ξ As d chọn a As chọn μ

TÍNH TOÁN CẦU THANG TẦNG ĐIỂN HÌNH

Cấu tạo cầu thang

Hình 4.1 Mặt bằng cầu thang

Sơ bộ kích thước

- Cầu thang tầng điển hình của công trình là cầu thang hai vế dạng bản Mỗi vế gồm 11 bậc thang với kích thước : h b  150   mm l ; b  300   mm

- Góc nghiêng cầu thang: 150 0 ' tan 0.5 26 56.

- Chiều dày bản thang được chọn sơ bộ theo công thức:

( Với L o là nhịp tính toán của bản thang)

Vậy chọn chiều dày bản thang là: h b  150   mm

Kích thước dầm chiếu tới và dầm chiếu nghỉ được chọn sơ bộ theo công thức:

Chọn kích thước dầm thang b h   200 400    mm

Tải trọng

6.1 Tải trọng tác dụng lên bản nghiêng của thang

 Tĩnh tải: Gồm trọng lượng bản thân các lớp cấu tạo

Tĩnh tải được xác định theo công thức:

Trong đó: : i khối lượng của lớp thứ i

 tdi :chiều dày tương đương của lớp thứ i theo phương bản nghiêng i : n Hệ số tin cậy lớp thứ I ( theo công thức bảng 1, TCVN 2737-1995)

Chiều dày tương đương của lớp thứ i theo phương bản nghiêng được tính theo công thức: cos

Trong đó: h b :chiều cao bậc thang cos  :góc nghiêng của thang Chiều dày tương đương lớp đá granit, vữa xi măng

Trong đó: l b :chiều dày bậc thang b : h chiều cao bậc cầu thang

 i :chiều dày của lớp thứ i

 :góc nghiêng của cầu thang

 Hoạt tải: giá trị hoạt tải pp n c p

Trong đó: p c : hoạt tải tiêu chuẩn được lấy từ mục 4.3.1, bảng 3, TCVN 2737-1995 p : n hệ số tin cậy được lấy từ mục 4.3.3, TCVN 2737-1995

Bản thang có độ nghiêng:

Bảng 4.1 Tải trọng tác dụng lên bảng nghiêng

Tải trọng Vật liệu Chiều dày (mm)

Chiều dày tương đương (mm)

Tĩnh tải Đá hoa cương 20 26.82 24 1.1 0.71

Tải trọng tác dụng lên 1m bề rộng bản thang

6.2 Tải trọng tác dụng lên bản chiếu nghỉ:

Bảng 4.2 Bảng tải trọng tác dụng lên bản chiếu nghỉ

Tải trọng Vật liệu Chiều dày

Tĩnh tải Đá hoa cương 20 24 1.1 0.53

Tải trọng phân bố trên 1m bề rộng bản chiếu nghỉ q   g   p  1 m  9.07  kN m / 

Tính toán bản thang

Để tính toán, cắt một dãy có bề rộng b = 1 m Do cả hai vế của cầu thang đều giống nhau, sinh viên chỉ cần tính cho một vế và sau đó áp dụng kết quả tương tự cho vế còn lại.

Hình 4.2 Cắt dải có bề rộng 1m

150   d s h h Vậy liên kết giữa bản thang và dầm chiếu nghỉ là liên kết khớp

- Chọn sơ đồ gối cố định + gối di động để thiết kế kết cấu cầu thang

- Sơ đồ tính vế 1 và vế 2

Hình 4.3 Sơ đồ tính vế 1

Hình 4.4 Sơ đồ tính vế 2

- Ta tiến hành tính toán cho vế 1

Hình 4.5 Sơ đồ tính, biểu đồ lực cắt, moment của cầu thang vế 1

Thay số ta được Y B  23.25   kN

Thay số ta được Y A  25.79   kN

Moment max của vế 1:M max 32.30 kN m 

7.2 Mô hình nội lực trong phần mềm ETABS

Hình 4.6 Mô hình nội lực vế 1

Hình 4.7 Phản lực trong vế 1

Hình 4.8 Lực cắt trong vế 1

Kết quả tính toán bằng phương pháp tính tay và phần mềm Etabs phiên bản 9.7.4 cho thấy sự chính xác tương đối cao, chứng tỏ rằng cả hai phương pháp đều đáng tin cậy.

Chọn lớp bê tông bảo vệ a o  25   mm Với b1000  mm h; 0150 25 125    mm.

Thép CB400-V ( Theo TCVN 1651-2:2008) có các đặc trưng kỹ thuật sau:

Bảng 4.3 Đặc trưng kỹ thuật của thép

Hàm lượng cốt thép: cốt thép tính toán ra được phải thỏa mãn điều kiện sau:

         Áp dụng công thức sau để tính toán cốt thép :

Bảng 4.4 Bảng tính cốt thép bản thang

Bảng 4.5 Bảng tính cốt thép chiếu nghỉ

7.4 Kiểm tra khả năng chịu cắt của bê tông:

Vậy Q max 23.56  kN   Q 543.75   kN Bê tông đủ khả năng chịu cắt nên không cần tính cốt đai ( Ta chỉ đặt theo cấu tạo)

7.5 Tính toán dầm thang ( dầm chiếu tới)

Tải trọng tác dụng bao gồm:

- Trọng lượng bản thân dầm:

- Tải trọng do phản lực bản thang truyền vào:

Hình 4.10 Sơ đồ tính, biểu đồ lực cắt và moment

 Cốt thép dọc Chọn lớp bê tông bảo vệ a o  50   mm Với b  200   mm , h o  400 50 350     mm

Thép CB400-V ( Theo TCVN 1651-2:2008) có các đặc trưng kỹ thuật sau:

Bảng 4.6 Đặc trưng kỹ thuật của thép

Hàm lượng cốt thép: cốt thép tính toán ra được phải thỏa mãn điều kiện sau:

         Áp dụng công thức sau để tính toán cốt thép :

Bảng 4.7 Bảng tính cốt thép dầm thang

 kN.m  (mm) h o (mm) b  m   mm A s 2   thanh Số Chọn A s μ%

Ta có Q max 16.006  kN   Q 304.5  kN Bê tông đủ khả năng chịu cắt nên không cần tính toán cốt đai Đặt cốt đai cấu tạo: 8 200 a

TÍNH TOÁN KẾT CẤU KHUNG

Tĩnh tải, hoạt tải

Ta có thể tham khảo ở mục 3.1 và 3.2 Chương II: Tính toán sàn tầng điển hình.

Tải trọng gió

- Nguyên tắc tính toán thành phần tải trọng gió ( theo mục 2 TCVN 2737-1995)

Tải trọng gió bao gồm hai thành phần chính: thành phần tĩnh và thành phần động Giá trị và phương pháp tính toán cho thành phần tĩnh của tải trọng gió được quy định theo tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 về tải trọng và tải trọng.

- Thành phần động của tải trọng gió được xác định theo các phương tương ứng với phương tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió

Thành phần động tải trọng gió tác động lên công trình bao gồm lực từ xung vận tốc gió và lực quán tính của công trình Giá trị của lực này được xác định bằng cách nhân thành phần tĩnh của tải trọng gió với các hệ số phản ánh ảnh hưởng của xung vận tốc gió và lực quán tính.

Theo mục 1.2 TCXD 229:1999, đối với các công trình có chiều cao trên 40m, cần tính đến thành phần động của tải trọng gió Quy định này được áp dụng cho đồ án tốt nghiệp tại căn hộ 251 Hoàng Văn.

Thụ có chiều cao 69.7   m  40   m Phải kể đến cả thành phần tĩnh và thành phần động của tải trọng gió

Để tính toán gió động, cần xem xét khối lượng công trình tham gia dao động và mối liên hệ với độ lớn của gió động, được thể hiện qua công thức COM 2 = 1× TT + 0.5× HT Trong đó, hệ số 0.5 là hệ số chiết giảm khối lượng theo quy định tại mục 3.2.4, Bảng 1, TCVN 229-1999.

9.1 Tính toán thành phần tĩnh

- Tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió o j j

Hệ số độ tin cậy của tải trọng gió được xác định là  = 1.2 Giá trị áp lực gió (W) phụ thuộc vào vùng gió tại điểm xây dựng công trình và có thể tra cứu trong bảng 4 của Tiêu chuẩn Việt Nam TCVN 2737-1995, nơi cung cấp thông tin về áp lực gió theo bản đồ phân vùng áp lực gió trên lãnh thổ Việt Nam.

+ B và j h lần lượt là bề rộng đón gió và chiều cao của tầng thứ j j + c :hệ số khí động

Hệ số k được sử dụng để tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao, được quy định trong bảng 5 của TCVN 2737:1995 Hệ số này phụ thuộc vào dạng địa hình cũng như cao độ của vị trí tính toán.

Bảng 5.1- Giá trị áp lực gió theo bản đồ phân vùng áp lực gió trên lãnh thổ Việt Nam

Vùng áp lực gió trên bản đồ I II III IV V

Theo đề bài, Căn Hộ 251 Hoàng Văn Thụ nằm ở quận Tân Bình Thành Phố

Hồ Chí Minh là khu vực nội thành nên thuộc vùng IIA ( vùng ảnh hưởng của bão được đánh giá yếu) :

Bảng 5.2 Bảng tính thành phần gió tĩnh

Cao độ Chiều dài Lx

Hệ số áp lực gió k

9.2 Tính toán thành phần động

Thành phần động của gió được xác định dựa theo tiêu chuẩn TCXD 229-1999

Thành phần động của tải trọng gió được xác định theo các phương tương ứng với phương tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió Tiêu chuẩn hiện hành chỉ xem xét thành phần gió theo phương X và phương Y, đồng thời bỏ qua moment xoắn.

9.2.1 Thiết lập tính toán động lực

Theo TCVN 229-1999 thì sơ đồ tính toán động lực là hệ thanh console có hữu hạn điểm tập trung khối lượng xác định theo phụ lục A của TCXD 299-1999

Hình 5.1 : Sơ đồ tính toán động lực tải trọng gió lên công trình

Theo TCXD 229:1999, việc tính toán thành phần động của tải trọng gió chỉ cần dựa vào dạng dao động đầu tiên với tần số dao động riêng cơ bản thứ s, sao cho thỏa mãn bất đẳng thức: s L s+1 f < f < f Trong đó, giá trị f L được tra cứu trong bảng 2 của TCXD 229:1999.

+ Đối với kết cấu sử dụng bê tông cốt thép lấy = 0.3tra bảng thu được

L   f =1.3 Hz Cột và vách được ngàm với móng

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

 Xác định tần số dao động riêng của công trình

 Sử dụng phần mềm Etabs khảo sát với 5 mode dao động của công trình

Bảng 5.3 Phần trăm khối lượng tham gia dao động

(Hz) Ux Uy Uz Sum

Căn cứ vào bảng 5.3 ta có:

Theo TCXD 229-1999, gió được phân tích theo 5 mode tải trọng Quan sát dao động trong Etabs cho thấy mode 1 và mode 4 thể hiện dao động thuần túy theo phương X, trong khi mode 2 và mode 5 thể hiện dao động thuần túy theo phương Y Do đó, chỉ cần xác định thành phần động của gió ở mode 1 và mode 4 theo phương X, và mode 2 cùng mode 5 theo phương Y.

Tính toán thành phần động của tải trọng gió ( mục 4.5-TCXD 229:1999)

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:

+ M : khối lượng tập trung của phần công trình thứ j j

+  i :hệ số động lực ứng với dạng dao động thứ i

+  i : hệ số được xác định bằng cách chia công trình thành nhiều phần, trong phạm vi mỗi phần tải trọng gió có thể xem như không đổi

+ y ji : biên độ dao động tỉ đối của phần công trình thứ j ứng với dạng dao động riêng thứ i

Hệ số động lực  i cho dạng dao động thứ i được xác định từ đồ thị trong TCXD 229:1999, phụ thuộc vào thông số  i và độ giảm loga của dao động .

Do công trình bằng BTCT nên có  0.3

Thông số  i xác định theo công thức : i o i

+ : hệ số tin cậy của tải trọng gió lấy bằng 1.2

+ W o  kN/ m 2 : giá trị áp lực gió, đã xác định ở trên W = 0.83 kN/ m o  2 

+ f : tần số dao động riêng thứ i i

Hình 5.2 Đồ thị xác định hệ số động lực 

Hệ số  i được xác định bằng công thức : n ji Fj j=1 n 2 ji j j=1 y W y M

Trong công thức này, W Fj đại diện cho giá trị tiêu chuẩn của thành phần động do tải trọng gió tác động lên phần thứ j của công trình Giá trị này được xác định dựa trên các dạng dao động khác nhau, chỉ xem xét ảnh hưởng của xung vận tốc gió.

 j : hệ số áp lực động của tải trọng gió ở độ cao z j ứng với phần tử thứ j của công trình, tra bảng 3 TCXD 299-1999

S : diện tích mặt đón gió ứng với phần tử thứ j của công trình: j j j-1 j h + h

Chiều cao tầng của tầng thứ j và j-1, cùng với bề rộng đón gió, được ký hiệu lần lượt là 2 j, j-1, và h Hệ số tương quan không gian áp lực động của tải trọng gió, ký hiệu là v, không có thứ nguyên và phản ánh các dạng dao động khác nhau của công trình Theo công thức (4.1) trong TCVN 229-1999, giá trị của v được lấy bằng v1 Nếu bề mặt đón gió có hình dạng chữ nhật và được định hướng song song với các trục cơ bản, các giá trị của v1 sẽ được xác định theo bảng 4, trong đó các tham số liên quan là ρ và v.

được lấy theo bảng 5 trong tiêu chuẩn , giá trị của vứng với dạng dao động thứ 2 và thứ

Các thông số D và H được xác định như hình sau ( mặt màu đen là mặt đón gió):

Hệ tọa độ được sử dụng để xác định hệ số không gian v y, phản ánh sự dịch chuyển ngang tỉ đối của trọng tâm tầng thứ j trong mối liên hệ với dạng dao động tự nhiên thứ i, và không có thứ nguyên.

M : Khối lượng tập trung của phần công trình thứ j j

Sau khi xác định đầy đủ các thông số M, j, ξ, ψi và yji, chúng ta có thể tính toán các giá trị tiêu chuẩn của thành phần động của gió tác động lên phần tử j tương ứng với dạng dao động thứ i.

Giá trị tính toán thành phần động của tải trọng gió được xác định theo công thức:

W P ji tt W P ji   Trong đó:  1.2là hệ số độ tin cậy

Tải trọng động đất

10.1 Phương pháp tĩnh lực ngang tương đương Đây là phương pháp tính toán tác động của động đất đơn giản nhất vì yếu tố ứng xử động học của công trình không được kể đến một cách đầy đủ trong tính toán

Phương pháp phân tích tĩnh lực ngang tương đương không phù hợp với các công trình có hình dạng không đều hoặc có sự phân bố khối lượng và độ cứng không đồng đều, cả trong mặt bằng lẫn chiều cao, theo quy định tại TCVN 9386.

Phương pháp này có thể áp dụng nếu nhà và công trình đáp ứng được cả 2 điều kiện sau:

 Có chu kì dao động T1 theo 2 hướng chính nhỏ hơn các giá trị sau: 1 c

 Thỏa mãn nhứng tiêu chí đều đặn theo chiều cao theo mục 4.2.3.3 TCVN 9386:2012

Bước 1: Thông tin công trình

Căn hộ 251- Hoàng Văn Thụ thuộc quận Tân Bình, TP Hồ Chí Minh

Thông số Kí hiệu Giá trị Đơn vị

Gia tốc nền quy đổi a 0.0702

Gia tốc nền thiết kế theo phương ngang a g 0.8608275 m s 2

Bảng 5.12 Thông số xác định phổ phương ngang

Loại đất nền Hệ số nền

Hệ số tầm quan trọng cấp 1 Đặc điểm kết cấu: Cấp độ dẻo DCM ( trung bình)

Loại kết cấu: hệ khung Hế số phản ánh dạng phá hoại K =1 w

Hệ số ứng xử theo phương ngang: q = 3.9

Hệ số xác định cận dưới:  0.2

Bước 2: Xác định phương pháp tính

Công trình căn hộ 251 Hoàng Văn Thụ thỏa các tiêu chí đều đặn theo mặt bằng và mặt đứng, đồng thời chu kì dao động : T 12.345 4.T = 4×0.8 = 3.2 s c  

Áp dụng “phương pháp tĩnh lực ngang tương đương”

Bước 3: Xác định phổ thiết kế

Bước 4: Xác định mode thiết kế

Phương pháp tĩnh lực ngang chỉ thiết kế cho mode dạng 1 ( theo hai phương )

Phương pháp phổ phản ứng tính tất cả các mode sao cho tổng khối lượng tham gia dao động lớn hơn 5%

Khối lượng hữu hiệu của dạng dao động xác định theo công thức :

Biểu thị dưới dạng phần trăm tổng khối lượng công trình như sau:

Trong đó, m đại diện cho khối lượng của từng phần công trình tại điểm thứ j, và y là chuyển vị ngang tỉ đối của trọng tâm phần công trình thứ j tương ứng với dạng dao động thứ I (được lấy từ kết quả phân tích dao động bằng phần mềm Etabs).

 Xét 24 modes dao động đầu tiên từ phần mềm Etabs, bỏ qua các modes xoắn để tính toán ta được các bảng sau:

Bảng 5.13 Phần trăm khối lượng các mode tham gia dao động theo phương X

Mode Period Ux Uy SumUx SumUy %X Nhận xét

Bảng 5.14 Phần trăm khối lượng các mode tham gia dao động theo phương Y

Mode Period Ux Uy SumUx SumUy %Y Nhận xét

Sau khi loại bỏ các mode tham gia dao động dưới 5% theo phương dao động và các mode xoắn , ta được các mode còn lại như sau:

Bước 5: Tính lực cắt đáy

S T là tung độ của phổ thiết kế tại chu kì T i

là hệ số hiệu chỉnh, lấy như sau:  0.85nếuT < 2 s Trường hợp còn lại

Trang 58 m: là tổng khối lượng của công trình ở trên móng hoặc trên đỉnh của phần cứng phía dưới

Ta có tổng khối lượng công trình là 23117.83 (Tấn)

Bảng 5.15 Tính lực cắt đáy theo phương X

Mode Chu kì S Td   1  %X m  Tan    kN F bx

Bảng 5.16 Tính lực cắt đáy theo phương Y

Mode Chu kì S Td   1  %Y m  Tan    F kN b y

Bước 6: Phân phối lực cắt đáy i i i b j j

F : là lực ngang tác dụng tại tầng thứ i i i j m , m : Khối lượng các tầng

F : là lực cắt đáy do động đất theo từng mode b i j

S ,S : lần lượt là chuyển vị của các khối lượng m , m trong dạng dao động cơ bản i j

Bảng 5.17 Bảng phân phối lực cắt đáy theo phương X

Bảng 5.18 Bảng phân phối lực cắt đáy theo phương Y

Bước 7: Tổ hợp mode dao động theo phương X và phương Y

Bảng 5.19 Bảng tổ hợp phân phối lực cắt đáy các mode dao động theo mỗi phương

21 292.69 -405.41 231.44 550.99 467.63 -414.85 241.94 670.31 Với kết quả thu được ở bảng trên, ta có đồ thị phân bố lực cắt theo các mode dao động theo phương X và Y lần lượt là:

Bảng 5.20 Bảng tổ hợp hướng

Tầng DX DY XCM YCM

Lực cắt đáy (kN) Đồ thị phân bố lực cắt theo các mode dao động theo phương X

Lực cắt đáy(kN) Đồ thị phân bố lực cắt theo các mode dao động theo phương Y

Tầng DX DY XCM YCM

Phân loại tải trọng

 Theo TCVN 2737-1995, tải trọng được phân loại như sau:

+ Tải trọng thường xuyên: gồm có trọng lượng bản thân kết cấu, trọng lượng các lớp cấu tạp sàn, tường ngăn cố định ( TT)

Tải trọng tạm thời được chia thành hai loại chính: tải trọng tạm thời dài hạn và tải trọng tạm thời ngắn hạn, nhưng có thể gộp lại thành một loại chung Tải trọng tạm thời bao gồm hoạt tải phân bố đều trên sàn (HT) và tải trọng gió (GX, GY).

+ Tải trọng đặc biệt: gồm có tải trọng động đất ( DX,DY)

Bảng 5.21 Bảng phân loại tải trọng Tên tải trọng Giải thích Tên tải trọng Giải thích

TT Tĩnh tải HT Hoạt tải

GX Gió tĩnh X + Gió động X GY Gió tĩnh Y + Gió động Y

DX Động đất phương X DY Động đất phương Y

Tổ hợp tải trọng

Bảng 5.22 Bảng tổ hợp các trường hợp tải trọng

STT Tên tổ hợp Cấu trúc tổ hợp

STT Tên tổ hợp Cấu trúc tổ hợp

Kiểm tra các điều kiện sử dụng công trình

13.1 Kiểm tra chuyển vị đỉnh của công trình

Chuyển vị đỉnh của công trình chịu ảnh hưởng từ tải trọng gió và động đất Để kiểm tra các điều kiện của công trình, cần sử dụng tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn.

Bảng 5.23 Tổ hợp kiểm tra chuyển vị đỉnh

STT Tên tổ hợp Cấu trúc tổ hợp

Bảng 5.24 Chuyển vị đỉnh công trình

UX UY UZ RX RY RZ

(mm) (mm) (mm) rad rad rad

Ta có chuyển vị ngang lớn nhất tại đỉnh nhà là: 30.7 (mm)

Theo phụ lục M, bảng M.4 trong TCVN 5574-2018, nhà nhiều tầng với liên kết giữa tường, tường ngăn và khung theo dạng liên kết bất kỳ có giới hạn chuyển vị cho phép được quy định cụ thể.

750 750 Trong đó: h là chiều cao tính từ mặt móng công trình: h = 69.7 + 9.75 = 79.45 m  

Vậy công trình thỏa mãn điều kiện giới hạn chuyển vị đỉnh

13.2 Kiểm tra gia tốc đỉnh

Gia tốc cực đại nằm trong giới hạn cho phép:

Theo yêu cầu sử dụng, gia tốc cực đại của chuyển động tại đỉnh công trình dưới tác động của gió phải nằm trong giới hạn cho phép Gia tốc tính toán cho thấy mức độ an toàn và ổn định của công trình trong điều kiện gió mạnh.

+ f d mode1   = 11.4 mm là chuyển vị cực đại tại đỉnh công trình với dạng dao động thứ   nhất (mm)

  T     là tần số vòng của dạng dao động thứ nhất (1/s)

Kết luận dao động công trình đạt yêu cầu

13.3 Kiểm tra chuyển vị tương đối giữa các tầng

Theo TCVN 9386-2012, mục 4.4.3.2 quy định hạn chế chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng trong các công trình có bộ phận phi kết cấu bằng vật liệu giòn Cụ thể, yêu cầu dvr ≤ 0.005h, trong đó h là chiều cao của công trình, v = 0.4 là hệ số chiết giảm cho chu kỳ lặp thấp hơn của tác động động đất nhằm hạn chế hư hỏng Chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng d được quy định tại các mục 4.4.2.2 và r.

4.3.4 TCVN 9386-2012 Tính như sau: d = d q ( r re d là chuyển vị lệch tầng được xác re định bằng phương pháp tuyến tính ( Etabs) , q = 3.2 : hệ số ứng xử) Điều kiện hạn chế trong mọi trường hợp cụ thể thông thường như sau: i i re-i

Bảng 5.25 Chuyển vị tương đối giữa các tầng

13.4 Kiểm tra ổn định chống lật

Theo TCVN 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

Tỷ lệ momen gây lật do tải trọng ngang phải thỏa mãn điều kiện: CL

Trong đó: M , M là momen chống lật và momen gây lật của công trình CL L

Công trình căn hộ 251 Hoàng Văn Thụ có chiều cao h = 69.7 m , B = 20 m    

B 20 Không cần kiểm tra lật.

Tính toán thiết kế hệ dầm tầng điển hình

Trong phần 14.2, việc tính toán cốt thép cho hệ dầm chỉ cần dựa vào trường hợp momen nội lực lớn nhất Kết quả từ việc giải nội lực trong phần mềm Etabs sẽ giúp chọn trường hợp biểu đồ bao Quá trình tính toán được thực hiện tại ba tiết diện nguy hiểm theo biểu đồ bao nội lực.

Hình 7.2 Momen dầm tầng điển hình (Tầng 20-Etabs) ứng với THBAO 14.3 Tính toán dầm

Chọn lớp bê tông bảo vệ a P mm ;a p mm n   g  

Thép CB400-V ( Theo TCVN 1651-2:2008) có các đặc trưng kỹ thuật sau:

Bảng 6.1 Đặc trưng kỹ thuật của thép

Hàm lượng cốt thép: cốt thép tính toán ra được phải thỏa mãn điều kiện sau:

         Áp dụng công thức sau để tính toán cốt thép :

M a h ho b Rb Rs am  As Chọn thép As

M a h ho b Rb Rs am  As Chọn thép As

M a h ho b Rb Rs am  As Chọn thép As

M a h ho b Rb Rs am  As Chọn thép As

14.4 Tính cốt đai cho dầm

Sử dụng cốt thép CB400-V ( Theo TCVN 1651-2:2008) có các đặc trưng kỹ thuật sau:

 Kiểm tra điều kiện ứng suất nén chính

Ta có Qmax = 264.7 kN < Q = 1065.75 kN      Thỏa điều kiện không bị phá hủy do ứng suất nén chính

 ( hệ số kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc, lực bám dính và trạng thái ứng suất)

Tính qsw,min = 0.25×R b = 0.25×1.05×10 ×0.35 = 91.875 kN m < q Lấy qbt 3   sw sw để thiết kế cốt đai

Tính cốt đai ( chọn đai có đường kính d8,2 nhánh) Bước cốt đai cần thiết:

  sw sw w,tt sw na R 2×50.26×280 s = = 00.72 mm q 100.28

Theo điều kiện cấu tạo : w o   s h 25 mm

  sw sw sw sw na R 2×50.26×280 q = = 1.04 q 0.28 kN m s 150 

Vị trí dầm không cần đặt cốt đai ( thưa hơn sw0.75h H7.5 mmo  

Kết luận: Đai d8, 2 nhánh với s 0 mm trên đoạn L/4 ở gần gối tựa và w  

    w o s 0 mm 0.75h H7.5 mm cho phần còn lại của dầm

Thiết kế hệ vách

15.1 Phương pháp vùng biên chịu moment

Phương pháp này khẳng định rằng cốt thép tại vùng biên ở hai đầu vách được thiết kế để chịu toàn bộ momen Đồng thời, lực dọc trục được giả thiết phân bố đều trên toàn bộ chiều dài của vách.

Hình 8.1 : Sơ đồ nội lực tác dụng lên vách phẳng

Bước 1: Giả thiết chiều dài B của vùng biên chịu moment

Xét vách chịu lực dọc trục N và Momen uốn trong mặt phẳng M , Momen này y tương đương với 1 cặp ngẫu lực đặt ở hai vùng biên của vách

Bước 2: Xác định lực kéo nén trong vùng biên

A-Diện tích mặt cắt vách;

A - Diện tích mặt cắt vách vùng biên; b

B , B - Chiều dài trái, phải của vùng biên

Bước 3: Tính diện tích cốt thép chịu kéo, nén theo TCVN 5574-2018: Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép- tiêu chuẩn thiết kế

Tính thép vùng biên như cột chịu nén đúng tâm

Khả năng chịu lực của cột chịu kéo-nén đúng tâm được xác định theo công thức:

R , R -Cường độ tính toán chịu nén của bê tông và của cốt thép b s

A , A - diện tích tiết diện bê tông vùng biên và của cốt thép dọc

-hệ số giảm khả năng chịu lực do uốn dọc( hệ số uốn dọc) Xác định theo công thức thực nghiệm, chỉ dùng được khi: 28  120

Độ mảnh của vách được xác định bởi chiều dài tính toán, trong đó đối với nhà nhiều tầng, chiều dài này được tính bằng 0.8 lần chiều cao của tầng (l = 0.8H) Bán kính quán tính của tiết diện theo phương mảnh được tính bằng công thức imin = 0.288b.

Khi  28 -bỏ qua ảnh hưởng của uốn dọc, lấy  1.

- Khi N>0 ( vùng biên chịu nén) diện tích cốt thép được tính như sau: l,r b b sc

Khi N100 Do đó lớp đất 4 có khả năng chịu tải tốt, có thể đặt mũi cọc tại lớp này.

Lựa chọn giải pháp nền móng

Quy mô công trình lớn với 2 tầng hầm và 20 tầng nổi nên có thể xét đến các giải pháp móng như sau:

Móng nông không phù hợp cho công trình có tải trọng lớn do lớp đất yếu bên dưới, cụ thể là lớp bùn sét nhão dày 20m, dễ biến dạng Do đó, việc lựa chọn phương pháp móng nông trên nền đất tự nhiên trong trường hợp này là không khả thi.

Móng sâu có thể áp dụng phương án móng cọc ép hoặc cọc khoan nhồi Tuy nhiên, do công trình có 2 tầng hầm và thi công theo phương pháp semi-topdown, phương án cọc ép không khả thi vì không thể cắm kingpost để hỗ trợ các kết cấu bên trên Do đó, trong đồ án sinh viên chỉ tính toán phương án cọc khoan nhồi.

Thiết kế tính toán phương án móng cọc khoan nhồi

Lớp đất thứ 3 được xem là lớp đất chất lượng, với chỉ số SPT trung bình đạt ≥ 15, có độ sâu từ -33.5m đến -80.8m Do nhịp công trình lớn, tải trọng truyền xuống móng cũng khá đáng kể, vì vậy sinh viên thường chọn đặt mũi cọc từ lớp đất thứ 3 trở xuống để đảm bảo tính ổn định và an toàn cho công trình.

12.4.1 Các cặp nội lực dùng trong thiết kế móng

Móng công trình được thiết kế dựa trên giá trị nội lực nguy hiểm nhất tác động lên chân cột và vách Quy trình tính toán sẽ thực hiện với một trong ba cặp nội lực, sau đó kiểm tra kết quả với hai cặp nội lực còn lại để đảm bảo tính chính xác và an toàn cho công trình.

Cặp 1:  N max ; M x tu ; M tu y ; Q x tu ; Q tu y 

  tu tu tu tu x y x y tu tu tu tu y x x y

  tu tu tu tu x x y y tu tu tu tu y x y x

Tải trọng tính toán được sử dụng để tính toán nền móng theo TTGH I

Trong đồ án này sinh viên trình bày tính toán móng trục X1;Y 4 , móng lõi thang và móng trục 

X1B;Y1 Mặt bằng móng thiết kế như hình dưới đây: 

Tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất cho móng được lọc từ Etabs cho từng COMB như sau:

Bảng 9.3 Nội lực tính toán chân vách P29

Vị trí cột Cặp nội lực

N z M x M y Q x Q y kN kNm kNm kN kN

Vị trí cột Cặp nội lực

N z M x M y Q x Q y kN kNm kNm kN kN

Tải trọng tiêu chuẩn là yếu tố quan trọng trong việc tính toán nền móng theo tiêu chuẩn TTGH II Để đơn giản hóa quá trình tính toán, quy phạm cho phép xác định tải tiêu chuẩn bằng cách chia tải tính toán cho hệ số vượt tải trung bình, với giá trị n = 1.15.

Bảng 9.4- Nội lực tiêu chuẩn tại chân vách P29

Vị trí cột Cặp nội lực N z M x M y Q x Q y kN kNm kNm kN kN

Thiết kế móng cọc biên dưới chân vách P29,P24

12.5.1 Xác định các thông số về cọc

 Bê tông B30 có các thông số sau:

- Cường độ chịu nén tính toán Rb = 17 Mpa

- Cường độ chịu kéo tính toán Rbt = 1.2 Mpa

- Module đàn hồi của vật liệu Eb = 32.5x10 3 MPa

Sử dụng cốt thép nhóm CB-400V ( Theo TCVN 1651-2:2008) với các thông số sau:

12.5.1.2 Xác định mặt đất tính toán

Theo TCVN 10304:2014, Bảng 7 quy định giá trị chiều sâu mũi cọc và chiều sâu trung bình của lớp đất trên mặt bằng san nền Phương pháp áp dụng bao gồm đào xén đất, lấp đất hoặc bồi đắp để đạt được chiều sâu cần thiết.

3m, phải tính từ độ cao địa hình tự nhiên, còn nếu đào xén đất, lấp đất, hay bồi đắp từ 3m đến

10m, phải tính từ cao độ quy ước nằm cao hơn 3m so với mức đào xén hoặc thấp hơn 3m so với mức dắp đất

Trong đồ án do công trình có 2 tầng hầm đào đất đến độ sâu 9.75m >3m nên mặt đất tính toán tính từ độ sâu 9.75 m lên trên 3m

12.5.1.3 Xác định độ sâu đặt đáy đài

Thiết kế mặt đài trùng mép trên của sàn tầng hầm (code -9.75 m)

Sơ bộ chọn chiều sâu đặt đáy đài tính từ (code 0.000 m) là -11.75 m

Chọn chiều cao đài móng dự kiến hđ = 1.8 m, giả thiết chiều rộng đài B= 4.1 m

12.5.1.4 Cấu tạo và kích thước cọc Để tạo nên sự hợp lý trong giải pháp móng cọc nhồi nên sinh viên chọn vật liệu như trên nhằm đạt được sự tương xứng giữa sức chịu tải vật liệu và sức chịu tải đất nền trong điều kiện nền đất yếu Để chọn đường kính cọc và chiều sâu mũi thích hợp nhất cho điều kiện địa chất và tải trọng công trình, cần phải đưa ra phương án kích thước khác nhau để so sánh và lựa chọn Trong đồ án sinh viên chọn đường kính cọc D = 800 mm phù hợp với điều kiện đất nền và khả năng thi công cọc khoan nhồi hiện nay

Chu vi cọc được tính bằng công thức U = π × D, với D = 0.8m, cho kết quả U = 2.513m Đối với cọc chịu nén dọc trục, hàm lượng thép cần đạt tối thiểu từ 0.2% đến 0.4%, với đường kính cốt thép không nhỏ hơn 10mm và được bố trí đều quanh chu vi cọc Trong trường hợp cọc chịu tải trọng ngang, hàm lượng cốt thép tối thiểu là từ 0.4% đến 0.65%.

Do cọc chủ yếu chịu lực nén nên cốt thép trong cọc được tính theo cấu tạo:

 Cốt thép dọc chịu lực giả thiết là 0.4%: diện tích cốt thép dọc chịu lực là

→ chọn 12ỉ18 cú A s c 30.54cm 2 A s tt 20.12cm 2 để bố trớ

Cốt đai cọc khoan nhồi thường ỉ6 ữ ỉ10, khoảng cỏch 200 ữ 300, ta chọn ỉ8a200 Theo TCVN

Theo tiêu chuẩn 10304:2014 mục 8.17, các vòng nhẫn không được lớn hơn 5 lần đường kính và không nhỏ hơn 2 m, với khoảng cách giữa chúng là 2 m Cần bổ sung thộp đai gia cường ỉ16, đồng thời các cốt đai này cũng được sử dụng để gắn các miếng kê nhằm tạo lớp bêtông bảo vệ cốt thép cho cọc.

Chiều rộng hoặc bán kính con kê phụ thuộc vào chiều dày lớp bê tông bảo vệ, thông thường là

Hình 9.1 – Chi tiết mặt cắt ngang tiết diện cọc

Mũi cọc nên đặt vào lớp đất tốt tìm thấy trong địa tầng nhằm tăng thành phần sức kháng ở mũi cọc và giảm độ lún của nền

Dự kiến mũi cọc cắm sâu vào lớp đất cát pha lẫn sỏi sạn thạch anh (lớp 3) một đoạn 17.3m Do đó cao độ mũi cọc -50.8m

Ngoài chiều dài tính toán, phải tính toán đến mũi cọc, đoạn chôn đầu cọc vào trong đài đài

(0.15÷0.2m), đoạn bê tông xốp đầu cọc loại bỏ:

Lt.tế: chiều dài thực tế (m)

Ltt: chiều dài tính toán của cọc L tt 50.8 11.75 39.05  m

Lmũi: chiều dài đoạn mũi cọc lấy bằng 0.5 lần đường kính cọc

1 OÁNG ị114X1 ĐẶT CÁCH ĐÁY CỌC 1m

Lbt: chiều dài đoạn bê tông xốp đầu cọc đập bỏ, L bt  (1 2) m,

12.5.2 Xác định sức chịu tải của cọc

Cọc bê tông cốt thép đổ tại chỗ trong dung dịch sét

12.5.2.1 Sức chịu tải theo cường độ vật liệu

Sức chịu tải của cọc theo vật liệu được xác định như sau:

Hệ số giảm khả năng chịu lực do ảnh hưởng uốn theo TCVN 5574:2018 trong thiết kế kết cấu bê tông và bê tông cốt thép cần được xem xét, đặc biệt khi cọc được cắm vào lớp đất bùn Việc tính toán hệ số uốn dọc là cần thiết để đảm bảo tính an toàn và hiệu quả của công trình.

Khi tính toán cọc theo cường độ vật liệu, có thể coi cọc như một thanh ngàm cứng trong đất, tại tiết diện cách đáy đài một khoảng l1, được xác định theo công thức cụ thể.

  l l l 0: chiều dài đoạn cọc kể từ đáy đài cao tới cao độ san nền, l 0 3( )m

: hệ số biến dạng xác định theo chỉ dẫn ở phụ lục A

Trong đó: k (KN/m 4 )- hệ số tỷ lệ tính bằng KN/m 4 , được lấy phụ thuộc vào loại đất bao quanh cọc theo

Bảng A.1, TCVN 10304:2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

 E: module đàn hồi của vật liệu làm cọc, Eb = 32.5x10 3 MPa

 I: mômen quán tính của tiêt diện ngang cọc (m 4 )

 bp: là chiều rộng quy ước của cọc tính bằng (m), đối với cọc có đường kính thân cọc tối thiểu 0.8m lấy b p   d 1 0.8 1 1.8( )  m

  c : hệ số điều kiện làm việc,   c 3

 Bán kính quán tính của tiết diện cọc 0.020

 As: diện tích tiết diện cốt thép dọc truc, As = 30.54 cm 2

 Ab: diện tích tiết diện bêtông, Ab = .80 2 /4 – 30.54 = 4996 cm 2

  cb : hệ số điều kiện làm việc;   cb 0.85

Hệ số 'cb' được xác định dựa trên việc đổ bê tông trong không gian chật hẹp và phương pháp thi công cọc Cụ thể, hệ số này có giá trị '0.7 cb' khi không sử dụng ống vách và tiến hành đổ bê tông trong dung dịch khoan.

12.5.2.2 Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền

Tính toán theo mục 7.2.3 TCVN 10304:2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

Sức chịu tải cực hạn của cọc tính theo công thức:

 R c ,u - sức chịu tải cực hạn của cọc

  c - hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất,   c 1 mục 7.2.3.1 TCVN 10304:2014

  cq - hệ số điều kiện làm việc của đất ở mũi cọc,   cq 0.9 (phương pháp đổ bê tông dưới nước)

Hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc, ký hiệu là  cf, phụ thuộc vào phương pháp tạo lỗ và điều kiện đổ bê tông Theo bảng 5 trong TCVN 10304:2014, hệ số này được xác định là  cf = 0.6 khi thực hiện đổ bê tông trong dung dịch bentonite.

 Ab - diện tích mũi cọc, A b 0.503 m 2

 u - chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = 2.513 m

 qp - cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc đối với đất cát q p 0.75      4 ( 1 ' I d 2 3 I h) với góc ma sát trong   3 29 39 ' 0 , xác định các hệ số    1 , 2 , 3 , 4 theo bảng 6 TCVN

10304:2014 nhân với hệ số chiết giảm 0.9

  ' I : dung trọng tính toán của nền đất dưới mũi cọc, (KN/m 3 ), có xét đến tác dụng đẩy nổi,

  I : dung trọng tính toán trung bình (KN/m3), của đất nằm trên mũi cọc có xét đến tác dụng đẩy nổi

I h h h h h h KN m h: chiều sâu hạ cọc, kể từ mặt đất tự nhiên tới mũi cọc, hC m

 fi – cường độ sức kháng trung bình của lớp đất trung bình của lớp đất thứ “i” trên thân cọc

(KPa) lấy theo bảng 3 TCVN 10304:2014

 li – chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đát thứ “i”(m)

Ma sát của đất với bề mặt xung quanh cọc xác định bằng cách chia các lớp đất thành các lớp phân tố có chiều dày ≤ 2 m

Hình 9.3 – Phân chia các lớp phân tố tính thành phần ma sát bên giữa đất và thành cọc

Bảng 9.5- Bảng tính cường độ sức kháng trên thân cọc

 cf f l i i (KN/m) lớp 1: Bùn sét xám đen, trạng thái chảy IL=1.21

 cf f l i i (KN/m) đen, trạng thái dẻo chảy IL=0.82 8 0.6 2 16.4 8 9.6

Lớp 3: Cát pha lẫn sỏi sạn thạch anh, xám đen, xám tro, trạng thái dẻo

Xác định sức chịu tải cho phép Rc,d theo mục 7.1.11 TCVN 10304:2014 như sau:

Hệ số tin cậy theo đất được xác định cho móng cọc đài thấp, với đáy đài nằm trên lớp đất biến dạng lớn, và số lượng cọc trong móng từ 11 đến 20 cọc là  k = 1.55.

12.5.2.3 Theo chỉ tiêu cường độ đất nền

Công thức xác định sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền phụ lục G Bộ Xây dựng

(2014), TCVN 10304 : 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn R c u , thiết kế

Công thức tổng quát: R c u ,    c  cq q A b b  u   cf f l i i 

 : sức chịu tải cực hạn của cọc (kN)

  c - hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất,   c 1 mục 7.2.3.1 TCVN 10304:2014

  cq - hệ số điều kiện làm việc của đất ở mũi cọc,   cq 0.9 (phương pháp đổ bê tông dưới nước)

Hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc, ký hiệu là  cf, phụ thuộc vào phương pháp tạo lỗ và điều kiện đổ bê tông Theo bảng 5 TCVN 10304:2014, hệ số này được xác định là  cf = 0.6 khi đổ bê tông trong dung dịch bentonite.

 Ab - diện tích mũi cọc, A b 0.503 m 2

 u - chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = 2.513 m

 q p : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc được xác định theo công thức:

N N : là các hệ số sức chịu tải của đất dưới mũi cọc

 Đối với cọc khoang nhồi đường kính lớn lấy N c ' 6

 Hệ số N q ' tra trong Bảng G1, TCVN 10304 : 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

Trạng thái đất Độ chặt tương đối D

Cọc khoan nhồi và Barrette Cọc đóng Cọc khoan nhồi và Barrette

Chú thích : Đối với cọc Barette, d là đường kính quy đổi từ tiết diện chữ nhật của Barrette sang tiết diện tròn có cùng diện tích

Hoặc có thể tính theo công thức của Vesic: N ' q tg 2 45 0 e tan

Để xác định chiều sâu ngàm thực tế của mũi cọc và đất LB, mũi cọc đã cắm vào lớp cát pha sỏi sạn màu xám đen với trạng thái dẻo, có chiều dài 17.3m Do đó, chiều sâu ngàm được xác định là 17.3m.

Từ bảng G.1 TCVN 10304 : 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

Có Z L 8 d  , như vậy Z L   8 0.8  6.4mN q q ' '  ,p  68.54 11.3 6.1 137.47(KN / m )    2

Ta có: L B 17.3mZ L 6.4m, lấy giá trị q  ' , p bằng áp lực lớp phủ tại độ sâuZ L 6.4m, tính như sau:

Tính toán cho lớp đất 1:

Tính toán cho lớp đất 2:

Tính toán cho lớp đất 3:

N q tính theo công thức của Vesic:

→ cường độ sức kháng dưới mũi cọc là q b 3.9 6 205 23.7   4882(KN m/ 2 )

Cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc

 f i : cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc được xác định theo công thức:

, c u i : cường độ sức kháng không thoát nước của lớp đất dính thứ i

Hệ số phụ thuộc vào đặc điểm lớp đất, loại cọc, phương pháp hạ cọc, cố kết của đất trong thi công và phương pháp xác định cu Nếu thiếu thông tin đầy đủ, có thể tham khảo hệ số này trên biểu đồ G1 trong TCVN 10304:2014 về thiết kế móng cọc.

 i : góc ma sát giữa đất và cọc thông thường cọc bê tông  i lấy bằng góc ma sát trong của đất  i

0 ,332 ;    3 3 29 39'; 6.2% u PI c KPa I k i : hệ số áp lực ngang của đất lên cọc phụ thuộc vào loại cọc: chuyển vị cọc hay cọc thay thế

 Đối với đất rời: k i  1 sin

 Đối với đất dính: k i 0.19 0.233log I p

 v z , : ứng suất pháp hiệu quả theo phương đứng trung bình trong lớp đất thứ “i”

Bảng 1.6 – Bảng tính sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền

→ Sức chịu tải cực hạn của cọc là:

Xác định sức chịu tải cho phép Rc,d theo mục 7.1.11 TCVN 10304:2014 như sau:

12.5.2.4 Sức chịu tải theo kết quả thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn SPT

Sức chịu tải cực hạn

Cọc được thiết kế để xuyên qua lớp đất dính và đất rời, vì vậy việc tính toán sức chịu tải cho phép của cọc cần tuân theo công thức được quy định bởi Viện Kiến trúc Nhật Bản (1988), như nêu trong Phụ lục G của TCVN 10304:2014 về tiêu chuẩn thiết kế móng cọc.

 q b : Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định như sau:

 Khi mũi cọc nằm trong đất rời: đối với cọc nhồi q b 150N p

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

 f c i , : Cường độ sức kháng trên đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ “i”:

 Cường độ sức kháng trung bình trên mũi cọc nằm trong lớp đất rời thứ “i”

 Cường độ sức kháng trung bình trên mũi cọc nằm trong lớp đất dính thứ “i”

Hệ số điều chỉnh P cho cọc đóng phụ thuộc vào tỷ lệ giữa sức kháng cắt không thoát nước của đất dính cu và giá trị trung bình của ứng suất pháp hiệu quả thẳng đứng, được xác định theo biểu đồ trong hình G.2a TCVN 10304:2014 Hệ số điều chỉnh fL theo độ mảnh h/d của cọc đóng, cọc khoan nhồi có giá trị fL = 1.

Cu: là cường độ sức kháng cắt không thoát nước của đất dính, có thể xác định từ thí nghiệm nén một trục nở ngang

 2 u u c q , hoặc từ chỉ số SPT trong đất dínhc u i , 6.25N c i , tính bằng KPa, trong đó N c i , là chỉ số SPT trong đất dính, N s,i là chỉ số SPT trong đất rời

Bảng 9.7 – Bảng tính sức chịu tải của cọc theo chỉ số SPT

Lớp đất loại đất Độ sâu (m) li (m) N cu

Lớp3 Cát pha, tt dẻo

→ sức chịu tải của cọc theo chỉ số SPT:

Xác định sức chịu tải cho phép Rc,d theo mục 7.1.11 TCVN 10304:2014 như sau:

Hệ số tin cậy theo đất cho móng cọc đài thấp, với đáy đài nằm trên lớp đất biến dạng lớn và số lượng cọc từ 11 đến 20, được xác định là  k = 1.55.

12.5.3 Tổng hợp và lựa chọn sức chịu tải thiết kế cho cọc

Các loại sức chịu tải đã tính toán cho kết quả sau:

Sức chịu tải theo cường độ vật liệu: R m 5571.3kN

Sức chịu tải theo chi tiêu cơ lý của đất nền: R c 2067.66kN

Sức chịu tải theo chi tiêu cường độ đất nền: R c 3636.77kN

Sức chịu tải theo kết quả xuyên chuẩn SPT : R c 4434.44kN

Kiểm tra tải trọng tác dụng lên cọc

Điều kiện kiểm tra phản lực đầu cọc

Nc,d là giá trị tính toán cho tải trọng nén và kéo tác động lên cọc, được xác định dựa trên lực dọc phát sinh từ tải trọng tính toán tác động vào móng, theo tổ hợp tải trọng bất lợi nhất.

 Rc,d sức chịu tải thiết kế

  0 - hệ số điều kiện làm việc, kể đến yếu tố tăng mức độ đồng nhất của nền đất khi sử dụng móng cọc, lấy bằng 1.15 trong móng nhiều cọc;

  n - hệ số tin cậy về tầm quan trọng của công trình, lấy bằng 1.15 với tầm quan trọng của công trình cấp II;

Hình 9.5 Quy ước chiều trong phần mềm Etabs

Tải trọng tác dụng lên cọc được xác định theo công thức:

 nc: số cọc trong 1 đài

 xi; yi khoảng cách từ tim cọc thứ i đến các trục đi qua trọng tâm tại mặt phẳng đáy đài

Momen tính toán tại đáy đài: tt tt tt x ox oy d

M = M + Q ×h = 85560.97 +32.22×1.8 = 85618.97(kN.m) tt tt tt y oy ox d

Trọng lượng tính toán của đài:

Lực dọc tính toán tại đáy đài theo kích thước thực tế:

Trọng lượng tính toán của cọc từ đáy đài đến mũi cọc:

Bảng 9.8 Bảng kiểm tra lực tác dụng lên cọc trong đài móng dưới vách biên P29,P24

STT xi yi x 2 i y 2 i Σx 2 i Σy 2 i Pimax Pimin

Tải trọng truyền xuống cọc cần được kiểm soát để đảm bảo không vượt quá sức chịu tải cho phép Điều này giúp tránh tình trạng cọc bị nhổ và đảm bảo an toàn cho móng công trình.

→ Vậy số lượng cọc và khoảng cách cọc đã bố trí là hợp lý

12.6.1 Kiểm tra cọc làm việc theo nhóm

Hệ số nhóm cọc được tính theo công thức Converse- Labarre:

 n1: số hàng cọc trong một nhóm, n1 = 8

 n2: số cọc trong một hàng, n2 = 2

 s: khoảng cách từ hai cọc tính từ tâm, s = 2.5 m

Sức chịu tải của nhóm cọc:

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

 Kích thước móng khối quy ước

Quan niệm về sự tương tác giữa cọc và đất giữa các cọc cho thấy chúng hoạt động như một khối móng đồng nhất, được đặt trên lớp đất dưới mũi cọc Mặt truyền tải của khối móng quy ước được mở rộng hơn so với diện tích đáy đài với một góc α.

Theo Phụ lục C, TCVN 10304 – 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

Kích thước móng khối quy ước được giới hạn bởi:

 Mặt xung quanh của móng quy ước trùng với mặt bao quanh mép ngoài nhóm cọc

 Đáy móng khối quy ước nằm ở độ sâu đáy đài.( Theo mục 7.4.4 TCVN 10304-2014)

Lớp đất 1 là lớp đất yếu, bao gồm bùn sét màu xám đen với trạng thái chảy và độ sệt I L = 1.21 Góc mở để xác định ranh giới móng khối quy ước được tính từ đáy lớp đất này, như thể hiện trong hình dưới đây.

Hình 9.6 Sơ đồ tính móng khối quy ước móng P26

Diện tích móng khối quy ước được tính theo công thức:

 Trọng lượng của khối móng quy ước

Trọng lượng móng khối quy ước bao gồm đài cọc, cọc và lớp đất trong phạm vi móng Cách tính toán cụ thể được thực hiện như sau:

 dat A qu n A p i i h i i h A qu A dai kN

 Trọng lượng móng khối quy ước:

Wmqu = Wđất + Wđài + Wcọc = 76223.42 + 3616.2 + 8042.48 = 87882.1 (kN)

 Kiểm tra điều kiện làm việc đàn hồi của nền dưới móng khối quy ước

Tải trọng quy về đáy móng khối quy ước:

Diện tích khối móng quy ước:

Momen kháng uốn của móng khối quy ước:

  tc tc tc tb mqu tc tc tc y tc x tc mqu mqu mqu x y tc tc tc y tc x mqu mqu mqu x y

Bảng 9.9 Áp lực đáy móng khối quy ước dưới chân vách P29-P24

Cặp nội lực N tc max M tc xmax M tc ymax Q tc xmax Q tc ymax

Wmqu (kN) 87882.10 87882.1 87882.1 87882.1 87882.1 ΣN tc (kN) 124651.58 119481.58 107601.06 118707.75 107601.06 ΣMx tc (kNm) 17420.64 74451.27 2006.18 62741.56 2006.18 ΣMy tc (kNm) 698.63 2027.17 845.92 3666.21 845.92

Wy mqu (m 3 ) 419.94 419.94 419.94 419.94 419.94 p tc tb (kN/m 2 ) 492.25 471.83 424.91 468.77 424.91 p tc max (kN/m 2 ) 510.13 545.97 428.80 535.92 428.80 p tc min (kN/m 2 ) 474.36 397.69 421.03 401.63 421.03

Theo tiêu chuẩn TCVN 9362-2012, mục 4.6.9 quy định rằng áp lực trung bình tác dụng dưới đáy móng của nhà và công trình không được vượt quá giá trị R (kN/m²) được tính theo công thức cụ thể.

          II II II   II 0 tc

Hệ số điều kiện làm việc của đất nền (m1) và hệ số điều kiện làm việc của nhà hoặc công trình (m2) có tác động qua lại với nền, được xác định theo mục 4.6.10 của TCVN 9362:2012.

Thiết kế nhà và công trình m 1 1.1,m 2 1.0

 ktc là hệ số tin cậy lấy theo mục 4.6.11 TCVN 9362:2012, ktc = 1 (Các kết quả thí nghiệm lấy trực tiếp các mẫu đất tại nơi xây dựng)

 A, B và D là các hệ số không thứ nguyên lấy theo bảng 14 TCVN 9362 :2012, phụ thuộc vào giá trị góc ma sát trong  II

 b là cạnh bé (bề rộng) của móng, b = 9.95 (m)

  ' II là trị trung bình (theo từng lớp) của trọng lượng thể tích đất nằm phía trên độ sâu đặt móng, tính bằng kN/m 3

  II là trọng lượng thể tích đất nằm phía dưới đáy móng,   II 10.5 (kN m/ 3 )

 cII là giá trị lực dính đơn vị của đất nằm trực tiếp dưới đáy móng, tính bằng kN/m 2 , cII = 8.7

Khi chiều rộng tầng hầm lớn hơn 20m thì chiều sâu đặt móng h lấy bằng htđ (chiều sâu tính từ sàn tầng hầm) (Chú thích (3) mục 4.6.9 TCVN 9362:2012)

 h là chiều sâu đặt móng so với cốt quy định bị bạt đi hoặc đắp thêm, h = 43 (m)

 htđ là chiều sâu đặt móng tính đổi kể từ nền tầng hầm bên trong nhà có tầng hầm, tính theo như sau: d 1 2 '

 h1 là chiều dày lớp đất phía trên đáy móng tính đến nền tầng hầm

 h2 là chiều dày kết cấu sàn tầng hầm, h2 = 0.5 (m)

   kc 25 (kN m/ 3 )trọng lượng thể tích của kết cấu sàn tầng hầm

 ho = h - htđ là chiều sâu đến nền tầng hầm (m), ho = 43 – 42.56 = 0.44 (m)

 tc tc tb tc tc m tc p kN m R kN m p kN m R kN m p kN m

12.6.3 Kiểm tra độ lún của móng khối quy ước

Xác định độ lún móng (Độ lún của móng khối quy ước) theo Phương Pháp cộng dồn độ lún của các phân lớp đất nằm bên dưới đáy móng

Theo Mục C.1.6 – Phụ lục C (TCVN 9362-2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình), độ lún nền móng được xác định theo công thức:

S là Độ lún cuối cùng của móng n là số lớp đất chia theo độ sâu tầng chịu nén của nền hi là chiều dày của lớp đất thứ i

Ei là Modun biến dạng của lớp đất thứ i, Lớp đất 3 cóE13013kPa

 0.8hệ số tính toán không thứ nguyên

 i là áp lực gây lún của từng phân lớp đất

Theo Mục C.1.2 – Phụ lục C (TCVN 9362-2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình), áp lực gây lún của móng được xác định như phân tích trên

Hình 9.7 Sơ đồ tính lún theo phương pháp cộng lớp

Trong đó h là độ sâu đặt móng kể từ cao trình quy hoạch là độ sâu đặt móng kể từ cao trình bề mặt địa hình tự nhiên

    tb tc tb p là áp lực thực tế trung bình dưới đáy móng

  bt d z z p là áp lực bản thân các lớp đất ở độ sâu z (m) bên trên móng gây ra

0 z    gl i 0, z 0 gl p k là áp lực gây lún dưới đáy móng tại độ sâu z (m), ứng với các vị trí tính toán áp lực bản thân  bt z , với      0 gl tb 0 bt (Áp lực gây lún tại vị trí bên dưới đáy móng) k 0,z là hệ số tính đến sự thay đổi theo độ sâu của áp lực thêm trong đất, lấy theo Bảng C1 (TCVN

9362-2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình) Đối với móng chữ nhật, phụ thuộc vào tỉ số 25.45 2.56

 9.55  l b và 2z b Điều kiện dừng tính lún: σ bt i 5×σ gl i h '

Các lớp đất dưới đáy móng có bề dày trung bình là 1m, và áp lực bản thân tại các vị trí có độ sâu z (m) bên dưới đáy móng khối quy ước được xác định.

Các vị trí còn lại tính tương tự, σ =σ +h ×γ , kết quả thể hiệ 5 i bt i-1 bt i i   i gl n trong Bảng áp lực gây lún tại đáy móng khối quy ước là:

Các vị trí còn lại tính toán tương tự   i gl k 0, i  0 gl , kết quả thể hiện trong Bảng

Bảng 9.10: Phân tích ứng suất dưới chân móng khối quy ước:

Lớp đất Vị trí Độ sâu so với đáy móng khối quy ước l b

Kết luận: Vậy vị trí lớp đất thứ 3 Đáy khối móng quy ước có  5

 bt zi gl zi do đó ảnh hưởng của tải trọng ngoài tác dụng gây lún không đáng kể từ lớp đất thứ 3 trở xuống

Hình 9.8 Sơ đồ áp lực gây lún dưới đáy móng

Theo TCVN 10304-2014 về thiết kế móng cọc, độ lún tuyệt đối cho nền móng của công trình nhà dân dụng nhiều tầng với kết cấu khung bê tông cốt thép được quy định là 10 cm.

E thõa yêu cầu về độ lún

12.6.4 Kiểm tra điều kiện xuyên thủng

Chọn chiều cao đài cọch d 1.8m chiều dài đoạn cọc đầu cọc ngàm vào trong đài là 0.1m, chiều cao làm việc của đài là:

Tác nhân gây chọc thủng đài cọc chủ yếu là phản lực từ các cọc nằm ngoài đáy tháp Nếu tất cả các cọc trong đài đều nằm trong đáy tháp, thì không cần phải kiểm tra xuyên thủng cho kết cấu móng.

Tháp xuyên thủng xác định từ mép chân vách mở rộng ra 4 phía một góc 45 0

12.6.4.1 Kiểm tra chọc thủng với tháp chọc thủng tự do với góc nghiêng bằng 45 0

Hình 9.9 Kiểm tra xuyển thủng đầu cọc với góc nghiêng 45 0

Ta thấy tháp chọc thủng đã phủ hết phạm vi các đầu cọc một cách hoàn toàn nên ta không cần kiểm tra điều kiện chọc thủng hạn chế

12.6.4.2 Kiểm tra chọc thủng với tháp chọc thủng tự do với góc nghiêng < 45 0

Hình 9.10 Tháp chọc thủng tự do với góc nghiêng