(Đồ án tốt nghiệp) thiết kế chung cư cao cấp 24 tầng

Xác định độ cứng của cọc

 Độ cứng của cọc được xác định theo sơ bộ theo phụ lục B TCVN 10304 – 2014 dựa trên công thức kinh nghiệm theo biểu thức Vesic : k = Q

 Với độ lún cọc đơn : S cocdon = 100D

 Scocdon : Sức chịu tải của cọc đơn

 Q = 5934 (kN) : Tải trọng tác dụng lên cọc , lấy bằng sức chịu tải của cọc

 A = 0.785 m 2 : Diện tích tiết diện ngang của cọc

 E = 32500 Mpa : Modun đàn hồi vật liệu làm cọc

Tính toán sức chịu tải của cọc 51m – D 1.2

Sức chịu tải theo vật liệu làm cọc

+ Rb: cường độ tính toán của bê tông cọc nhồi B30

+ Ab: diện tích tiết diện ngang của cọc A b = 1.13 (m 2 )

+ As: diện tích cốt thép dọc trong cọc A s = 0.0117 (m 2 )

+ Rs: cường độ tính toán của thép (daN/cm 2 )

 + Rc: Cường độ chảy của thép daN/cm 2 , thép AIII có Rsc = 365

7.7.2 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

 Sức chịu tải của cọc theo TCVN 10304-2014:

 Các hệ số trong công thức:

Hệ số điều kiện làm việc của cọc, ký hiệu là γc, được xác định dựa trên loại nền đất Cụ thể, khi cọc tựa trên nền đất dính với độ bão hòa Sr nhỏ hơn 0.9, γc sẽ được lấy là 0.8 Đối với đất hoàng thổ, γc cũng được quy định là 0.8, trong khi các trường hợp khác sẽ áp dụng γc bằng 1 Do đó, trong nhiều tình huống, chúng ta sẽ chọn γc = 1.

 γcq là hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, lấy γcq = 0.9 cho trường hợp dung phương pháp đổ bê tông dưới nước.

 qp : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc.

 Ap là diện tích tiết diện ngang của mũi cọc Ở đây, cọc khoan nhồi không mở rộng mũi: lấy bằng diện tích tiết diện ngang của cọc Ap = 1.13( m 2 )

 u là chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = π x D = 3.14 x 1.2 = 3.77 (m)

 γcf là hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc, phụ thuộc vào phương pháp tạo lỗ và điều kiện đổ bê tông

 fi : cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc, lấy theo bảng

 li : chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

 Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc qb được xác định như sau: q b = 0.75α4 (α1γ1 ' d +α2α 3γ1 h)

Các hệ số không thứ nguyên α1, α2, α3, α4 phụ thuộc vào trị số góc ma sát trong tính toán ϕ1 của nền đất, được xác định theo bảng 6 và nhân với hệ số chiết giảm 0.9.

 γ ’ 1 là dung trọng tính toán của nền đất dưới mũi cọc (có xét đến tác dụng đẩy nổi trong đất bão hòa nước)

 γ 1 là dung trọng tính toán trung bình (tính theo các lớp) của đất nằm trên mũi cọc (có xét đến tác dụng đẩy nổi trong đất bão hòa nước)

 d là đường kính cọc khoan nhồi q b = 0.75× 0.264× 0.9× (0.9× 31.03× 11.02× 1+ 0.9 2 × 57.52× 0.613× 11.19×55.5)

Bảng 7.15 Bảng sức kháng ma sát thành của cọc khoan nhồi theo chỉ tiêu cơ lí

 Sức chịu tải cọc đơn :

 Qa : Sức chịu tải cho phép tính toán theo đất nền

 R cu : Sức chịu tải tiêu chuẩn theo đất nền

 γ k : Hệ số số tin cậy theo đất nền ; lấy bằng 1.75 (sức chịu tải xác định tính toán không kể đến biến dạng đàn hồi của đất )

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

 Sức chịu tải của cọc theo TCVN 10304-2014:

 Các hệ số trong công thức:

 qp : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc.

 Ap là diện tích tiết diện ngang của mũi cọc Ở đây, cọc khoan nhồi không mở rộng mũi: lấy bằng diện tích tiết diện ngang của cọc Ap = 1.13( m 2 )

 u là chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = π x D = 3.14 x 1.2 = 3.77 (m)

 γcf là hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc, phụ thuộc vào phương pháp tạo lỗ và điều kiện đổ bê tông

 fi : cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc, lấy theo bảng

 li : chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

 Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc qb được xác định như sau: q b = cN c + q γ p N q

 Thành phần ma sát cọc :

 Đối với đất dính : fi = α.cu,i (cu,i = 6.25Nc,i )

Bảng 7.16 Bảng sức kháng ma sát thành của cọc khoan nhồi theo chỉ tiêu cường độ đối với đất dính

Hình 7.3 Bảng tra hệ số α

 Đối với đất rời : fi = k s σ v ' tanϕ a + c a

Trong đó : k s =1− sinϕ a : hệ số áp lực ngang c a = 0.7c : cọc BTCT

Bảng 7.17 Bảng sức kháng ma sát thành của cọc khoan nhồi theo chỉ tiêu cường độ đối với đất rời

 Q a : Sức chịu tải cho phép tính toán theo đất nền

 Rcu : Sức chịu tải tiêu chuẩn theo đất nền

 FS : Hệ số an toàn , lấy bằng 2.5 (sức chịu tải xác định tính toán không kể đến biến dạng đàn hồi của đất )

7.7.4 Sức chịu tải của cọc theo SPT

 Sức chịu tải cực hạn của cọc theo viện kiến trúc Nhật Bản:

 qp : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc Khi mũi cọc nằm trong đất rời, qb

0Np cho cọc khoan nhồi

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

 Ap là diện tích tiết diện ngang của mũi cọc Ở đây, cọc khoan nhồi không mở rộng mũi: lấy bằng diện tích tiết diện ngang của cọc Ap = 1.13 (m 2 )

 u là chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = πD = 3.14 x 1.2 = 3.77 (m)

 fc,i : cường độ sức kháng trên đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ i f c , i = α p f

 lc,i : chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ i

 Theo tiêu chuẩn đối với móng cọc khoan nhồi fL = 1

 Cu,i = 6.25Nc,i là cường độ sức kháng không thoát nước của lớp đất dính, Nc,i là chỉ số SPT trung bình trong đất dính.

 fs,i : cường độ sức kháng trên đoạn cọc nằm trong lớp đất rời thứ i :

 ls,i : chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất rời thứ i

 Ns,i là chỉ số SPT trung bình trong lớp đất rời thứ i

 Hệ số αp được tra trong biểu đồ sau:

Hình 7.4 Bảng tra hệ số αp

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất dính 1 cọc đi qua ( từ 3.6m đến 6.5m) f s ; i N c , i = 8 +

= 11.5, C u , i = 6.25N c , i = 6.25× 11.5 = 71.88(kN / m 2 ) + Áp lực hiệu quả thẳng đứng

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất dính 4 cọc đi qua ( từ 39.5m đến 42.8m)

+ Áp lực hiệu quả thẳng đứng

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất rời thứ 2 cọc đi qua ( từ 6.5m đến 12m)

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất rời thứ 3 cọc đi qua ( từ 12m đến 39.5m)

 Sức chịu tải theo thiết kế của cọc :

Để đảm bảo an toàn, tải trọng thiết kế cần được xác định bằng giá trị nhỏ nhất trong các sức chịu tải cho phép Cụ thể, Rck được tính toán là Rck = min{9356; 10375; 13585; 8360}, dẫn đến việc chọn Rck = 8360 (kN).

7.7.5 Xác định độ cứng của cọc

 Độ cứng của cọc được xác định theo sơ bộ theo phụ lục B TCVN 10304 – 2014 dựa trên công thức kinh nghiệm theo biểu thức Vesic :

Sức chịu tải của cọc theo SPT

 Sức chịu tải cực hạn của cọc theo viện kiến trúc Nhật Bản:

 qp : cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc Khi mũi cọc nằm trong đất rời, qb

0Np cho cọc khoan nhồi

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

 Ap là diện tích tiết diện ngang của mũi cọc Ở đây, cọc khoan nhồi không mở rộng mũi: lấy bằng diện tích tiết diện ngang của cọc Ap = 1.13 (m 2 )

 u là chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = πD = 3.14 x 1.2 = 3.77 (m)

 fc,i : cường độ sức kháng trên đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ i f c , i = α p f

 lc,i : chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ i

 Theo tiêu chuẩn đối với móng cọc khoan nhồi fL = 1

 Cu,i = 6.25Nc,i là cường độ sức kháng không thoát nước của lớp đất dính, Nc,i là chỉ số SPT trung bình trong đất dính.

 fs,i : cường độ sức kháng trên đoạn cọc nằm trong lớp đất rời thứ i :

 ls,i : chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất rời thứ i

 Ns,i là chỉ số SPT trung bình trong lớp đất rời thứ i

 Hệ số αp được tra trong biểu đồ sau:

Hình 7.4 Bảng tra hệ số αp

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất dính 1 cọc đi qua ( từ 3.6m đến 6.5m) f s ; i N c , i = 8 +

= 11.5, C u , i = 6.25N c , i = 6.25× 11.5 = 71.88(kN / m 2 ) + Áp lực hiệu quả thẳng đứng

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất dính 4 cọc đi qua ( từ 39.5m đến 42.8m)

+ Áp lực hiệu quả thẳng đứng

+ Chỉ số SPT trung bình của lớp đất rời thứ 2 cọc đi qua ( từ 6.5m đến 12m)

 Sức chịu tải theo thiết kế của cọc :

Để đảm bảo an toàn, tải trọng thiết kế cần được xác định bằng giá trị nhỏ nhất trong các sức chịu tải cho phép Tính toán cho thấy Rck = min{9356; 10375; 13585; 8360} dẫn đến việc chọn Rck = 8360 (kN).

7.7.5 Xác định độ cứng của cọc

 Độ cứng của cọc được xác định theo sơ bộ theo phụ lục B TCVN 10304 – 2014 dựa trên công thức kinh nghiệm theo biểu thức Vesic :

Xác định độ cứng của cọc

 Với độ lún cọc đơn : S cocdon = 100D

 S cocdon : Sức chịu tải của cọc đơn

 Q = 8360 (kN) : Tải trọng tác dụng lên cọc , lấy bằng sức chịu tải của cọc

 A = 1.13 m 2 : Diện tích tiết diện ngang của cọc

 E = 32500 Mpa : Modun đàn hồi vật liệu làm cọc

Tính toán móng M1

Nội lực tính toán

Giả thiết rằng nội lực tại chân vách cứng được dịch chuyển về tâm móng và tâm đài cọc theo nguyên lý dời lực Kết quả nội lực này đã được giải bằng phần mềm Etabs, với tên gọi P1 được gán cho vách tại vị trí giao nhau giữa trục 4 và trục E.

 Vì nội lực vách P1, P2, P5 gần như nhau và phản lực chân vách P2 lớn hơn nên ta tính toán cả 2 móng theo nội lực vách P2.

 Lấy thành phần nội lực lớn nhất ta được:

Bảng 7.18 Bảng giá trị nội lực trong móng vách P2

 Xác định vị trí tâm của vách bằng phần mềm Etabs

Hình 7.5 Xác định tâm vách P2

 Sử dụng cọc khoan nhồi D1.0 để tính toán cho móng vách

Xác định tâm cọc , kích thước đài cọc và kiểm tra điều kiện chịu lực

 Diện tích của đài cọc : Fđ = 5×5 = 25 (m 2 )

 Tổng tải trọng của công trình và trọng lượng của đất :

 Vậy lực tác dụng lên đầu cọc xác định theo công thức :

Hình 7.7 Phản lực đầu cọc móng M1 Bảng 7.19 Bảng giá trị lực tác dụng đầu cọc móng M1

Pmax được xác định là 4527.82 kN, trong khi khả năng chịu tải của cọc đơn đạt 5934 kN Khi xem xét cọc làm việc theo nhóm, cần tính đến hệ số nhóm để đánh giá chính xác khả năng chịu tải.

Kiểm tra ổng định của khối móng qui ước

Hệ số nhóm η được tính theo công thức Field

Suy ra khả năng chịu tải của cọc P c = η × 5934 = 0.8× 5934 = 4747.2(kN)

 Pmax = P3 = 4527.82 (kN) < 4747.2 (kN) : thoả yêu cầu.

 Pmin = P1= 3890.05 (kN) > 0 : cọc không bị nhổ, không cần kiểm tra điều kiện chống nhổ cọc

7.8.3 Kiểm tra ổn định của khối móng quy ước

 Góc ma sát trung bình theo chiều dài của cọc

 Kích thước khối móng quy ước

 Diện tích đáy khối móng quy ước : F m = 14.5× 14.5 = 209.86(m 2 )

7.8.3.1 Xác định khối lượng khối móng quy ước

Thể tích đài và cọc :

Thể tích đất trong khối móng quy ước :

→ Trọng lượng của khối móng quy ước :

Giá trị tiêu chuẩn lực dọc xác định đến đáy khối móng quy ước :

7.8.3.2 Cường độ tiêu chuẩn của đất nền ở đáy khối móng quy ước

• htđ : chiều sâu đặt móng tính đổi kể từ nền tầng hầm

• h1 : chiều dày lớp đất phía trên móng

• h 2 : chiều dày kết cấu sàn tầng hầm

• γ kc : là giá trị trung bình trọng lượng thể tích kết cấu sàn hầm

7.8.3.3 Áp lực tiêu chuẩn ở đáy khối móng quy ước

Moment chống uốn khối móng quy ước :

Các điều kiện đều thỏa mãn :

Vậy điều kiện nền đất dưới khối móng quy ước được thỏa

7.8.3.4 Kiểm tra độ lún của cọc Độ lún dưới mũi cọc được tính với ứng suất trung bình σ tb tc

Tính lún theo phương pháp tổng phân tố được thực hiện bằng cách chia lớp đất dưới mũi cọc thành các lớp mỏng, mỗi lớp có bề dày 1m và được đánh số thứ tự từ 0 đến n, bắt đầu từ đáy móng khối quy ước Ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại mũi cọc được tính toán dựa trên các lớp này.

−1 + γ ' × h i Ứng suất gây lún tại mũi cọc lấy theo ứng suất trung bình :

 o gl = σ tb tc − σ bt = 602.4 − 507.09 = 95.31(kN / m 2 )

Với : k o : hệ số tra bảng đổi theo Z

Vị trí ngừng tính lún khi

Trong trường hợp này : σ bt = 507.09( kN / m 2 ) > 5σ gl = 5 × 95.31 = 476.57( kN / m 2 )

Kiểm tra xuyên thủng

 Để tính xuyên thủng cho đài ta quy đổi tiết diện vách về tiết diện vuông với diện tích tương đương với cạnh bằng 1200 (mm)

 Điều kiện chống xuyên thủng : P cx > P xt

 ho : chiều cao làm việc của đài h o = h dai − 0.2 = 1.8 − 0.2 = 1.6(m)

 α = 1 : hệ số đối với đài cọc toàn khối

 b col : chiều rộng tiết diện vách

 h col : chiều cao tiết diện vách

Khoảng cách từ mép vách có kích thước bcol đến mặt phẳng song song với nó, đi qua mép trong của hàng cọc gần nhất, nằm ngoài phạm vi đáy dưới của tháp trọc thủng.

Khoảng cách c2 được xác định từ mép vách có kích thước hcol đến mặt phẳng song song với nó, đi qua mép trong của hàng cọc gần nhất, và nằm ngoài phạm vi đáy dưới của tháp trọc thủng.

 R bt = 1.2 MPa : cường độ chịu kéo của bê tông

Hình 7.8 Tháp xuyên thủng móng M1

Mà c1 = c2 = c nên Pcx có dạng :

 N tt = 16219.8 (kN) : là lực dọc tính toán tại chân vách

 ∑ P i : phản lực đầu cọc nằm trong phạm vi đáy tháp xuyên thủng

 Thỏa điều kiện xuyên thủng

Tính thép cho đài cọc

Để đơn giản hóa quá trình tính toán thép, phần mềm SAFE được sử dụng để mô hình hóa đài móng Trong mô hình này, các cọc được coi như các gối tựa lò xo đàn hồi với độ cứng k = 280666.

), SAFE sẽ cho giá trị nội lực của đài móng, sử dụng nội lực này để tính toán thép cho đài móng.

Bảng 7.20 Bảng kết quả tính thép đài cọc móng vách P2

Hình 7.9 MOMENT MAX theo phương X của móng M1

Hình 7.10 MOMENT MAX theo phương Y của móng M1

Hình 7.11 Xác định tâm vách P3

 Sử dụng coc khoan nhồi D1.0 để tính toán cho móng vách

Xác định tâm cọc , kích thước đài cọc và kiểm tra điều kiện chịu lực

= 4.89 → chọn 5 cọc Bố trí như hình vẽ

Hình 7.12 Bố trí cọc khoan nhồi móng M2

Hình 7.13 Phản lực đầu cọc móng M2Bảng 7.22 Bảng giá trị lực tác dụng đầu cọc móng M2

Kiểm tra ổng định của khối móng qui ước

• h tđ : chiều sâu đặt móng tính đổi kể từ nền tầng hầm

• h 1 : chiều dày lớp đất phía trên móng

Tính lún theo phương pháp tổng phân tố được thực hiện bằng cách chia lớp đất dưới mũi cọc thành các lớp mỏng có bề dày 1m, được đánh số thứ tự từ 0, 1, 2,… tính từ đáy móng khối quy ước Ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại mũi cọc sẽ được xác định dựa trên các lớp này.

 o gl = σ tb tc − σ bt = 627.63− 507.09 = 120.54(kN / m 2 )

Với : ko : hệ số tra bảng đổi theo Z

Trong trường hợp này : σ bt = 507.09( kN / m 2 ) < 5σ gl = 5 × 120.54 = 602.72( kN / m 2 )

→ Cần tính lún Độ lún : s = ∑ s = ∑ e 1 i − e 2 i h i

Chia lớp đất dưới đáy móng thành từng lớp nhỏ với chiều cao 1 m Áp lực ban đầu tại giữa lớp đất i được tính bằng σ vi ' = ∑ γ i Z i Sau khi xây móng, áp lực tại giữa lớp đất i sẽ thay đổi.

2i Ứng suất gây lún từng lớp:

Bảng 7.23 Bảng tính lún các phân tố móng M2

Tại độ sâu 52.8m tính từ mặt đất

Có bt = 551.17 (kN/m 2 ) > 5 gl = 5 x 109.81 = 549.05 (kN/m 2 )

Thỏa điều kiện ổn định lún

Kiểm tra xuyên thủng

 Để tính xuyên thủng cho đài ta quy đổi tiết diện vách về tiết diện vuông với diện tích tương đương với cạnh bằng 1114 (mm)

 Điều kiện chống xuyên thủng : Pcx > Pxt

 h o : chiều cao làm việc của đài h o = h dai − 0.2 = 1.8 − 0.2 = 1.6(m)

 hcol : chiều cao tiết diện vách

Khoảng cách từ mép vách có kích thước bcol đến mặt phẳng song song với nó, đi qua mép trong của hàng cọc gần nhất, nằm ngoài phạm vi đáy dưới của tháp trọc thủng.

Khoảng cách từ mép vách có kích thước hcol tới mặt phẳng song song, đi qua mép trong của hàng cọc gần nhất, nằm ngoài phạm vi đáy dưới của tháp trọc thủng.

 R bt = 1.2 MPa : cường độ chịu kéo của bê tông

Hình 7.14 Tháp xuyên thủng móng M2

Mà c 1 = c 2 = c nên P cx có dạng :

Tính thép cho đài cọc

Để đơn giản hóa quá trình tính toán thép, phần mềm SAFE được sử dụng để mô hình hóa đài móng, trong đó các cọc được coi như các gối tựa lò xo đàn hồi với độ cứng k = 280666.

Hình 7.15 MOMENT MAX phương X của móng M2

Hình 7.16 MOMENT MAX phương Y của móng M2

7.10.2 Xác định tâm cọc , kích thước đài cọc và kiểm tra điều kiện chịu lực n = 1.4× N tt

= 1.92 → chọn 2 cọc Bố trí như hình vẽ

Hình 7.18 Bố trí cọc khoan nhồi móng M3

Pmax của cọc đơn được xác định là 4202.24 kN, trong khi khả năng chịu tải tối đa của cọc đạt 5934 kN Khi cọc hoạt động trong nhóm, cần xem xét hệ số nhóm để đánh giá đúng khả năng chịu tải.

Tính lún theo phương pháp tổng phân tố được thực hiện bằng cách chia lớp đất dưới mũi cọc thành các lớp mỏng, mỗi lớp có bề dày 1m Các lớp này được đánh số thứ tự từ 0, 1, 2,… tính từ đáy móng khối quy ước Ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại mũi cọc sẽ được xác định dựa trên các lớp này.

 o gl = σ tb tc − σ bt = 576.99 − 507.09 = 69.9(kN / m 2 )

Trong trường hợp này : σ bt = 507.09( kN / m 2 ) > 5σ gl = 5 × 69.9 = 349.5( kN / m 2 )

 ho : chiều cao làm việc của đài h o = h dai − 0.2 = 1.8 − 0.2 = 1.6(m)

Giá trị trung bình của chu vi đáy trên và đáy dưới của tháp nén thủng được tính bằng công thức um = 2×(h v + b v + 2c), trong đó c = 0 (m) là chiều dài hình chiếu của mặt bên tháp nén thủng lên phương ngang.

 R bt = 1.2 MPa : cường độ chịu kéo của bê tông hv 00

Hình 7.20 Tháp xuyên thủng móng P7

 N tt = 8548 (kN) : là lực dọc tính toán tại chân vách

7.10.5 Tính thép cho đài cọc

Để đơn giản hóa quá trình tính toán thép, phần mềm SAFE được sử dụng để mô hình hóa đài móng, với các cọc được coi là các gối tựa lò xo đàn hồi có độ cứng k = 280666.

Hình 7.21 MOMENT MAX phương X của móng M3

Hình 7.22 MOMENT MAX phương Y của móng M3

Giả thiết rằng nội lực tại chân các vách cứng được chuyển về tâm của móng và tâm đài cọc theo nguyên lý dời lực Kết quả nội lực đã được giải trong chương trình Etabs bằng cách gán tên PLT cho các vách lõi thang, từ đó thu được các giá trị N, M, Q cho tất cả các tổ hợp.

Bảng 7.28 Bảng giá trị nội lực trong móng vách Lõi Thang

Hình 7.23 Xác định tâm vách Lõi Thang

7.11.2 Xác định tâm cọc , kích thước đài cọc và kiểm tra điều kiện chịu lực n = 1.4 × N tt = 1.4 × 69907.9 = 11.7 → chọn 15 cọc Bố trí như hình vẽ

Hình 7.24 Bố trí cọc khoan nhồi móng Lõi Thang

 Diện tích của đài cọc : Fđ = 16.8×9.6 = 161.28 (m 2 )

 Tổng tải trọng của công trình và trọng lượng của đất:

Hình 7.25 Phản lực đầu cọc móng Lõi Thang Bảng 7.29 Bảng giá trị lực tác dụng đầu cọc móng Lõi Thang

Pmax đạt giá trị 5738.75 kN, trong khi khả năng chịu tải của cọc đơn là 8360 kN Khi cọc hoạt động theo nhóm, cần xem xét hệ số nhóm để đánh giá chính xác khả năng chịu tải.

Suy ra khả năng chịu tải của cọc P c = η × 8360 = 0.7× 8360 = 5852(kN)

 Pmax = P1 = 5738.75 (kN) < 5852 (kN) : thoả yêu cầu.

W = 2× 16.8× 9.6 + 15× 1.13× 50.2 1173.5(m 3 ) Thể tích đất trong khối móng quy ước :

Tra bảng ta có : γ ' II γ = 1.2×11.07 + 5.5×11.05+ 27.5×11.3+ 7.5×11.15+8.5×11.02

N tc + Q min F qu σ tc N tc + Q tb F qu

Tính lún theo phương pháp tổng phân tố yêu cầu chia lớp đất dưới mũi cọc thành các lớp mỏng với độ dày 1m, được đánh số thứ tự từ 0, 1, 2, … tính từ đáy móng khối quy ước Ứng suất do trọng lượng bản thân đất tại mũi cọc cần được xác định để tính toán lún chính xác.

 o gl = σ tb tc − σ bt = 717.068 − 562.1 = 154.96(kN / m 2 )

Trong trường hợp này : σ bt = 562.1( kN / m 2 ) < 5σ gl = 5 × 154.96 = 774.82( kN / m 2 )

→ Cần tính lún Độ lún : s = ∑ s = ∑ e 1 i − e 2 i h i

Chia lớp đất dưới đáy móng thành từng lớp nhỏ hi = 1 m Áp lực ban đầu(do trọng lượng bản thân lớp đất gây ra) tại giữa lớp đất i p 1i = σ vi ' = ∑ γ i Z i → e 1i

134 Áp lực tại giữa lớp đất i sau khi xây móng: p

2i Ứng suất gây lún từng lớp:

Bảng 7.30 Bảng tính lún các phân tố móng Lõi Thang

Tại độ sâu 64.5 (m) tính từ mặt đất

Có bt = 661.28 (kN/m 2 ) > 5 gl = 5 x 126.91 = 634.55 (kN/m 2 )

Thỏa điều kiện ổn định lún

 ho : chiều cao làm việc của đài h o = h dai − 0.2 = 2 − 0.2 = 1.8(m)

 h col : chiều cao tiết diện vách

Khoảng cách từ mép vách đến mặt phẳng song song, đi qua mép trong của hàng cọc gần nhất, phải lớn hơn kích thước bcol và nằm ngoài phạm vi đáy dưới của tháp trọc thủng.

Khoảng cách c2 được xác định từ mép vách có kích thước hcol đến mặt phẳng song song với nó, đi qua mép trong của hàng cọc gần nhất, và nằm ngoài phạm vi đáy dưới của tháp trọc thủng.

• R bt = 1.2 MPa : cường độ chịu kéo của bê tông 136

 Ta chọn trường hợp nguy hiểm nhất đi tính toán , ứng với c 1 = 1376 (mm)

7.11.5 Tính thép cho đài cọc

Để đơn giản hóa việc tính toán thép, phần mềm SAFE được sử dụng để mô hình hóa đài móng trên các cọc, coi các cọc này như những gối tựa lò xo đàn hồi với độ cứng k = 348333.

Bảng 7.31 Bảng kết quả tính thép đài cọc móng vách Lõi Thang

Hình 7.27 MOMENT MAX phương X của móng Lõi Thang

Hình 7.28 MOMENT MAX phương Y của móng Lõi Thang

CHƯƠNG 4 : THIẾT KẾ SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

4.1 Sơ đồ và kích thước sơ bộ hệ dầm sàn

4.1.1 Sơ bộ kích thước dầm và sàn

- Kích thước dầm chính , dầm phụ và chiều dày bản sàn đã được chọn sơ bộ ở Chương 2

=> Dầm chính : b dc x h dc = 300x800 (mm)

Dầm phụ : b dp x h dp = 200x500 (mm)

Bảng 4.1 Bảng tổng tĩnh tải quy đổi trên các ô sàn Ô Tĩnh tải bản bản BTCT

Bảng 4.2 Bảng giá trị hoạt tải các loại phòng

Phòng ngủ, phòng khách, phòng bếp, phòng vệ sinh

Cầu thang, hành lang thông các phòngLoggia

4.2 Xác định nội lực của sàn bằng SAFE V12

Nội lực các ô bản được tính bằng phần mềm SAFE V12

Hình 4.1 Tĩnh tải sàn SAFE

Hình 4.2 Hoạt tải sàn SAFE

Hình 4.3 Chuyển vị sàn SAFE

Hình 4.4 Nội lực dải strip theo phương x

Hình 4.5 Nội lực dải strip theo phương y

4.3 Các bước tính toán chung

Các công thức tính toán:

Diện tích cốt thép được xác định bằng công thức : As = ξR b bh o

Kiểm tra hàm lượng cốt thép : μ = A s bho

Hàm lượng cốt thép hợp lý khi : μmin = 0.1% < μ < μmax = α R R b

Bảng 4.3 Bảng kết quả thép sàn

4.4 Kiểm tra độ võng của ô bản

Chọn ô sàn có kích thước và tác trọng tác dụng lên lớn nhất :

Kiểm tra độ võng của sàn theo công thức f ≤ [f]

Trong đó : f là độ võng của sàn

[f] là độ võng cho phép

Vì ô sàn là sàn sườn toàn khối có nhịp 5m ≤ L ≤ 10m (bảng 4- TCVN 5574-2012: Kết cấu bê tong và bê tong cốt thép- Tiêu chuẩn thiết kế) => [f] 2.5cm

Hình 4.6 Độ võng của sàn Độ võng của sàn f max = 7.43 (mm)

Ta có f max = 0.743 (cm) < [f] = 2.5 (cm)

=> Thỏa độ võng cho phép

CHƯƠNG 8: THIẾT KẾ DÀN GIÁO KHUNG BAO CHE

Hiện nay, an toàn lao động trong thi công xây dựng nhà cao tầng đang được chú trọng đặc biệt Sự gia tăng các sự cố liên quan đến giàn giáo yêu cầu các nhà thầu phải chú ý hơn đến vấn đề này Tại các công trình lớn, việc lắp đặt hệ thống giàn giáo bên ngoài là bắt buộc để đảm bảo an toàn trong quá trình thi công Bên cạnh việc bảo vệ an toàn cho công nhân, hệ thống giàn giáo còn được bao che bằng lưới xung quanh và khung lưới phía dưới, nhằm ngăn chặn vật liệu như cát, đất, xi măng, đá và thép rơi ra ngoài, gây nguy hiểm trong quá trình làm việc.

Giàn giáo bao che nhà cao tầng là thiết bị quan trọng giúp ngăn chặn vật liệu rơi ra ngoài, từ đó nâng cao an toàn lao động trong quá trình thi công.

Hình 8.1: Hình ảnh thực tế ngoài công trường

Giàn giáo 1700: Rộng: L = 1.25m ; Giàn giáo 900: Rộng: L = 1.25m

Thép hộp sử dụng: 50x100x3.5mm

8.3.Tải trọng tính toán của thép hộp: Đở tối đa 7 khung 1700 và 1 khung 900

Bảng 8.1: Tổng hợp tải trọng tính toán

Loại Tải Trọng giàn giáo 1700x1250mm giàn giáo 900x1250mm

Tải người và thiết bị

Tiêu đề	Thiết Kế Chung Cư Cao Cấp 24 Tầng
Tác giả	Lê Anh Vũ
Người hướng dẫn	Th.S Nguyễn Thanh Tú
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	2019
Thành phố	Tp. Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	224
Dung lượng	4,96 MB

(Đồ án tốt nghiệp) thiết kế chung cư cao cấp 24 tầng

Xác định độ cứng của cọc

Tính toán sức chịu tải của cọc 51m – D 1.2

Sức chịu tải theo vật liệu làm cọc

Sức chịu tải của cọc theo SPT

Xác định độ cứng của cọc

Tính toán móng M1

Nội lực tính toán

Xác định tâm cọc , kích thước đài cọc và kiểm tra điều kiện chịu lực

Kiểm tra ổng định của khối móng qui ước

Kiểm tra xuyên thủng

Tính thép cho đài cọc

Tính toán móng M2

Nội lực tính toán

Xác định tâm cọc , kích thước đài cọc và kiểm tra điều kiện chịu lực

Kiểm tra ổng định của khối móng qui ước

Kiểm tra xuyên thủng

Tính thép cho đài cọc

Tính toán móng M3

Nội lực tính toán