(Đồ án tốt nghiệp) chung cư mstar tower

TỔNG QUAN CÔNG TRÌNH

NHU CẦU XÂY DỰNG CÔNG TRÌNH

Với xu hướng hội nhập và công nghiệp hoá hiện đại, nhu cầu nâng cao mức sống của người dân ngày càng trở nên cấp thiết Việc phát triển các công trình nhà ở cao tầng, như căn hộ chung cư cao cấp MSTAR TOWER, không chỉ đáp ứng nhu cầu ăn ở, nghỉ ngơi, vui chơi giải trí của người dân Việt Nam mà còn góp phần thay đổi bộ mặt cảnh quan đô thị, phù hợp với sự phát triển của đất nước.

ĐỊA ĐIỂM XÂY DỰNG CÔNG TRÌNH

Nằm ở trung tâm quận 6, công trình này sở hữu vị trí thoáng đãng và đẹp mắt, góp phần tạo nên điểm nhấn ấn tượng cũng như sự hài hòa hiện đại cho tổng thể quy hoạch khu dân cư.

Công trình nằm trên trục đường giao thông chính thuận lợi cho việc cung cấp vật tư và giao thông ngoài công trình.

Hệ thống cấp điện, cấp nước trong khu vực đã hoàn thiện đáp ứng tốt các yêu cầu cho công tác xây dựng.

Khu đất xây dựng có bề mặt phẳng, không tồn tại công trình cũ hay công trình ngầm, tạo điều kiện thuận lợi cho quá trình thi công và bố trí tổng bình đồ.

GIẢI PHÁP KIẾN TRÚC

1.3.1 Mặt bằng và phân khu chức năng

Mặt bằng công trình hình chữ nhật, chiều dài 46 m, chiều rộng 26.8 m chiếm diện tích đất xây dựng là 1232.8 m 2

Công trình có 20 tầng nổi và 1 tầng hầm, với cao độ ±0,00 m được xác định tại mặt đất tự nhiên Mặt sàn tầng hầm nằm ở cao độ -2.40 m, trong khi mặt sàn tầng trệt ở cao độ +1.20 m Tổng chiều cao của công trình đạt 79.8 m tính từ mặt đất tự nhiên.

Tầng hầm chủ yếu được sử dụng làm chỗ đậu xe ô tô, bên cạnh đó còn được bố trí các bộ phận kỹ thuật điện như trạm cao thế và hạ thế, phòng quạt gió Ngoài ra, các hệ thống kỹ thuật như bể chứa nước sinh hoạt, trạm bơm và trạm xử lý nước thải cũng được thiết kế hợp lý, nhằm giảm thiểu chiều dài ống dẫn, tối ưu hóa hiệu quả sử dụng không gian.

Tầng trệt – tầng mái: dùng làm căn hộ cho thuê Mỗi căn hộ có 1 đến 2 phòng ngủ, 1 nhà bếp, 1 nhà vệ sinh, 1 phòng khách và 1 phòng ăn.

Giải pháp mặt bằng đơn giản giúp tạo ra không gian rộng rãi cho các căn hộ, sử dụng vật liệu nhẹ làm vách ngăn để tổ chức không gian một cách linh hoạt Điều này rất phù hợp với xu hướng và sở thích hiện tại, đồng thời cho phép dễ dàng thay đổi trong tương lai.

Sử dụng, khai thác triệt để nét hiện đại với cửa kính lớn, tường ngoài được hoàn thiện bằng sơn nước.

Giao thông ngang trong mỗi đơn nguyên là hệ thống hành lang.

Hệ thống giao thông đứng là thang bộ và thang máy, bao gồm 02 thang bộ, 02 thang máy.

Thang máy được đặt ở vị trí trung tâm của ngôi nhà, trong khi các căn hộ xung quanh được thiết kế phân cách bởi hành lang, tạo nên khoảng cách đi lại ngắn nhất Thiết kế này không chỉ mang lại sự tiện lợi mà còn đảm bảo thông thoáng cho không gian sống.

GIẢI PHÁP KỸ THUẬT

Hệ thống điện trong khu đô thị được tiếp nhận qua phòng máy điện, từ đó điện được phân phối đến toàn bộ công trình thông qua mạng lưới điện nội bộ.

Ngoài ra khi bị sự cố mất điện có thể dùng ngay máy phát điện dự phòng đặt ở tầng hầm để phát.

Nguồn nước được cung cấp từ hệ thống cấp nước khu vực, được dẫn vào bể chứa nước ở tầng hầm Từ đó, nước được bơm tự động đến từng phòng thông qua hệ thống gen chính gần phòng phục vụ.

Nước thải sau khi sử dụng được đưa vào khu vực xử lý, sau đó đẩy vào hệ thống thoát nước chung của khu vực

Bốn mặt của công trình đểu có hệ thống cửa sổ để lấy ánh sáng và rất thuận tiện trong việc thông gió công trình.

Công trình được thiết kế với tường ngăn bằng gạch rỗng, mang lại khả năng cách âm và cách nhiệt hiệu quả Dọc hành lang, các hộp chống cháy được bố trí với bình khí CO2 để đảm bảo an toàn Mỗi tầng lầu đều có hai cầu thang, đảm bảo lối thoát hiểm an toàn cho cư dân trong trường hợp xảy ra sự cố cháy nổ.

Hệ thống thu sét chủ động quả cầu Dynasphere được lắp đặt trên mái nhà, kết hợp với hệ thống dây nối đất bằng đồng, nhằm giảm thiểu tối đa nguy cơ bị sét đánh.

VẬT LIỆU SỬ DỤNG

Bảng 1.1 - Vật liệu sử dụng

Bê tông lót Cầu thang

Bảng 1.2 - Cốt thép sử dụng

TIÊU CHUẨN THIẾT KẾ

TCVN 2737:1995 – Tải trọng và tác động – Tiêu chuẩn thiết kế - NXB Xây Dựng – Hà Nội 1996.

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

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

TCVN 198:1997 – Nhà cao tầng – Thiết kế kết cấu bê tông cốt thép toàn khối – NXB Xây Dựng – Hà Nội 1999.

TCVN 9362:2012 – Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình – NXB Xây Dựng – Hà Nội 2012.

TCXDVN 356:2005 – Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép – Tiêu chuẩn thiết kế - Bộ Xây Dựng – Hà Nội 2005.

TCXDVN 375:2006 và TCVN 9386:2012 là hai tiêu chuẩn quan trọng trong thiết kế công trình chịu động đất, được xuất bản bởi NXB Xây Dựng tại Hà Nội vào năm 2006 và 2012 Những tiêu chuẩn này cung cấp hướng dẫn chi tiết và quy định cần thiết để đảm bảo an toàn cho các công trình trước các tác động của động đất.

TCVN 195:1997 – Nhà cao tầng – Thiết kế cọc khoan nhồi – NXB Xây Dựng

TCVN 10304:2014 – Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế - NXB Xây Dựng – Hà Nội 2014.

Tiêu chuẩn Anh BS 8110:1997 - Dùng để thiết kế sàn, khung trong phần mềm Etabs, PROKON)

Tiêu chuẩn Mỹ ACI 318-11: Dùng để thiết kế dầm spandrel của thang máy.

Tiêu chuẩn Mỹ ACI 318-08: Dùng để thiết kế vách lõi thang máy.

Một số phần mềm hỗ trợ tính toán:

Phần mềm PROKON Structural Analysis and Design

TẢI TRỌNG TÁC ĐỘNG

TĨNH TẢI

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

2.1.1 Tĩnh tải tác dụng lên sàn BTCT

Bảng 2.1 – Bảng tải trọng tĩnh tải sàn căn hộ

Lớp Ceramic dày 1 cm Vữa lót dày 2 cm Tĩnh tải

Vữa trát dày 1.5 cm Tải treo đường ống

Bảng 2.2 – Bảng tải trọng tĩnh tãi sàn vệ sinh

Lớp Ceramic dày 1 cm Vữa lót dày 2 cm Sàn BTCT dày 10 cm

Tĩnh tải Lớp chống thấm 3 cm

2.1.2 Tĩnh tải do trọng lượng tường xây

Tải trọng tính toán của tường xây xác định dựa trên công thức: g t = n × γt × bt ×ht

Diễn giải công thức: n: Hệ số vượt tải, n = 1.1 g t : Tải trọng tường xây, kN/m γ t : Trọng lượng riêng của tường xây, γ t = 18 (kN / m 3 ) b t : Chiều dày tường xây, m h t : Chiều cao tường xây, m

Bảng 2.3 – Bảng tải trọng tĩnh tải tường xây

Hầm Hầm Hầm Trệt Trệt Trệt Trệt Điển hình Điển hình Điển hình Điển hình Mái Mái

2.1.3 Tĩnh tải tác dụng lên cầu thang

Bảng 2.4 – Bảng tải trọng tĩnh tải bản chiếu nghỉ cầu thang

Gạch Ceramic dày 1cm Vữa lót dày 2cm

Tĩnh tải Bản BTCT dày 11cm

Lớp vữa trát dày 1.5cm

Bảng 2.5 – Bảng tải trọng tĩnh tải bản nghiêng cầu thang

Gạch Ceramic dày 1cmVữa lót dày 2cmBậc thang gạchBản BTCT dày 11cmLớp vữa trát dày 1.5cm

HOẠT TẢI

Hoạt tải tạm thời tác dụng lên sàn công trình bao gồm: hoạt tải tạm thời ngắn hạn và hoạt tải tạm thời dài hạn.

Dựa vào mặt bằng kiến trúc của công trình, các loại sàn được phân chia theo công năng sử dụng Tải trọng hoạt tải tiêu chuẩn có thể tra cứu trong bảng 3 của TCVN 2937:1995.

Bảng 2.6 – Bảng hoạt tải tiêu chuẩn phân bố đều trên sàn và cầu thang

6 Mái bằng không sử dụng

7 Bản chiếu nghỉ cầu thang

Theo TCVN 2937:1995, hệ số độ tin cậy cho tải trọng phân phối đều trên sàn và cầu thang được quy định là 1.3 khi tải trọng tiêu chuẩn dưới 2 kN/m², và 1.2 khi tải trọng tiêu chuẩn từ 2 kN/m² trở lên.

TẢI TRỌNG GIÓ

Tải trọng gió bao gồm hai thành phần chính: tải trọng gió tĩnh và tải trọng gió động Sinh viên thực hiện việc tính toán tải trọng gió dựa trên các tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 và TCXD 229:1999.

2.3.1 Thành phần tĩnh của tải trọng gió

Quan niệm sàn tuyệt đối cứng sinh viên gán tải trọng gió vào tâm khối lượng sàn.

Gió tĩnh được xác định theo công thức:

 Wo: Giá trị áp lực gió, lấy theo bản đồ phân vùng (phụ lục D và điều 6.4 TCVN 2737-

1995) Do công trình được xây dựng tại TPHCM thuộc vùng áp lực gió IIA nên lấy Wo

= 0.83 kN/m 2 (bảng E1-TCVN 2737-1995 kết hợp điều 6.4.1 của tiêu chuẩn này)

 k: Hệ số tính đến sự thay đổi áp lực gió (tra bảng 5 TCVN 2737-1995), theo dạng địa hình B

 c: Hệ số khí động, c = 0.8 + 0.6 = 1.4 (tra bảng 6 TCVN 2737-1995)

 B: Bề rộng đón gió của khung đang xét (B = 45m theo phương X và B = 45m theo phương Y)

 h: Diện truyền tải (tương ứng với chiều cao đoán gió mỗi tầng).

Bảng 2.7 – Bảng kết quả tính toán gió tĩnh theo phương X, phương Y

TANGMAI TANG19 TANG18 TANG17 TANG16 TANG15 TANG14 TANG13 TANG12 TANG11 TANG10 TANG9 TANG8 TANG7 TANG6 TANG5 TANG4 TANG3 TANG2 TANGTRET

Bề rộng đón gió theo phương X, Y lần lượt là chiều rộng, chiều dài của công trình.

Giá trị tính toán của thành phần tĩnh tải trọng gió theo hai phương X và Y trong bảng tính được xác định bằng tổng của thành phần tĩnh tải trọng gió đẩy và gió hút.

2.3.2 Thành phần động của tải trọng gió

Thiết lập sơ đồ tính toán động lực học:

Sơ đồ tính toán là hệ thanh console có hữu hạn điểm tập trung khối lượng.

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

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

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

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

Tính toán tần số dao động riêng của công trình nhiều tầng rất phức tạp và thường cần sự hỗ trợ từ các phần mềm máy tính Trong đồ án này, phần mềm ETABS được sử dụng để xác định các tần số dao động riêng của công trình.

Theo quy định trong [TCXD 229:1999], việc tính toán thành phần động của tải trọng gió chỉ cần dựa trên dạng dao động đầu tiên, với tần số dao động riêng cơ bản thứ s phải thỏa mãn điều kiện f s < f.

Trong đó: f L được tra trong bảng 2 TCXD 229:1999, đối với kết cấu sử dụng bê tông cốt thép, lấy δ = 0.3, ta được f L = 1.3 Hz Cột và vách được ngàm với móng.

Để tính toán gió động của công trình, chúng ta phân tích theo hai phương X và Y, chỉ xem xét phương có chuyển vị lớn hơn Quy trình tính toán thành phần động của gió bao gồm các bước cụ thể.

Bước 1: Xác định tần số dao động riêng của công trình.

Sử dụng phần mềm Etabs khảo sát mode dao động của công trình.

Bảng 2.8 – Kết quả mode dao động với Mass Source 1TT+0.5HT

Bước 2: Công trình này được tính với 2 mode dao động.

Theo quy định tại Điều 4.3 đến Điều 4.9 TCXD 229:1999, việc tính toán thành phần động của tải trọng là cần thiết Đặc biệt, để xác định giá trị tiêu chuẩn của thành phần động tải trọng gió, cần chỉ ra ảnh hưởng của xung vận tốc gió, với đơn vị đo là lực, được tính toán thông qua công thức cụ thể.

WFj = W jζ jSjν [Công thức 4.6 - TCXD 229:1999]

Giá trị ν1 được lấy theo [Bảng 4 - TCXD 229:1999], phụ thuộc vào 2 tham số ρ và χ Tra

[Bảng 5 - TCXD 229-1999] để có được 2 thông số này (mặt ZOX), D và H được xác định như hình sau (mặt màu đen là mặt đón gió):

Hình 2.3 - Hệ tọa độ khi xác định hệ số không gian v

Để xác định các hệ số ψ i, cần phân tích chuyển vị ngang tương đối y ji của trọng tâm phần công trình thứ j trong dạng dao động i, không thứ nguyên, được tính toán từ phần mềm Etabs.

Bước 3: Xác định hệ số động lực ( ξi ) ứng với dạng dao động thứ i Dựa vào hệ số εi và [Đường số 1 - Hình 2 - TCXD 229:1999]

Bước 4: Tính giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió có xét đến ảnh hưởng của xung vận tốc gió

Wp( ji) = M jξ i ψi y ji [Công thức 4.3 - TCXD 229:1999]

Bước 5: Giá trị tính toán thành phần động của tải trọng gió có xét đến ảnh hưởng xung vận tốc gió và lực quán tính

=1.2 : hệ số tin cậy đối với tải trọng gió.

=1: Hệ số điều chỉnh tải trọng gió theo thời gian sử dụng Bảng 6, TCXD 229:1999, lấy

Bảng 2.9 - Kết quả tính toán gió động theo phương X

Tên Tầng Cao độ vị tầng y ij

Bảng 2.10 - Kết quả tính toán gió động theo phương Y

Tên Tầng Cao độ tầng y (mm)

2.3.3 Nội lực cho thành phần tĩnh và động của tải gió xác định như sau: s

X là moment uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc hoặc chuyển vị

Xt là moment uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc hoặc chuyển vị do thành phần tĩnh của tải trọng gió gây ra

X i d là lực gây ra bởi tải trọng gió, bao gồm moment uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc hoặc chuyển vị, khi cấu trúc dao động ở dạng thứ i, với s là số dạng dao động.

Qua phân tích mode dao động, công trình được tính toán với hai mode dao động Do đó, việc tổ hợp nội lực gió theo các phương X và Y được thực hiện qua các bước cụ thể.

Tạo ra 5 trường hợp tải bao gồm:

- Gió tĩnh theo phương X: WTX

- Gió tĩnh theo phương Y: WTY

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

- Gió động theo phương X ứng với mode dao động 2: WDX

- Khai báo các tổ hợp cho các trường hợp tải (COMB)

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

- Gió theo phương X: WINDX = WDX “+” WTX

- Gió theo phương Y: WINDY = WDY “+” WTY

“+”: Tổ hợp theo dạng ADD

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

TẢI TRỌNG ĐỘNG ĐẤT

Động đất là yếu tố quan trọng và không thể thiếu trong thiết kế công trình cao tầng Mọi công trình xây dựng tại khu vực có nguy cơ động đất cần phải được tính toán để đảm bảo khả năng chịu tải trọng động đất.

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

Với chu kì T 1 = 2.147 Không thỏa mãn yêu cầu phương pháp tĩnh lực ngang tương đương:

Trong đồ án này, tải trọng động đất sẽ được xác định thông qua phương pháp phân tích phổ phản ứng dao động theo quy định tại Điều 4.3.3.3 TCVN 9386-2012 Việc tính toán tải trọng động đất sẽ được thực hiện dựa trên tiêu chuẩn TCVN 9386-2012 và sử dụng phần mềm ETABS để hỗ trợ quá trình này.

Bảng 2.11 – Kết quả mode dao động với Mass Source 1TT+0.24HT

2.4.1 Phổ phản ứng (Theo phương ngang)

Xác định loại đất nền

Dựa vào hồ sơ địa chất xây dựng → Đất nền thuộc loại D theo [Điều 3.1.2 - Bảng 3.1 - TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất].

Xác định tỉ số a gR /g:

Gia tốc nền ứng với vị trí xây dựng công trình tại: Phường 1, Quận 6, Hồ Chí Minh. a gR = 0.07 × g = 0.07 × 9.81 = 0.686 (m/s 2 ) Xác định hệ số tầm quan trọng

Hệ số tầm quan trọng γ1 =1 [Phụ lục E - TCVN 9386-2012] ứng với công trình thuộc công trình phân loại cấp II.

Xác định gia tốc nền đất thiết kế a g = agR × γ1 = 0.686 × 1 = 0.686 (m/s 2 ) < 0.08 ×g = 0.784 (m/s 2 )

Công trình nằm thuộc vùng động đất yếu, nên cần thiết kế kháng chấn cho công trình.

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

Hệ số ứng xử q là chỉ số phản ánh khả năng tiêu tán năng lượng của kết cấu, thể hiện tính dẻo của nó Đối với hệ kết cấu hỗn hợp có vách cứng và đối xứng theo hai phương, giá trị của q được xác định là 3.9.

Bảng 2.12 – Giá trị tham số mô tả phổ phản ứng đàn hồi

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

Bảng 2.13 – Kết quả phổ phản ứng theo phương ngang

2.4.2 Phổ phản ứng (Theo phương đứng)

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

Thành phố Hồ Chí Minh có giá trị gia tốc trung bình a vg = 0.9a g = 0.617 (m/s²), thấp hơn ngưỡng 0.25 × 9.81 = 2.452 (m/s²), do đó không cần xem xét thành phần đứng của tải động đất Vì vậy, việc xây dựng phổ phản ứng theo phương đứng là không cần thiết.

THIẾT KẾ SÀN ĐIỂN HÌNH

TỔNG QUAN VỀ SÀN

3.1.1 Các phương án kết cấu sàn

Phương án kết cấu sàn dầm

Kết cấu truyền thống được sử dụng phổ biến rộng rãi và kiểm nghiệm thực tế nhiều.

Kết cấu ổn định, tăng độ cứng công trình, sàn có khả năng vượt nhịp lớn.

Chiều cao của dầm lớn khi vượt nhịp lớn làm giảm chiều cao thông thủy và không gian sử dụng của công trình.

Kết cấu nhiều dầm gây khó khăn trong việc lắp đặt cốt thép và cốp pha làm hao phí công lớn trong thi công.

Phương án kết cấu sàn dầm ô cờ

Chiều dày sàn nhỏ, kết cấu có độ cứng lớn, các dầm có chiều cao đồng mức, không gian kiến trúc tốt.

Khắc phục được những hạn chế của kết cấu sàn dầm truyền thống khi vượt nhịp lớn.

Kết cấu khá phức tạp, gia công và lắp đặt cốt thép, cốp pha tốn rất nhiều công.

Thi công đòi hỏi phải có cốp pha đăc biệt, rất tốn kém và khó hoàn thiện trần.

Phương án kết cấu sàn phẳng

Không gian kiến trúc và thông thủy thông thoáng

Giảm khối lượng về thi công cốt thép, cốp pha, thi công hoàn thiện đơn giản và nhanh

Chiều dày sàn lớn có thể hạn chế khả năng vượt nhịp và độ ổn định của kết cấu khi chiều dày giảm Ngoài ra, khối lượng bê tông và cốt thép lớn tạo ra trọng lượng nặng, gây áp lực lớn lên móng.

Phương án kết cấu sàn phẳng dự ứng lực

Bảo đảm được đầy đủ ưu điểm của kết cấu sàn phẳng, vượt được nhịp lớn và chiều dày sàn nhỏ.

Giảm chiều cao tầng, tăng số tầng của công trình, đạt hiệu quả lớn về kinh tế.

Yêu cầu kỹ thuật thiết kế, thi công và giám sát có trình độ cao.

Khả năng chịu tải trọng theo phương ngang yếu, giá thành cao hơn phương án kết cấu sàn thường.

3.1.2 Lựa chọn phương án kết cấu sàn

Dựa trên những ưu điểm và nhược điểm của các phương án kết cấu sàn, sinh viên đã nhận định rằng công năng sử dụng của công trình, phương án kiến trúc đề xuất, cùng với điều kiện thi công thực tế, đều rất phù hợp với phương án kết cấu sàn dầm.

TÍNH TOÁN KẾT CẤU SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

Từ đó ta bảng sau :

Bảng 3.1 – Sơ bộ chiều dày các ô bản Ô bản L

3.2.1.2 Kích thước dầm chính, dầm phụ

Với các nhịp chiều dài chênh lệch không vượt quá 20%, ta gom lại thành 1 nhóm

Kích thước và tiết diện của vách bê tông cốt thép (BTCT) cần được lựa chọn và bố trí sao cho đảm bảo khả năng chịu tải trọng của công trình, đặc biệt là khả năng chống chịu tải trọng ngang do gió và động đất tác động.

Chọn chiều dày vách 300 (mm) cho tất cả các vách trên mặt bằng và lõi cầu thang.

3.3.2 Tải trọng tác dụng lên sàn

Tải trọng tác dụng lên sàn bao gồm hai loại chính: tĩnh tải, bao gồm trọng lượng bản thân của bản bê tông cốt thép, trọng lượng các lớp hoàn thiện, trọng lượng thiết bị và trọng lượng tường xây, và hoạt tải tạm thời.

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

Bảng 3.4 – Bảng tải trọng tĩnh tải nhà ở

Lớp Ceramic dày 1 cm Vữa lót dày 2 cm Tĩnh tải

Sàn BTCT dày 10 cmVữa trát dày 1.5 cmTải treo đường ống

Bảng 3.5 – Bảng tải trọng tĩnh tải sàn vệ sinh

Lớp Ceramic dày 1 cm Vữa lót dày 2 cm Sàn BTCT dày 10 cm Tĩnh tải Lớp chống thấm 3 cm

Bảng 3.6 – Bảng hoạt tải tiêu chuẩn phân bố đều trên sàn và cầu thang

 Tải do trọng lượng tường gây ra:

Các ô bản có tường xây làm vách ngăn sẽ chịu tải trọng tập trung từ trọng lượng tường Để đơn giản hóa quá trình tính toán, ta có thể chuyển đổi tải trọng tập trung này thành tải trọng phân bố đều trên sàn.

Trong đó, n =1.1 là hệ số vượt tải.

 t kN/m 3 là trọng lượng riêng của tường xây. b t = 100 mm = 0.1 m là chiều dày tường xây. h t là chiều cao tường, h t = 3.6 m

 l t là chiều dài tường xây:  S2 : l  t = 2.8 + 1.4 × 3 + 4.4 + 9 / 2 = 15.9

  S S3 = 8.5 × 5 = 42.5Vậy, tải trọng phân bố đều trên các ô sàn S1, S2, S3 lần lượt là:

0.84( kN / m 2 ) 42.5 tác dụng lên các ô bản:

Bảng 3.7 – Tổng tải tác dụng lên các ô bản

3.3.3 Xác định nội lực và tính toán bản sàn

Xem các ô bản như các ô bản đơn, không xét ảnh hưởng của các ô bản kế cận. Ô bản được tính theo sơ đồ đàn hồi.

Nhịp tính toán là khoảng cách giữa 2 trục dầm.

 L 2 /L 1 ≥ 2 : bản làm việc một phương theo phương cạnh ngắn

 L 2 /L 1 < 2 : bản làm việc theo hai phương.

Bảng 3.8 – Phân loại sự làm việc của ô sàn Ô bảnS1S2S3

3.3.3.2 Nội lực tính toán trong các ô bản:

 Ô bản làm việc hai phương:

Xem các ô bản làm việc độc lập ta tính sàn theo ô bản đơn.

Trong giáo trình "Kết cấu công trình L1 bê tông cốt thép" của tác giả Võ Bá Tầm, NXB ĐHQG TPHCM, tập 2, có đề cập đến hai dạng ô sàn bản kê 4 cạnh Tham khảo bảng phụ lục 15 để nắm rõ thông tin chi tiết về các dạng này.

Mômen lớn nhất ở giữa bản:

Mômen âm lớn nhất tại gối:

Bảng 3.9 – Tính toán nội lực ô sàn Ô bản L 1 (m)

Ô bản là loại bản dầm làm việc một phương, cụ thể là theo phương cạnh ngắn Trong quá trình tính toán, người ta cắt một dải bản có bề rộng 1 m theo phương cạnh ngắn và sơ đồ tính được xem như dầm đơn giản.

2 đầu ngàm có kích thước tiết diện b×h = 100×10 (cm).

Hình 3.2 – Sàn làm việc một phương

- Dạng liên kết 2 đầu ngàm:

• Momen dương lớn nhất ở giữa nhịp: M • Momen âm lớn nhất ở gối: M

Bảng 3.10 – Tính toán nội lực sàn một phương Ô sàn

3.3.4 Kiểm tra chuyển vị sàn

- Vật liệu sử dụng: Bê tông B30 có Rb = 17 MPa, Rbt = 0.75 MPa, Eb=2.3×10 4 MPa.

- Cốt thộp ỉ ≤ 8: sử dụng thộp AI cú R s = 225 MPa, R sw = 175 MPa

- Cốt thộp ỉ > 8: sử dụng thộp AII cú R s = 280 MPa, R sw = 225MPa.

Cốt thép cho bản sàn được tính quy về cấu kiện chịu uốn tiết diện chữ nhật có kích thước b×h = 1000×100 (mm).

Giả thiết lớp bảo vệ a = 15 mm đối với các thanh thép nằm dưới ở nhịp (chịu mômen

M 1 ) và các thanh thép ở gối (chịu các moomen M I và M II ), a = 25 mm đối với các thanh chịu mômen dương nằm trên (các thanh thép chịu M 2 ) - Tính h 0 = h – a

- Kiểm tra hàm lượng cốt thộp: à min ≤ à ≤ à max

 Kiểm tra điều kiện làm việc của bản sàn (TTGH II )

Chọn ô sàn lớn nhất để kiểm tra độ võng:

 Chọn ô sàn S2 có kích thước 5 x 9 (m) chịu tải trọng phân bố đều: q = 913

Xét 2 dải giữa của bản theo 2 phương L 1 và L 2 , có bề rộng b = 1m đơn vị.

, q2 tc là tải trọng phân bố lên dải theo phương L1 và L2, q 1 tc + q 2 tc = q tc

Xem mỗi dải như một dầm 2 đầu ngàm, độ võng tại điểm chính giữa của các dải bản bằng nhau:

200 = 2.5(cm) Sàn thỏa điều kiện độ võng.

 Kiểm tra hàm lượng cốt thộp: à min ≤ à ≤ à max

 Cỏc giỏ trị à thuộc khoảng à min ≤ à ≤ à max

 Vậy sàn đảm bảo làm việc bình thường theo TTGH II, và h s 0mm là hợp lý.

Bảng 3.12 – Kết quả tính toán, chọn thép cho các ô bản Ô Kí M bản hiệu (daN.m)

THIẾT KẾ CẦU THANG

CẤU TẠO CẦU THANG TẦNG ĐIỂN HÌNH

Hình 4.1 – Mặt bằng kiến trúc cầu thang tầng điển hình 4.2

KÍCH THƯỚC SƠ BỘ CẦU THANG

Chiều cao tầng điển hình là 3.9 (m), cầu thang có 26 bậc thang, cầu thang có dạng 2 vế, mỗi vế gồm có 12 bậc thang.

Chiều cao mỗi bậc thang: hb = 26h t

Bề rộng bậc thang: lb = 3000

12 = 250 (mm) Góc nghiêng của bản thang so với mặt phẳng nằm ngang: tan α = h b = 150

Chọn sơ bộ kích thước dầm kiềng có tiết diện: 300×200 (mm)

Chọn sơ bộ chiều dày bản thang và bản chiếu nghỉ: hbt = hcn 0 (mm)

Cấu tạo các lớp hoàn thiện phức tạp hơn bản chiếu nghỉ, ta sẽ quy về chiều dày lớp tương đương để đơn giản trong tính toán.

Tĩnh tải tác dụng lên bản thang được phân thành hai lực theo hai phương: một lực vuông góc với trục bản nghiêng và một lực dọc trong bản nghiêng Để đơn giản hóa tính toán, không xét đến thành phần lực dọc Công thức tính tĩnh tải được biểu diễn là g = ∑ γ i δ tdi n i, trong đó γ i là trọng lượng riêng của lớp cấu tạo thứ i (kN/m³), δ tdi là chiều dày tương đương của lớp thứ i theo phương bản nghiêng, và n i là hệ số an toàn của lớp thứ i.

Đối với lớp gạch như đá hoa cương và đá mài, cũng như lớp vữa xi măng, chiều dày δ i được xác định theo công thức δ td = h b × cosα, trong đó δ td là chiều dày tổng, h b là chiều cao bậc và α là góc nghiêng của bản thang Chiều dài bậc được ký hiệu là l b.

Gạch Ceramic dày 1cm Vữa lót dày 2cm Bậc thang gạch Bản BTCT dày 11cm Lớp vữa trát dày 1.5cm

 Bản chiếu nghỉ: Được lấy theo tiêu chuẩn 2737-1995 về tải trọng và tác động

+ Tải trọng tiêu chuẩn: Ptc = 3 × 1 = 3(kN/m)

+ Tải trọng tính toán: Ptt = 3 × 1.2 = 3.6 (kN/m)

 Bản thang nghiêng: Được lấy theo tiêu chuẩn 2737-1995 về tải trọng và tác động

+ Tải trọng tiêu chuẩn: p tc = p c × cosα = 3×0.858 = 2.62 (kN/m 2 )

+ Tải trọng tính toán: p tt = np × p c × cosα = 1.2×3×0.858 = 3.2 (kN/m 2 )

4.4 SƠ ĐỒ TÍNH VÀ NỘI LỰC

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

Bản thang nghiêng: q tc = b × q tc = 1 × 4.83 = 4.83 (kN/m) bt

Bản chiếu nghỉ: q tc = b × q tc = 1 × 3.58 = 3.58 (kN/m) cn

4.4.1 Mô hình cầu thang bằng phần mềm ETABS

Sơ đồ tính cầu thang vế 1:

Hình 4.2 – Tải hoàn thiện cầu thang vế 1

Hình 4.3 – Hoạt tải cầu thang vế 1

Hình 4.4 – Biểu đồ moment cầu thang vế 1 4.5 KIỂM TRA CHUYỂN VỊ

Theo TCVN 5574-2012 độ võng của bản thang được kiểm tra theo điều kiện f < f gh Vậy với nhịp bản thang L = L 1 + L 2 = (3000 ÷ 0.858) + 2000 = 5496 m

Hình 4.5 - Chuyển vị của bản thang vế 1 (Mô hình ETABS)

Kiểm tra chuyển vị của bản thang vế 1: fmax = 0.138 (mm) < fu '.48 (mm) Thỏa điều kiện độ võng.

Thộp cấu tạo theo phương ngang chọn ỉ8a200 α M n m γb R b bho 2

Tải trọng tác dụng lên dầm chiếu tới bao gồm: tải trọng do bản thang, tải trọng do bản chiếu tới, tải trọng bản thân của dầm chiếu tới.

4.7.2 Sơ đồ tính và nội lực dầm

Hình 4.6 – Sơ đồ tính dầm chiếu tới

Hình 4.7 – Nội lực dầm chiếu tới

Bảng 4.4 – Kết quả tính thép

Hình 4.8 – Lực cắt lớn nhất trong dầm chiếu nghỉ

 L  Đoạn đầu dầm   : Q max = 59.44 kN

• Kiểm tra khống chế ứng suất nén chính:

E b b.s β= 0.01: hệ số phụ thuộc loại bê tông

A sw : diện tích tiết diện ngang một lớp đai

⇒ Bê tông không bị phá hoại do ứng suất nén chính

 Kiểm tra khả năng chịu cắt của bê tông

 Bê tông không đủ khả năng chịu cắt

Phải thiết kế cốt đai

 Tính toán bước đai s = R sw n.π.d sw 2 ϕ b 2 (1 + ϕ n ).γ b R bt b.h0 2 tt Q 2 ϕ b 2 = 2

 s = min (s tt , s ct , s max ) = min (302, 150, 378) = 150 (mm)

 L  Đoạn giữa dầm   : Đặt cấu tạo ỉ6a200

TẢI TRỌNG

Cấu tạo các lớp hoàn thiện phức tạp hơn bản chiếu nghỉ, ta sẽ quy về chiều dày lớp tương đương để đơn giản trong tính toán.

Tĩnh tải tác dụng lên bản thang được phân thành hai lực: một lực vuông góc với trục bản nghiêng và một lực dọc theo bản nghiêng Để đơn giản hóa tính toán, ta không xem xét thành phần lực dọc Công thức tính tĩnh tải được biểu diễn như sau: g = ∑ γ i δ tdi n i, trong đó γ i là trọng lượng riêng của lớp cấu tạo thứ i (kN/m³), δ tdi là chiều dày tương đương của lớp thứ i theo phương bản nghiêng, và n i là hệ số an toàn của lớp thứ i.

Đối với lớp gạch như đá hoa cương hoặc đá mài và lớp vữa xi măng, chiều dày δ i được xác định dựa trên chiều dài bậc (δ td), chiều cao bậc (h b) và góc nghiêng của bản thang (α) Cụ thể, chiều dày lớp thứ i được tính bằng công thức: δ td = h b × cosα.

Gạch Ceramic dày 1cm Vữa lót dày 2cm Bậc thang gạch Bản BTCT dày 11cm Lớp vữa trát dày 1.5cm

 Bản chiếu nghỉ: Được lấy theo tiêu chuẩn 2737-1995 về tải trọng và tác động

+ Tải trọng tiêu chuẩn: Ptc = 3 × 1 = 3(kN/m)

+ Tải trọng tính toán: Ptt = 3 × 1.2 = 3.6 (kN/m)

 Bản thang nghiêng: Được lấy theo tiêu chuẩn 2737-1995 về tải trọng và tác động

+ Tải trọng tiêu chuẩn: p tc = p c × cosα = 3×0.858 = 2.62 (kN/m 2 )

+ Tải trọng tính toán: p tt = np × p c × cosα = 1.2×3×0.858 = 3.2 (kN/m 2 )

SƠ ĐỒ TÍNH VÀ NỘI LỰC

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

Bản thang nghiêng: q tc = b × q tc = 1 × 4.83 = 4.83 (kN/m) bt

Bản chiếu nghỉ: q tc = b × q tc = 1 × 3.58 = 3.58 (kN/m) cn

4.4.1 Mô hình cầu thang bằng phần mềm ETABS

Sơ đồ tính cầu thang vế 1:

Hình 4.2 – Tải hoàn thiện cầu thang vế 1

Hình 4.3 – Hoạt tải cầu thang vế 1

KIỂM TRA CHUYỂN VỊ

Theo TCVN 5574-2012 độ võng của bản thang được kiểm tra theo điều kiện f < f gh Vậy với nhịp bản thang L = L 1 + L 2 = (3000 ÷ 0.858) + 2000 = 5496 m

Hình 4.5 - Chuyển vị của bản thang vế 1 (Mô hình ETABS)

Kiểm tra chuyển vị của bản thang vế 1: fmax = 0.138 (mm) < fu '.48 (mm) Thỏa điều kiện độ võng.

TÍNH TOÁN CỐT THÉP

Thộp cấu tạo theo phương ngang chọn ỉ8a200 α M n m γb R b bho 2

TÍNH TOÁN DẦM THANG

Tải trọng tác dụng lên dầm chiếu tới bao gồm: tải trọng do bản thang, tải trọng do bản chiếu tới, tải trọng bản thân của dầm chiếu tới.

4.7.2 Sơ đồ tính và nội lực dầm

Hình 4.6 – Sơ đồ tính dầm chiếu tới

Hình 4.7 – Nội lực dầm chiếu tới

Bảng 4.4 – Kết quả tính thép

Hình 4.8 – Lực cắt lớn nhất trong dầm chiếu nghỉ

 L  Đoạn đầu dầm   : Q max = 59.44 kN

• Kiểm tra khống chế ứng suất nén chính:

E b b.s β= 0.01: hệ số phụ thuộc loại bê tông

A sw : diện tích tiết diện ngang một lớp đai

⇒ Bê tông không bị phá hoại do ứng suất nén chính

 Kiểm tra khả năng chịu cắt của bê tông

 Bê tông không đủ khả năng chịu cắt

Phải thiết kế cốt đai

 Tính toán bước đai s = R sw n.π.d sw 2 ϕ b 2 (1 + ϕ n ).γ b R bt b.h0 2 tt Q 2 ϕ b 2 = 2

 s = min (s tt , s ct , s max ) = min (302, 150, 378) = 150 (mm)

 L  Đoạn giữa dầm   : Đặt cấu tạo ỉ6a200

TÍNH TOÁN - THIẾT KẾ HỆ KHUNG

TỔ HỢP TẢI TRỌNG

5.1.1 Các trường hợp tải trọng

Bảng 5.1 – Các trường hợp tải trọng

Bảng 5.2 – Các tổ hợp tải trọng

1 2 3 4 5 Xác định tổ hợp tải trọng EX, EY từ phổ phản ứng trong phần mềm Etabs:

Hình 5.1 – Tổ hợp tải trọng động đất theo phương X

Hình 5.2 – Tổ hợp tải trọng động đất theo phương Y

5.1.2.1 Tổ hợp cơ bản theo trạng thái giới hạn II (TTGHII)

Bảng 5.3 – Tổ hợp cơ bản theo trạng thái giới hạn II

5.1.2.2 Tổ hợp cơ bản theo trạng thái giới hạn I (TTGHI)

Bảng 5.4 – Tổ hợp cơ bản theo trạng thái giới hạn I

MÔ HÌNH ETABS

Hình 5.6 – Biểu đồ moment M22 và M33 khung trục 3

Hình 5.7 – Biểu đồ moment M22 và M33 khung trục B

KIỂM TRA ỔN ĐỊNH TỔNG THỂ CÔNG TRÌNH

5.3.1 Kiểm tra chuyển vị đỉnh

Hình 5.8 – Chuyển vị đỉnh của công trình

Theo TCVN 198:1997 chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh kết cấu của nhà cao tầng đối với kết cấu khung - vách cần thỏa mãn điều kiện: Hf

Trong đó: f là chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh công trình

H là chiều cao của công trình f = 79.3 mm ≤ max

Vậy: công trình thỏa điều kiện chuyển vị ngang theo phương đứng tại đỉnh công trình.

Theo mục 4.4.3.2.(1) TCXDVN 375:2006 hạn chế chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng: d rν ≤ 0.005h

Trong đó: dr là chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng h là chiều cao tầng

Hệ số chiết giảm, được ký hiệu là υ = 0.4 d r, xem xét chu kỳ lặp thấp hơn của tác động động đất nhằm hạn chế hư hỏng Theo các quy định trong mục 4.4.2.2 và 4.3.4, có thể tóm tắt rằng d r = d re × q.

Trong đó: d re là chuyển vị lệch tầng q là hệ số ứng xử, q = 3.9 d re ≤

Hình 5.9 – Chuyển vị lệch tầng của công trình

Vậy: công trình thỏa điều kiện chuyển vị lệch tầng

Theo mục 4.4.2.2.(2) TCVN 9386:2012, công trình không cần xét đến hiệu ứng bậc 2 (hiệu ứng P – ∆) nếu tại tất cả các tầng thỏa mãn điều kiện:θ = P tot × d r ≤ 0.1

Trong đó: θ là hệ số độ nhạy của chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng

P tổng là tổng tải trọng của tường tại tầng đang xem xét cùng với các tầng phía trên trong thiết kế chịu động đất Dr đại diện cho chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng.

Vtot là tổng lực cắt tầng do động đất gây ra h là chiều cao tầng.

Bảng 5.5 – Tổ hợp nội lực dùng để kiểm tra

TANG 21 PD-PTOT Max Bottom

TANG TRET PD-PTOT Max Bottom

HAM PD-PTOT Max Bottom

5.3.4 Kiểm tra gia tốc đỉnh

Theo TCVN 198:1997, mục 2.6.3, gia tốc cực đại của chuyển động tại đỉnh công trình do tác động của gió phải nằm trong giới hạn cho phép theo yêu cầu sử dụng.

  là giá trị cho phép của gia tốc, lấy bằng 150 mm/s 2

y là giá trị tính toán của gia tốc cực đại y '' = ω 2 u max

Với:ω là tần số vòng của dạng dao động thứ i (1/s) u max là chuyển vị cực đại tại đỉnh công trình (mm)

Bảng 5.6 – Kiểm tra gia tốc cho công trình

THIẾT KẾ THÉP DẦM

Sinh viên tiến hành tính toán cốt thép cho cấu kiện dầm dựa trên tiêu chuẩn TCVN 5574:2012, tập trung vào các cấu kiện chịu uốn Nội lực của dầm được xác định từ tổ hợp bao của tất cả các tổ hợp theo TTGHI, với giá trị nội lực được lấy từ hai vị trí gối và một vị trí giữa dầm Để tính toán cốt đai cho dầm, sinh viên sử dụng giá trị lực cắt lớn nhất trong tổ hợp bao.

Hình 5.10 – Biểu đồ moment của dầm tầng điển hình (Tầng 5)

5.4.1 Tính toán cốt thép dọc

Giả thiết: a α m Tính cốt đơn: α m Hàm lượng cốt thộp tớnh toỏn và bố trớ phải thỏa điều kiện sau: à min ≤ à ≤ àmax

- àmin = 0.05% : Tỷ lệ cốt thộp tối thiểu.

= 2.52% : Tỷ lệ cốt thép tối đa.

Tính toán cụ thể dầm B18 (Etabs):

Bảng 5.7 – Số liệu tính toán cốt thép dọc

Thông số vật liệu: B30 : R b = 17MPa; AIII : R s = 365MPa

- Tính thép gối: o Gối trái α m = M

→ à  Chọn 2ỉ20 → A schon = 6.28 (cm 2 ); o Gối phải α m = M

5.4.2 Tính toán cốt thép đai chịu cắt

Dầm B14 (Etabs có giá trị lực cắt lớn nhất)

Bảng 5.8 – Số liệu tính toán cốt thép đai

Thông số vật liệu: B30 : R b = 17MPa; AIII : R s = 365MPa

Khả năng chịu cắt của bê tông: ϕ b3

→ Phải tính cốt đai cho dầm

Chọn cốt đai ỉ8, bước đai s = 100 mm, số nhỏnh đai n = 2 ϕ =1+5 w1 φ bl = 1 − β R b = 1- 0.01×17 = 0.83

Kiểm tra điều kiện bê tông chịu nén (ứng suất nén chính): Q tt > Q max

Khả năng chịu cắt của cốt đai: q sw = R sw na sw = 290× 2× 50.3

Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông

Q swb = 4ϕ b2 R bt bh o 2 q sw = 4 × 2 × 1.2 × 10 3 × 0.3× 0.63 2 × 291.74 = 577.5 kN > Q max

Khoảng cách bố trí cốt đai cần được xác định hợp lý Đối với đoạn L/2 giữa dầm, cốt đai được bố trí theo yêu cầu cấu tạo là ỉ8a200 Cần áp dụng cách bố trí cốt đai tương tự cho các dầm khác.

Vị trí Tên Dầm dầm mm (Etabs)

THIẾT KẾ THÉP CỘT

5.5.1 Tính thép dọc cho cột

5.5.1.1 Tính toán cụ thể cột C8 (Tầng Hầm) a Số liệu tính toán

TANG HAM b Tính toán thép dọc

Bước 1: Kiểm tra điều kiện gần đúng cột lệch tâm xiên 0.5 ≤ C x

Bước 2: Tính toán độ ảnh hưởng của uốn dọc theo 2 phương

Chiều dài tính toán: lox = ψ x × l = 0.7 × 3800 = 2520 mm = loy Độ lệch tâm ngẫu nhiên: eax Độ lệch tâm hình học: e M x 1x P Độ lệch tâm tính toán: eox Độ mảnh theo 2 phương:

Tính hệ số uốn dọc:

Theo phương X: λx = 10.3 < 28 → ηx =1 (bỏ qua ảnh hưởng của uốn dọc)

Theo phương Y: λY = 10.3 < 28 → ηx =1 (bỏ qua ảnh hưởng của uốn dọc)

Bước 3: Quy đổi bài toán lệch tâm xiên sang bài toán lệch tâm phẳng tương đương theo phương X hoặc phương Y

 h = 900 mm; b = 900 mm; ea = 30 + 0.2× 30 = 36 mm M1 = −105.75 kN.m ; M2 = −158.4 kN.m

Bước 4: Tính toán diện tích cốt thép theo yêu cầu

Tính toán tương tự bài toán lệch tâm phẳng, đặt cốt thép theo chu vi và đặt đối xứng

1 Độ lệch tâm tính toán

Trường hợp 1: ε Hệ số độ lệch tâm: γe

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

Diện tích toàn bộ cốt thép tính như sau:

Trường hợp 2: ε định lại chiều cao vùng nén x theo công thức sau x = (ξ +

Diện tích toàn bộ cốt thép được tính như sau:

Trường hợp 3: ε Diện tích toàn bộ cốt thép được tính như sau:

9.11 kN.m Độ lệch tâm tính toán:

0 h0 Hệ số độ lệch tâm: γ e

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

Diện tích toàn bộ cốt thép tính như sau: γ e N

Bước 5: Kiểm tra hàm lượng cốt thép

Thỏa yờu cầu về kết cấu:à min ≤ à tt ≤ à max

= 4% : có thiết kế chống động đất tùy thuộc vào độ mảnh λ

Hàm lượng cốt thộp thỏa điều kiện kinh tế (đề xuất): 1.5% ≤ àtt ≤ 3% λ = l0 àmin (%)

Bước 6: Bố trí cốt thép

⇒ Chọn bố trớ 24ỉ22 (As = 98.17 cm 2 ) rải đều theo chu vi tiết diện cột. à min à max

5.5.1.2 Bảng kết quả tính thép cột khung trục B và khung trục 3

Bảng 5.9 – Kết quả tính thép dọc

5.5.2 Tính thép đai cho cột

Trong thực hành tính toán, thép đai cột thường được xác định theo lực cắt nhỏ, không đáp ứng đủ yêu cầu bố trí cốt đai theo cấu tạo Do đó, việc tính toán cốt đai thường không được thực hiện, mà chỉ dựa vào mối quan hệ giữa đường kính thép dọc, hàm lượng thép, kích thước cột và các yêu cầu kháng chấn trong thiết kế động đất Theo TCVN 198:1997, quy định về nhà cao tầng và thiết kế cấu tạo bê tông cốt thép toàn khối, đường kính cốt thép đai được quy định là φ d.

Trong phạm vi vùng nút khung từ điểm cách mép trên đến đỉnh cách mép dưới của nút một khoảng l 1 (l 1

Tại các vùng còn lại: s ≤ { b c ;12φ min } b Theo TCXDVN 375:2006 Thiết kế công trình chịu động đất Đối với cột (theo chương 5 TCXDVN 375:2006)

Bảng 5.10 – Bảng các tham số cấu tạo đối với cột

1 Chiều dài vùng tới hạn

Số thanh trung gian giữa các thanh ở góc dọc theo mỗi mặt, min

3 Hàm lượng cốt thép dọc, ρ 1 , min

4 Hàm lượng cốt thép dọc, ρ 1 , max

5 Đường kính cốt đai trong vùng tới hạn d bw , min Khoảng cách giữa các cốt đai trong vùng

Tỷ số thể tích cơ học trong vùng tới hạn, chân cột ω wd , min

Khoảng cách giữa các thanh cốt thép dọc cạnh nhau trong vùng tới hạn, d h , max

9 Hệ số dẻo khi uốn, à φ , min

Biến dạng bê tông trên toàn bộ tiết diện ngang, ε cu2 , min

Hình 5.12 – Bố trí thép đai cột

5.5.2.2 Tính toán cụ thể cốt đai cột C5: a Số liệu tính toán

C8 HAM b Tính toán thép đai cột C8 (Tầng Hầm)

Bước 1: Chọn trước đường kính thép đai và số nhánh đai φ doc φdai ≥ max( min 4 ;8mm) ⇒ Chọn đai ỉ8

Bước 2: Tính khoảng cách đai tính toán chịu cắt trong cột (có thể bỏ qua vì thường bố trí cấu tạo lớn hơn thép tính toán)

Bước 3: Khoảng cách các lớp cốt đai theo cấu tạo

Khi Rsc ≤ 400 MPa; act = min(12φmin ;400) = min(216;400) = 200 mm

Bước 4: Bố trí cốt đai theo chiều dài cột

Trong khoảng L 1 (tại vị trí gần nút):

L w ; 30d; 450) = max(900; 516; 660; 450) = 900 mm sct = min(8φdoc ;175mm) = min(176;175) 5 mm

 Bố trớ đai ỉ8a100 cho đoạn L1 00 mm

Trong khoảng L 2 : Bố trí theo cấu tạo

 Bố trớ đai ỉ8a200 cho đoạn L2 00 mm

Trong nút khung phải dùng đai kín cho cả dầm và cột với khoảng cách không quá 200 mm

Bảng 5.11 – Kết quả tính thép đai

THIẾT KẾ THÉP VÁCH LÕI THANG

5.6.1 Gán phần tử và lấy nội lực trong Etabs

Trong Etabs người dùng có thể tổng hợp nội lực để tính toán vách lõi bằng cách gán thuộc tính Pier hay Spandrel cho các phần tử vách.

Vách đứng gán Pier (P) – lấy nội lực như cột

Vách ngang gán Spandrel (S) – lấy nội lực như dầm

Vì tính toán lõi theo quan điểm các vách trong lõi làm việc chung với nhau nên sinh viên gán Pier và Spendral trong Etabs như sau:

Hình 5.13 – Mặt bằng lõi thang

Hình 5.14 – Mặt bằng kết quả gán phần tử

5.6.2 Cấu tạo Để tính toán vách lõi, trước hết phải hiểu rõ cấu tạo và chức năng làm việc của thép trong vách lõi Cấu tạo vách lõi theo TCXDVN 375:2006 như sau:

Hình 5.15 – Cấu tạo vách theo TCXDVN 375:2006 Bảng 5.12 – Cấu tạo vách theo TCXDVN 375:2006

Hàm lượng thép min Hàm lượng thép max Đường kính thép min Đường kính thép max

Khoảng cách thép min Khoảng cách thép max Hàm lượng thép gia cường vùng biên

Theo TCXDVN 375:2006, thép đai phân bố có thể sử dụng cốt đai hình chữ C hoặc chữ S, với 4 móc trên 1m² Khoảng cách lớn nhất theo phương đứng trong trường hợp có kháng chấn là min(16φdoc; 2b w), trong khi khoảng cách theo phương ngang cũng cần được tuân thủ.

2bw 5.6.3 Quan niệm tính toán

Hiện nay, có nhiều phương pháp để tính toán cấu kiện vách, bao gồm phương pháp vùng biên chịu moment, phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi và phương pháp kiểm tra bằng biểu đồ tương tác.

Chúng tôi áp dụng phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi để ước lượng hàm lượng thép dọc và xác minh khả năng chịu lực của cấu kiện vách bằng phần mềm Etabs.

5.6.4 Tính toán sơ bộ thép dọc

5.6.4.1 Chia phần tử và phân phối nội lực a Chia phần tử:

Hình 5.16 – Phân chia phần tử b Xác định trọng tâm lõi và trọng tâm phần tử

Trọng tâm lõi trong phần mềm Autocad được xác định bằng cách tạo miền đặc thông qua lệnh Region Sau đó, người dùng sử dụng lệnh Massprop để xem các thông số, bao gồm trọng tâm, và đưa gốc tọa độ về vị trí trọng tâm lõi Việc này hỗ trợ trong việc phân phối nội lực hiệu quả.

Nội lực được phân phối như sau:

Mx = M2 và My = M3 là giá trị moment của Pier quay quanh trục X và Y tương ứng với trục 2 và 3 trong phần mềm Etabs (kN.m) Các giá trị xi, yi thể hiện tọa độ trọng tâm của phần tử so với trọng tâm lõi (mm).

Ix , Iy : moment quán tính đối với trục X, Y của lõi (mm 4 )

Ai : diện tích tiết diện phần tử I (mm2)

Ni : lực dọc tác dụng lên phần tử thứ I (kN)

Qui ước dấu ứng suất: ứng suất dương (+): nén, ứng suất âm (-): kéo

Bảng 5.13 – Thông số của lõi thang

Bảng 5.14 – Nội lực Pier (P1) tầng trệt xuất từ Etabs

Bảng 5.15 – Kết quả phân phối nội lực

Chọn thép dọc sơ bộ cho các phần tử chịu nội lực tại tầng trệt, sau đó tiến hành kiểm tra toàn bộ các tầng bằng phần mềm Etabs.

Thép dọc được sơ bộ như sau:

Phần tử chịu kéo (TCVN 5574:2012): Ast = N

A st : diện tích thép chịu kéo (mm 2 )

N: lực dọc của phần tử (kN)

Rs: cường độ chịu kéo của cốt thép (MPa)

Phần tử chịu nén: đặt thép cấu tạo và kiểm tra khả năng chịu nén

A b : diện tích tiết diện bê tông (mm 2 )

A sc : diện tích thép chịu nén (mm 2 )

R b : cường độ chịu nén của bê tông (MPa)

R sc : cường độ chịu nén của cốt thép (MPa)

Dựa trên việc kiểm tra số liệu tính toán, chúng ta nhận thấy tất cả các phần tử đều chịu nén Do đó, chúng ta sẽ tiến hành lắp đặt thép theo cấu tạo và kiểm tra khả năng chịu nén cho tất cả các phần tử.

Bảng 5.16 – Kết quả sơ bộ cốt thép

Số b hiệu phần (mm) tử

5.6.4.3 Bố trí thép trên mặt cắt ngang

Hình 5.17 – Mặt cắt ngang bố trí thép vách lõi thang

5.6.5 Bố trí và kiểm tra thép ngang

Thép ngang được thiết kế bằng cách chọn và thực hiện bài toán kiểm tra Dựa vào cấu tạo thép ngang theo TCXDVN 375:2006 đã trình bày ở trên ⇒ chọn φ12a200

Tiến hành kiểm tra thép đai theo mỗi phương với lực cắt lớn nhất theo mỗi phương lọc từ dữ liệu nội lực của Etabs.

Khả năng chịu lực cắt:

Q ≤ ∑ Q bi + ∑ Q swi = ∑ R bt × b i × h oi + ∑ R sw × A sw × h oi s

 Q bi , ∑ Q swi : khả năng chịu cắt của bê tông và thép ngang của vách thứ i (kN)

R bt , R sw : cường độ chịu kéo tính toán của bê tông và cường độ chịu cắt tính toán của thép đai (MPa)

Diện tích thép đai (A_sw) tương ứng với số nhánh đai (mm²), bề dày của vách thứ I (b_i) được tính bằng đơn vị mm Chiều cao tính toán của tiết diện vách thứ i (h_oi) được xác định theo công thức h_oi = 0.8L_w (mm), trong đó L_w là chiều dài tương ứng Bước thép ngang (s_i) cũng được tính bằng mm.

Bảng 5.17 – Thông số tính toán

Bảng 5.18 – Kiểm tra thép ngang chịu cắt

THÔNG SỐ TÍNH TOÁN chịu lực

TÍNH TOÁN LANH TÔ THANG MÁY (PHẦN TỬ SPANDREL)

Tiêu chuẩn Việt Nam không quy định chi tiết về cách tính toán lanh tô thang máy, mà chỉ nêu rõ các điều kiện thiết kế thép chéo ở góc cửa thang máy Do đó, để thực hiện tính toán cho cấu kiện này, chúng ta tham khảo tiêu chuẩn ACI318-11.

Theo TC ACI318-11, cấu tạo như sau:

 Thép chịu uốn và hỗ trợ chịu cắt ở giữa

• Thép chéo tại góc cửa thang máy Đặt ít nhất 2 thanh Ф16 và đặt thành 2 lớp thép chéo theo mỗi phương tại góc thang máy

Cường độ chịu nén đặc trưng của mẫu trụ bê tông ở 28 ngày tuổi được ký hiệu là fc (MPa), trong khi giới hạn chảy của thép được ký hiệu là f y (MPa) Bề rộng dầm cao được ký hiệu là b (mm) và chiều cao tính toán dầm cao được tính bằng d = h - ao (mm) Cuối cùng, bước cốt thép được ký hiệu là s (mm).

Do khối lượng Spandrel chỉ chiếm một tỷ trọng nhỏ trong toàn bộ công trình, nên để đơn giản hóa quá trình thiết kế, ta sẽ chọn Spandrel có nội lực lớn nhất trong cùng một tầng để tính toán và bố trí cho toàn bộ công trình.

Theo phương đứng, công trình có 3 loại chiều cao tầng là 4.8m, 3.9m và 3.6m, vì vậy sẽ có

3 loại Spandrel có kích thước khác nhau.

Bảng 5.19 – Nội lực tính toán Spandrel

TẦNG HẦMTẦNG TRỆTTẦNG CÒN LẠI

1400 = 0.78 < 2 ⇒ Tính toán như dầm cao

As = 1361.1 mm 2 < As min = 1457.5 mm 2 ⇒ bố trí As = 1457.5 mm 2

 chọn 6ỉ18 (A s = 1526.81 mm 2 ) Khoảng bố trí: y = 0.25h − 0.05l = 0.25 × 1400 − 0.05 × 1100 = 295mm > 0.2h 280mm ⇒ y = 295mm

 Phân phối moment Đoạn 0.2h: A 1 s = 0.5( hl

 Do dầm chủ yếu chịu cắt  đặt thép cấu tạo Đoạn 0.6h: As 2 = As ' = 1457.5 mm 2 ⇒ Đoạn 0.2h còn lại: kéo thép nhịp qua

 Tính thép đai chịu cắt

 Kiểm tra lực cắt lớn nhất do ngoại lực chọn 6ỉ18 (A s = 1526.81 mm 2 )

 Chọn thộp đai ⇒ chọn đai ỉ10a200

 Tính khả năng chịu cắt của thép đai

 Tính khả năng chịu cắt của bê tông

 Kiểm tra khả năng chịu cắt của dầm

 Vậy dầm đảm bao khả năng chịu cắt

 Tính thép chéo sin α A vd 2φ s

As = 2548.5 mm 2 < As min = 2706.8 mm 2 ⇒ bố trí As = 2706.8 mm 2

 chọn 8ỉ22 (As = 3041.06 mm 2 ) Khoảng bố trí:

 Phân phối môment Đoạn 0.2h: A 1 s = 0.5( hl

 Kiểm tra lực cắt lớn nhất do ngoại lực

 Tính thép chéo sin α A vd 2φs

5.7.2.3 Spandrel các tầng còn lại

As = 1676 mm 2 < As min = 1769.8 mm 2 ⇒ bố trí As = 1769.8 mm 2

 chọn 8ỉ18 (A s = 2035.75 mm 2 ) Khoảng bố trí: y = 0.25h − 0.05l = 0.25 × 1700 − 0.05 × 1100 = 370mm > 0.2h 340mm ⇒ y = 370 mm

 Phân phối moment Đoạn 0.2h: A 1 s = 0.5( hl

 Kiểm tra lực cắt lớn nhất do ngoại lực chọn 8ỉ18 (A s = 2035.75 mm 2 )

 Tính thép chéo sin α A vd 2φ s

THIẾT KẾ MÓNG

ĐỊA CHẤT CÔNG TRÌNH

Khảo sát địa chất tại công trình với độ sâu tối đa -100m kể từ mặt đất tự nhiên Cấu trúc địa tầng gồm 6 lớp đất:

Lớp đất 1: Sét pha, màu xám - trắng, trạng thái dẻo mềm Lớp đất dày 2.5m, cao độ từ

Lớp đất 2: Bùn sét, màu xám - đen, trạng thái chảy Lớp đất dày 18.5m, cao độ từ -2.50m đến -21.00m.

Lớp đất 3: Sét, màu xám - đen, xám – trắng, trạng thái dẻo cứng Lớp đất dày 4.2m, cao độ từ -21.00m đến -25.20m.

Lớp đất 4: Cát pha, màu vàng, vàng – nâu, trạng thái dẻo Lớp đất dày 61.6m, cao độ từ -

Lớp đất 5: Sét pha, màu xám - trắng, trạng thái dẻo mềm Lớp đất dày 12.8m, cao độ từ -

Lớp đất 6: Sét pha, màu xám - trắng, trạng thái dẻo mềm Lớp đất dày 0.4m, cao độ từ -

Mực nước ngầm tại độ sâu 1m tính từ mặt đất tự nhiên.

Bảng 6.1 – Chỉ tiêu cơ lý đất nền

- Mô đun tổng biến dạng (E 1-2 )

XÁC ĐỊNH NỘI LỰC DÙNG KIỂM TRA VÀ TÍNH TOÁN MÓNG

Tải trọng tính toán là yếu tố quan trọng trong việc thiết kế nền móng theo tiêu chuẩn TTGH I Đối với quy mô đồ án, chúng ta sẽ tiến hành tính toán móng cho vách lõi thang cùng với các cột nằm trên hai trục vuông góc đi qua lõi thang.

 Móng cột biên: PC3, PC4

Hình 6.1 – Mặt bằng tính toán móng công trình

Tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất được lọc từ phần mềm Etabs cụ thể là:

Bảng 6.2 – Tổng hợp nội lực tính toán tại các đài móng

Tải trọng tiêu chuẩn được sử dụng để tính toán nền móng theo TTGH II.

Tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất được lọc từ phần mềm Etabs cụ thể là:

Bảng 6.3 – Tổng hợp nội lực tiêu chuẩn tại các đài móng

PHƯƠNG ÁN MÓNG CỌC KHOAN NHỒI

Có thể đạt đến độ sâu hàng trăm mét (không bị hạn chế như cọc ép), do đó phát huy được triệt để chiều dài và đường kính cọc.

Có khả năng chịu tải lớn, có khả năng xuyên qua các lớp đất cứng Đường kính cọc lớn làm tăng độ cứng ngang cho công trình.

Khi thi công ít gây ra tiếng ồn và chấn động đến các công trình xung quanh.

Giá thành thi công móng cọc khoan nhồi thường cao do yêu cầu kỹ thuật phức tạp và cần đến các chuyên gia có kinh nghiệm Bên cạnh đó, quy trình kiểm tra chất lượng cọc cũng thường gặp khó khăn và tốn kém.

Ma sát bên thân cọc có phần giảm đi đáng kể so với cọc đóng và cọc ép do công nghệ khoan tạo lỗ.

Thi công cọc gây ảnh hưởng đến môi trường.

Sử dụng bê tông có cấp độ bền B30 với các thông số:

Sử dụng cốt thép AIII với thông các thông số:

Chọn cọc có kích thước: D = 0.8 m

Chiều dài làm việc của cọc 67.6m, mũi cọc đặt tại độ sâu -72m, cọc ngàm vào đài 0.15m, đập vỡ đầu cọc 1m.

Diện tích mặt cắt ngang của cọc: A b =

Bố trớ cốt thộp 20ỉ18 (A s = 0.0051 m 2 ) cho tất cả cỏc cọc Hàm lượng cốt thộp của cọc tớnh được là à = A s = 0.0051 × 100 = 1.03%

THIẾT KẾ CỌC KHOAN NHỒI

6.4.1 Các giả thiết tính toán

Tải trọng ngang hoàn toàn do các lớp từ đáy đài trở lên tiếp nhận

Tải trọng của công trình được truyền qua đài cọc lên các cọc, không trực tiếp lên phần đất giữa các cọc tại mặt tiếp giáp với đài cọc.

Khi đánh giá cường độ nền đất và xác định độ lún của móng cọc, người ta coi móng cọc như một khối móng quy ước, trong đó các phần đất giữa các cọc cũng được xem xét Đài cọc được xem như là một cấu trúc hoàn toàn cứng.

6.4.2.1 Dự báo sức chịu tải của cọc

Sức chịu tải theo vật liệu làm cọc:

 cb = 0.85 : Hệ số điều kiện làm việc (Mục 7.1.9 TCVN 10304:2014)

 cb ' = 0.7 : Hệ số kể đến việc thi công cọc (Mục 7.1.9 TCVN 10304:2014)

 R vl = γcbγcb ' R b A b + R sc A s = 0.85× 0.7 × 17000× 0.5026 + 365000× 0.0051 = 6942 kN

Sức chịu tải theo cơ lý đất đá:

Sức chịu tải trọng nén R c,u của cọc có thể được xác định thông qua các loại cọc như cọc đóng, cọc ép nhồi, cọc khoan nhồi mở hoặc không mở rộng mũi, và cọc ống moi đất kết hợp với nhồi bê tông bên trong, dựa trên công thức cụ thể.

Rc,u = γ c (γ cq qb Ab + u ∑γcf fi li )

 cq: Hệ số làm việc của đất dưới mũi có xét đến ảnh hưởng của phương pháp hạ cọc đến sức kháng của đất γcq =1 (Bảng 4 TCVN 10304:2014)

Hệ số làm việc của đất trên thân cọc (cf) được xác định với giá trị 0.8, theo Bảng 5 trong TCVN 10304:2014, và có tính đến ảnh hưởng của phương pháp hạ cọc đối với sức kháng của đất Tham số u đại diện cho chu vi tiết diện ngang của thân cọc.

Diện tích tiết diện ngang của cọc (A) và chiều dài đoạn cọc trong lớp đất thứ “i” (l) là các yếu tố quan trọng trong việc xác định cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ “i” (fi) theo quy định trong Bảng 3 TCVN 10304:2014 Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc (q b) được xác định dựa trên đặc điểm của lớp đất dưới mũi cọc, là lớp cát pha có trạng thái dẻo và độ sệt thuộc dạng đất dính Với mũi cọc ở cao trình -72m, giá trị q b được tra cứu từ Bảng 7 TCVN 10304:2014, cho kết quả q b = 3250 kN Ngoài ra, đường kính cọc (d) và chiều sâu hạ cọc (h) cũng là các thông số cần thiết trong quá trình thiết kế và thi công.

Xác định ∑ γ cf f i l i (Đất nền chia thành các lớp đồng nhất không quá 2m):

Bảng 6.4 – Xác định sức chịu tải theo cơ lý đất đá

Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất đá:

Rc,u = γc (γ cq qb Ab + u ∑ γ cf fi li ) = 1 × (1× 3250 × 0.5026 + 2.513× 2751.7) = 8549 kN

Sức chịu tải theo cường độ đất nền:

Trong đó: q b là cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc

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

Xác định qb qua công thức sau: qb = cNc + qγ p Nq

Trong đó: c là lực dính của đất dưới mũi cọc, c = 9.02 kN/m 2 q γ p : là ứng suất hữu hiệu theo phương đứng do đất gây ra tại cao trình mũi cọc q γ p = 16.3× 4.69 + 4.2 × 9.7 + 44.8 × 10.16 = 594.1 kN/m 2

Nc , Nq : Hệ số sức chịu tải phụ thuộc vào ma sát trong đất, hình dạng mũi cọc và phương pháp thi công,ϕ = 24 o 48' → N c = 120.6; N q = 22.6

Sức chịu tải cực hạn của cọc do ma sát bên

Công thức cường độ sức kháng trung bình f i tổng quát: Đối với đất dính : f i = α × c u,i

Trong đó: là lực dính không thoát nước của lớp đất thứ “i”

là hệ số không thứ nguyên, xác định từ c u ,i bằng đồ thị biểu đồ Hình G.1 – Biều đồ xác định hệ số α trong TCVN 10304:2014 Đối với đất rời : f i = k i σ v,zi × tan( ϕ a,i )

Trong đó: k i : hệ số áp lực ngang của lớp đất thứ “i”

 v,zi : ứng suất pháp hiệu quả trung bình của lớp đất thứ “i” ϕ a ,i : góc ma sát giữa đất và cọc trong lớp đất thứ “i” c u ,i

Bảng 6.5 – Sức chịu tải của đất theo cường độ đất nền

Sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền:

Sức chịu tải cọc theo tiêu chuẩn SPT:

Sức chịu tải cực hạn của cọc xác định theo công thức của Viện kiến trúc Nhật Bản (1988): R c,u = q b A b + u ∑ (f c,i l c,i + f s,i l s,i ) = Q p + Q f

[1] Sức kháng mũi: Qp = qp × Ab

Ta sử dụng cọc khoan nhồi với SPT trung bình ở mũi cọc Np = 20

[2] Sức kháng thành: Đối với đất dính: Q f = u × f c,i × l c,i

Trong đó: f c,i là cường độ sức kháng của đất dính trên thân cọc, fc,i = αp × f L ×cu,i c u ,i là lực dính không thoát nước của lớp đất thứ “i”, c u,i = 6.25N c,i Đối với đất rời: Q f = u × f s,i × l s,i

Trong đó: f s ,i là cường độ sức kháng của đất dính trên thân cọc, f s,i = 10

Bảng 6.6 – Sức kháng ma sát theo thí nghiệm tiêu chuẩn SPT

Sức chịu tải theo thí nghiệm SPT:

Vậy sức chịu tải cho phép của cọc:

Theo mục 7.1.10 TCVN 10304:2014, xác định sức chịu tải nén cho phép của cọc phụ thuộc vào số lượng cọc trong móng như sau:

 0=1.15 đối với móng nhiều cọc và γn =1.15 tương ứng với tầm quan trọng của công trình cấp II.

Bảng 6.7 – Sức chịu tải cho phép của cọc

Móng có ít nhất 21 cọc Móng có 11 đến 20 cọc

Móng có 06 đến 10 cọc Móng có 01 đến 05 cọc

6.4.3 Xác định số lượng cọc

Số lượng cọc dưới đáy đài được xác định sơ bô theo công thức sau: n = (1.2 −1.5) N

Trong đó: ca nlà số lượng cọc dưới đáy đài

(1.2 – 1.5) là hệ số kể đến ảnh hưởng của moment

N là lực dọc dưới chân cột

Bảng 6.8 – Sơ bộ số lượng cọc dưới đáy đài

6.4.4 Tính độ cứng của cọc đơn theo TCVN 10304:2014 Độ cứng của cọc đơn tính công thức: k = G 1 L β Trong đó: β = β ' = 0,17 ln( k n G

) là hệ số tương ứng cọc tuyệt đối cứng.

) giống như β ’ nhưng đối với trường hợp nền đồng nhất. χ = EA là độ cứng tương đối của cọc.

EA là độ cứng thân cọc chịu nén, tính bằng MN. λ k n là hệ số xác định theo công thức: k n = 2, 82 − 3, 78υ + 2,18υ 2

Xác định hệ số Poisson ν phụ thuộc vào từng loại đất:

Bảng 6.9 – Hệ số Poisson phụ thuộc vào loại đất

Bảng 6.10 - Hệ số Poisson ứng với mỗi lớp đất

1 k = G 1 L βVậy độ cứng của mỗi cọc là k d = 212.25 kN/mm

6.4.5 Mô hình móng trong Safe

Hình 6.2 – Gán độ cứng k vào các cọc trên phần mềm Safe

Hình 6.3 – Phản lực đầu cọc

Hình 6.4 – Dãy strip theo phương Y

Hình 6.5 – Dãy strip theo phương X

Hình 6.6 – Moment dãy strip theo phương Y

Hình 6.7 – Moment dãy strip theo phương X

TÍNH TOÁN MÓNG CỘT BIÊN PC3

Hình 6.8 – Mặt bằng bố trí cọc móng biên PC3 6.5.1 Kiểm tra phản lực đầu cọc

P max < P tk Điều kiện cần kiểm tra: 

: Hệ số xét đến ảnh hướng cúa nhóm n 1 : Số hàng cọc trong nhóm s = 2.4 m n 1 = 2 n 2 : Số cọc trong một hàng n 2 = 2 d : Đường kính cọc s : Khoảng cách hai cọc tính từ tim

  P min = 1502.9 kN > 0 N tt + W = 9795 + 4 × 4 × 1.8 × 25 = 10515 kN < 0.8 × 4 × 4800 = 15267.2 kNP max

Phản lực đầu cọc xuất ra từ Safe:

Bảng 6.11 – Phản lực đầu cọc

TTTHCB1TTTHCB1TTTHCB2TTTHCB2TTTHCB3TTTHCB3TTTHCB4TTTHCB4TTTHCB5TTTHCB5TTTHCB6TTTHCB6TTTHCB7TTTHCB7TTTHCB8TTTHCB8TTTHCB9TTTHCB9THDB1THDB1THDB2THDB2

Bảng 6.12 – Kiểm tra phản lực đầu cọc cho móng PC3

TTTHCB1 TTTHCB2 Max TTTHCB2 Min TTTHCB3 Max

The TTTHCB series includes various maximum and minimum values ranging from TTTHCB4 to TTTHCB9, while the THDB series features two sets of maximum and minimum values, THDB1 and THDB2.

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

 p max ≤ 1.2 R tc ≈ 1.2R II Điều kiện:  p tb ≤ R tc ≈ R II

L d , B d : Chiều dài và chiều rộng đài cọc, quy đổi tiết diện khối móng tương đương

L c : Chiều dài làm việc của cọc L c = 67.6 m ϕ tb : Góc mà sát trong trung bình mà cọc đi qua các lớp đất

Diện tích khối móng quy ước:

A qu = B m L m = 14.48 × 14.48 = 209.53(m 2 ) Trọng lượng khối móng quy ước

W qu = A qu ( D f + L c )γ tb = 209.53 × (1.8 + 67.6) × 22 = 319912.64( kN ) Độ lệch tâm e x e y Tổng tải trọng tác dụng lên khối móng quy ước

 N qu tc = N tc +W qu Ứng suất lớn nhất, nhỏ nhất và trung bình dưới đáy khối móng quy ước

 Sức chịu tải đất nền theo TCVN 9362-2012

II k II f II II II 0

Trong đó: m1, m2 : Các hệ số tra bảng.

Do lớp đất 1 có độ sệt B > 0.5 → m 1 = 1.1

Công trình lớn có tỉ lệ giữa chiều dài và chiều cao L / H ≤ 4 → m 2

=1 k tc : Hệ số tính toán

Do số liệu tính toán lấy từ thí nghiệm trực tiếp nên k tc 1 D f : Chiều sâu khối móng quy ước D f = 72 m

 II: Dung trọng của đất dưới đáy móng → γ II = 20.16 kN /m 3

 II * : Dung trọng của đất trên đáy móng

∑ h i ϕ II : Góc ma sát trong → ϕII = 24 °48 '

C II : Lực dính → C II = 9.02 kN /m 2

A, B, D : Tra bảng, dùng nội suy ứng với ϕII = 24 °48 ' ta được

D = 6.63 h 0 : Tính từ mặt đất tự nhiên đến sàn tầng hầm, h 0 = 2.6 m

6245.3 kN /m 2 Vậy sức chịu tải theo đất nền của móng khối quy ước PC3 là 6245.3 kN/m 2

 p max = 2893.9 ≤ 1.2 R II = 1.2 × 6245.3 = 7494.3 kN /m 2 (COMBO TCTHCB1)

Ta có:  p tb = 2256 ≤ R II = 6245.3 kN /m 2 (COMBO TCTHCB1)

Vậy đáy móng khối quy ước đủ khả năng chịu tải.

6.5.3 Kiểm tra lún cho móng khối quy ước

Combo TCTHCB1 có P tb lớn nhất, thích hợp dùng để kiểm tra lún. Điều kiện biến dạng lún: S ≤ S gh = 8 ( cm) Áp lực tại đáy móng p tc = ∑ N qu tc

A qu Áp lực bản thân tại đáy móng

 bt = ∑ γ D f = 0.1 × 17.85 + 18.5 × 14.69 + 4.2 × 19.7 + 46.8 × 20.16 99.8 kN /m 2 Áp lực gay lún tại tâm đáy móng

= p tc − σ bt = 1567.1 − 1299.8 = 267.3 kN /m 2 Áp dụng phương pháp tổng phân tố để tính lún:

Chia đất nền thành các phân tố có h ≤

Vị trí ngừng tính lún khiσ bt ≥ 5σ gl

Hình 6.10 – Biểu đồ quan hệ e – P

Ta tính lún theo phương pháp cộng lún các lớp phân tố:

Vậy tổng độ lún móng khối quy ước PC3: ∑ S i = 1.089 cm < 8 cm (Thỏa)

6.5.4 Kiểm tra xuyên thủng đài cọc

Hình 6.11 – Mặt cắt tháp chọc thủng

Hình 6.12 – Mặt bằng tháp chọc thủng

Chiều cao làm việc của đài cọc được tính bằng công thức h₀ = 1.8 - 0.15 = 1.65 m Để đảm bảo tính toán chọc thủng cho đài cọc chịu lực đúng tâm, cần tuân thủ quy định cho cột có tiết diện chữ nhật theo mục 6.2.5.4 TCVN.

5574:2012 được viết lại dưới dạng:

 F xt = 10025.4 kN ≤ 31346.1 kN Đài móng PC3 thỏa điều kiện xuyên thủng.

6.5.5 Tính toán cốt thép đài

Sinh viên sử dụng phần mềm Safe để xuất nội lực từ dãy strip đài móng PC3, sau đó thực hiện tính toán cốt thép trên Excel Họ tiến hành lọc dữ liệu để xác định giá trị diện tích cốt thép lớn nhất cho tất cả các vị trí trên đài móng, lần lượt theo phương X và phương Y.

Diện tích cốt thép đài móng theo phương X:

Diện tích cốt thép đài móng theo phương Y:

Bố trớ cốt thộp cho đài theo phương X: ỉ28a200 (A = 3079 mm 2 )

Bố trớ cốt thộp cho đài theo phương Y: ỉ28a200 (A = 3079 mm 2 )

Cốt thép trong đài được bố trí thành lồng thép

Mặt trờn của đài là lưới thộp ỉ14a200, mặt bờn của đài ta bố trớ ỉ14a200 theo phương đứng và bố trớ ỉ14a400 theo phương ngang.

TÍNH TOÁN MÓNG CỘT BIÊN PC4

6.6.1 Kiểm tra phản lực đầu cọc

Pmax < P tk Điều kiện cần kiểm tra: 

: Hệ số xét đến ảnh hướng cúa nhóm n 1 : Số hàng cọc trong nhóm n 1 = 2 n 2 : Số cọc trong một hàng n 2 = 2 d : Đường kính cọc s : Khoảng cách hai cọc tính từ tim s = 2.4 m

  P min = 1351.2 kN > 0 N tt + W = 8936 + 4 × 4 × 1.8 × 25 = 9016 kN < 0.8 × 4 × 4800 = 15267.2 kNP max

Bảng 6.16 – Phản lực đầu cọc

TTTHCB1TTTHCB1TTTHCB2TTTHCB2TTTHCB3TTTHCB3TTTHCB4TTTHCB4TTTHCB5

TTTHCB7 TTTHCB7 TTTHCB8 TTTHCB8 TTTHCB9 TTTHCB9 THDB1 THDB1 THDB2 THDB2

The TTTHCB series includes various models, each with specified maximum and minimum values The models range from TTTHCB1 to TTTHCB9, with distinct maximum and minimum measurements for each Understanding these specifications is crucial for selecting the appropriate model for specific applications.

TTTHCB9 Min THDB1 Max THDB1 Min THDB2 Max THDB2 Min

L c : Chiều dài làm việc của cọc L c = 67.6 m ϕ tb : Góc mà sát trong trung bình mà cọc đi qua các lớp đất

Hình 6.14 – Móng khối quy ước

PC4 Diện tích khối móng quy ước:

Trọng lượng khối móng quy ước

Tổng tải trọng tác dụng lên khối móng quy ước

Trong đó: m1, m2 : Các hệ số tra bảng.

Do lớp đất 1 có độ sệt B > 0.5 → m 1 =1.1

=1 k tc : Hệ số tính toán

Do số liệu tính toán lấy từ thí nghiệm trực tiếp nên k tc =

1 D f : Chiều sâu khối móng quy ước D f = 72 m

125 ϕ II : Góc ma sát trong → ϕII = 24 °48 '

6245.3 kN /m 2 Vậy sức chịu tải theo đất nền của móng khối quy ước PC3 là 6245.3 kN/m 2

 p max = 2544 ≤ 1.2 R II = 1.2 × 6245.3 = 7494.3 kN /m 2 (COMBO TCTHCB1)

Ta có:  p tb = 2010.5 ≤ R II = 6245.3 kN /m 2 (COMBO TCTHCB1)

Vậy đáy móng khối quy ước đủ khả năng chịu tải.

6.6.3 Kiểm tra lún cho móng khối quy ước

Combo TCTHCB1 có P tb lớn nhất, thích hợp dùng để kiểm tra lún. Điều kiện biến dạng lún: S ≤ S gh = 8 ( cm) Áp lực tại đáy móng p tc = ∑ N qu tc

A qu Áp lực bản thân tại đáy móng

 bt = ∑ γ D f = 0.1 × 17.85 + 18.5 × 14.69 + 4.2 × 19.7 + 46.8 × 20.16 99.8 kN /m 2 Áp lực gay lún tại tâm đáy móng

= p tc − σ bt = 1491.25 − 1299.8 = 191.47 kN /m 2 Áp dụng phương pháp tổng phân tố để tính lún:

Chia đất nền thành các phân tố có h ≤

Vị trí ngừng tính lún khiσ bt ≥ 5σ gl

Hình 6.15 – Biểu đồ quan hệ e – P

Ta tính lún theo phương pháp cộng lún các lớp phân tố:

Vậy tổng độ lún móng khối quy ước PC3: ∑ S i = 0.392 cm < 8 cm (Thỏa)

6.6.4 Kiểm tra xuyên thủng đài cọc

Hình 6.17 – Mặt bằng tháp chọc thủng

Cọc ngàm vào đài có chiều cao 0.15m, do đó chiều cao làm việc của đài được tính là h0 = 1.8 - 0.15 = 1.65m Việc tính toán chọc thủng cho đài cọc chịu lực cần đảm bảo đúng tâm, theo quy định của mục 6.2.5.4 TCVN đối với cột có tiết diện chữ nhật.

5574:2012 được viết lại dưới dạng:

 F xt = 8948.2 kN ≤ 31346.1 kN Đài móng PC4 thỏa điều kiện xuyên thủng.

6.6.5 Tính toán cốt thép đài

Sinh viên sử dụng phần mềm Safe để xuất nội lực của dãy strip đài móng PC3, sau đó tiến hành tính toán cốt thép trên Excel Họ lọc dữ liệu để xác định giá trị diện tích cốt thép lớn nhất cho tất cả các vị trí trên đài móng theo từng phương X và Y.

Bảng 6.20 – Nội lực tính toán cốt thép đài

Diện tích cốt thép đài móng theo phương X:

Diện tích cốt thép đài móng theo phương Y:

Bố trớ cốt thộp cho đài theo phương X: ỉ28a200 (A s = 3079 mm 2 )

Bố trớ cốt thộp cho đài theo phương Y: ỉ28a200 (A s = 3079 mm 2 )

Cốt thép trong đài được bố trí thành lồng thép

Mặt trờn của đài là lưới thộp ỉ14a200, mặt bờn của đài ta bố trớ ỉ14a200 theo phương đứng và bố trớ ỉ14a400 theo phương ngang.

TÍNH TOÁN MÓNG CỘT GIỮA PC5

Hình 6.18 – Mặt bằng bố trí cọc móng biên PC5

6.7.1 Kiểm tra phản lực đầu cọc

Pmax < P tk Điều kiện cần kiểm tra: 

: Hệ số xét đến ảnh hướng cúa nhóm n 1 : Số hàng cọc trong nhóm n 1 = 3 n 2 : Số cọc trong một hàng n 2 =1.67 d : Đường kính cọc s : Khoảng cách hai cọc tính từ tim s = 2.4 m

TTTHCB1TTTHCB1TTTHCB2TTTHCB2TTTHCB3

TTTHCB3 TTTHCB4 TTTHCB4 TTTHCB5 TTTHCB5 TTTHCB6

TTTHCB7 TTTHCB7 TTTHCB8 TTTHCB8 TTTHCB9 TTTHCB9 THDB1 THDB1 THDB2 THDB2

TTTHCB1TTTHCB2 MaxTTTHCB2 MinTTTHCB3 MaxTTTHCB3 MinTTTHCB4 MaxTTTHCB4 MinTTTHCB5 MaxTTTHCB5 MinTTTHCB6 MaxTTTHCB6 Min

TTTHCB7 Max TTTHCB7 Min TTTHCB8 Max TTTHCB8 Min TTTHCB9 Max TTTHCB9 Min THDB1 Max THDB1 Min THDB2 Max THDB2 Min

L c : Chiều dài làm việc của cọc L c = 67.6 m ϕ tb : Góc mà sát trong trung bình mà cọc đi qua các lớp đất ϕ = ∑ ϕ i h i = tb ∑ h i

Diện tích khối móng quy ước:

A qu = B m L m = 15.48 × 15.48 = 239.48 m 2 Trọng lượng khối móng quy ước

W qu = A qu ( D f + L c )γ tb = 239.48 × (1.8 + 67.6) × 22 = 365640.9 kN Độ lệch tâm e x e y Tổng tải trọng tác dụng lên khối móng quy ước

Trong đó: m 1, m 2 : Các hệ số tra bảng.

Do lớp đất 1 có độ sệt B > 0.5 → m 1 = 1.1

= 1 k tc : Hệ số tính toán

Do số liệu tính toán lấy từ thí nghiệm trực tiếp nên k tc 1 D f : Chiều sâu khối móng quy ước D f = 72 m

* ∑ γ h i γ II = ∑ h i ϕ II : Góc ma sát trong → ϕII = 24 °48 '

6262.3 kN /m 2Vậy sức chịu tải theo đất nền của móng khối quy ước PC3 là 6262.3 kN/m 2

Tiêu đề	Thiết Kế Chung Cư Mstar Tower
Tác giả	Mai Thiện Phúc
Người hướng dẫn	TS. Phan Thành Trung
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	2020
Thành phố	Thành Phố Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	228
Dung lượng	6,55 MB