Chung cư Quang Trung (Phần thuyết minh)

Quá trình làm đồ án giúp chúng em tổng hợp đƣợc nhiều kiến thức đã học trong những học kỳ trƣớc và thu thập những kiến thức mới mà mình còn thiếu sót, qua đó rèn luyện khả năng tính toán

GIỚI THIỆU CHUNG

 Địa chỉ : Quận 6 - TP.HỒ CHÍ MINH

 Công trình gồm 22 tầng.(01 tầng hầm, tầng trệt, 20 tầng căn hộ và tầng mái )

 Chiều cao công trình: 71.4m tính từ mặt đất tự nhiên

 Diện tích sàn tầng điển hình: 25×21 m²

Hình I 1 Mặt bằng kiến trúc tầng điển hình

9 Hình I 2 Mặt đứng công trình

LAÀU 3 LAÀU 4 LAÀU 5 LAÀU 6 LAÀU 7 LAÀU 8 LAÀU 9 LAÀU 10 LAÀU 11 LAÀU 12 LAÀU 13 LAÀU 14

TẢI TRỌNG TÁC ĐỘNG

TẢI ĐỨNG

Tĩnh tải tác dụng lên công trình bao gồm:

 Trọng lƣợng bản thân công trình

 Trọng lượng các lớp hoàn thiện, tường, kính, đường ống thiết bị…

 Hoạt tải tiêu chuẩn tác dụng lên công trình đƣợc xác định theo công năng sử dụng của sàn ở các tầng.(theo TCVN 2937 :1995)

STT Công năng Hoạt tải tiêu chuẩn (kN/m²)

TẢI NGANG

Do công trình có chịu động đất và có chiều cao hơn 40m nên tải gió tác dụng lên công trình bao gồm có thành phần tĩnh và thành phần động của tải gió.Áp lực gió tiêu chuẩn W 0 = 83 daN/m².

GIẢI PHÁP THIẾT KẾ

Căn cứ vào hồ sơ khảo sát địa chất, hồ sơ thiết kế kiến trúc, tải trọng tác động vào phương án thiết kế kết cấu được chọn như sau:

 Hệ khung bê tông cốt thép đổ toàn khối

 Phương án thiết kế móng: móng cọc hai phương án (cọc khoan nhồi và cọc ép)

VẬT LIỆU SỬ DỤNG

Bê tông sử dụng trong công trình là loại bê tông có cấp độ bền B25 với các thông số tính toán nhƣ sau:

 Cường độ tính toán chịu nén: R b = 14.5 MPa

 Cường độ tính toán chịu kéo: R bt = 1.05 MPa

 Mô đun đàn hồi: E b = 30000 MPa

Cốt thộp loại AI (đối với cốt thộp cú ỉ ≤ 10)

 Cường độ tính toán chịu nén R sc = 225 MPa

 Cường độ tính toán chịu kéo R s = 225 MPa

 Cường độ tính toán cốt ngang R sw = 17 MPa

 Mô đun đàn hồi E s = 210000 MPa

Cốt thộp loại AIII (đối với cốt thộp cú ỉ >10)

 Cường độ tính toán chịu nén R s = 365 MPa

 Cường độ tính toán chịu kéo R s = 365 MPa

 Cốt thép Mô đun đàn hồi E s = 200000 MPa.

PHẦN MỀM ỨNG DỤNG TRONG PHÂN TÍCH TÍNH TOÁN

 Mô hình hệ kết cấu công trình : ETABS, SAFE

 Tính toán cốt thép và tính móng cho công trình: EXCEL và một số bảng tính tự lập

TÍNH TOÁN – THIẾT KẾ SÀN

PHƯƠNG ÁN SÀN DẦM TOÀN KHỐI

II.1.1 Mặt bằng bố trí dầm sàn

Hinh II 1 Mặt bằng bố trí dầm sàn tầng điển hình

Hinh II 2 Mặt bằng phân chia ô bản tính toán

II.1.3 Tải trọng tác dụng lên sàn

Tĩnh tải tác dụng lên sàn bao gồm trọng lƣợng bản thân bản bê tông cốt thép, trọng lượng các lớp hoàn thiện, đường ống thiết bị,và trọng lượng tường xây trên sàn

 Tải trọng do các lớp cấu tạo sàn a.Tĩnh tải ở các ô S1,S2,S3,S4,S5,S6:

STT Các lớp cấu tạo sàn h i (m)

5 Đường ống,thiết bị… 0.5(kN/m 2 ) 1.1 0.55

Tổng cộng 5.974 b.Tĩnh tải ở các ô sàn S7,S8:

STT Các lớp cấu tạo sàn h i (m)

Tĩnh tải tường quy đổi:

- Tại những vị trí xây tường trên sàn ta không bố trí dầm nên do đó tải trọng do tường gây ra ta qui ra phân bố đều lên ô sàn theo công thức sau:

 Tải trọng tập trung lên sàn là :

Trong đó 3 tan g dam n = 1.1 γ = 18 (kN/m ) h = h h

 Tải trọng phân bố lên sàn : t t 2 t s 1 2

 Bảng kết quả tính toán tải phân bố tường lên sàn : Ô sàn n (kN/m 3 ) b(m) h(m) L(m) Q t (kN) S (m 2 ) g t (kN/m 2 )

STT Loại sàn nhà p tc

Hệ số vƣợt tải, (n) p tt (kN/m 2 )

3 Mái bằng có sử dụng 1.5 1.3 1.95

-Hoạt tải sàn S2 quy đổi tương đương : si i 2 s2 i p xS 3.6x16 1.95x48 p 2.3625(kN / m )

 Tổng tải trọng tác dụng lên các ô sàn :

16 Ô sàn Hoạt tải tt p=(kN/m 2 )

Tĩnh tải g (kN/m 2 ) Tổng tải trọng Tải sàn

Tải tường Tổng tĩnh tải q(kN/m 2 )

II.1.4 Tính toán nội lực sàn

II.1.4.1 Sàn loại bản dầm Ô sàn đƣợc tính theo loại bản dầm khi tỉ số 2

≥ 450 mm, hs = 150 mm nên liên kết giữa dầm và sàn đƣợc coi là liên kết ngàm.Cắt một dải bề rộng 1m theo phương cạnh ngắn, sơ đồ tính như sau :

 12 Một số ô sàn dạng bản vươn ra ngoài được tính theo sơ đồ sau: b=1m L1

II.1.4.2 Sàn loại bản kê bốn cạnh Ô sàn đƣợc tính theo loại bản dầm khi tỉ số 2

≥ 450 mm, hs = 150 mm nên liên kết giữa dầm và sàn đƣợc coi là liên kết ngàm.Cắt một dải bề rộng 1m sơ đồ tính nhƣ sau :

M II = k 92 × P Các hệ số m 91 , k 91 , m 92 , k 92 tra bảng theo sơ đồ 9 b=1m L1

II.1.5 Kết quả tính nội lực sàn

II.1.6 Tính cốt thép sàn

Chọn bê tông cấp độ bền B25 : R b = 14.5 MPa

Chọn cốt thép dọc AI có  10 : R s = 225 MPa

Chọn cốt thép dọc AII có > 10 : R s = 280 MPa

Cắt một dải sàn có bề rông b = 1m, xem sàn là cấu kiện chịu uốn có kích thước b × h = 1000 × 150 (mm)

Chọn a = 150 mm suy ra h 0 = h – a = 150 – 15 = 135 mm

Trình tự tính toán nhƣ sau: b 0 m 2 m s b 0 s

          Điều kiện hạn chế ξ ≤ ξ R và μ ≥ μ min

Bảng kết quả tính toán cốt thép

M1(kNm) ho a m ξ As(mm 2) (%) chọn As(mm2) (%)

 Bản dầm Ô SÀN M g (kN.m) ho a m ξ As(mm 2) 

II.1.7 Tính độ võng sàn

 Theo TCXD 5574-2012 thì độ võng của sàn kiểm tra theo điều kiện f < f gh Trong đó fgh – độ võng giới hạn, đƣợc nêu trong bảng C.1, phụ lục C tiêu chuẩn này là:

 Bảng ngàm 4 cạnh làm việc theo 2 phương (bản kê 4 cạnh) có độ võng được xác định theo công thức:

 α : hệ số phụ thuộc vào tỷ số 2

 q tc : tổng tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên ô sàn

 D: độ cứng trụ, đƣợc xác định theo công thức:

 Trong các ô sàn thuộc loại bản kê 4 cạnh thì ô sàn S2 có kích thước

L 1 ×L 2 =4.5×8.5m lớn nhất, và có tải trọng tiêu chuẩn lớn nhất, nên có biến dạng lớn nhất Do đó, ta chỉ cần kiểm tra độ võng cho ô sàn này

  f Vậy sàn thỏa điều kiện về độ võng

TÍNH KẾT CẤU CẦU THANG

CẤU TẠO CẦU THANG

Với chiều cao tầng điển hình là 3.4 m, kiến trúc sử dụng loại cầu thang 2 vế Một vế thang bao gồm 10 bậc thang, mỗi bậc có kích thước L×H 250×170 mm

Sử dụng kết cấu cầu thang dạng bản chịu để tính toán thiết kế

Chọn bề dày bản thang h b = 150 mm

TẢI TRỌNG

 Xác định góc nghiêng bản thang

 Đối với bản chiếu nghỉ và chiếu tới Tải trọng các lớp cấu tạo bản thang (tính trên 1m dài)

STT Cấu tạo Hệ số vƣợt tải n i

 Đối với bản thang nghiêng Chiều dày tương đương của lớp thứ i theo phương của bản nghiêng δtdi

Chiều dày lớp đá hoa cương Chiều dày lớp vữa xi măng Chiều dày lớp bậc thang gạch theo phương nghiêng b i td h cos 2

STT Cấu tạo Hệ số vƣợt tải n i

Tổng trọng lượng theo phương nghiêng q nghiêng 7.175

Tổng trọng lượng theo phương đứng 8.697

Tổng trọng lượng phương đứng có kể đến lan can: 0.3 kN/m 8.997

Tĩnh tải tính toán gtt (kN/m)

Hoạt tải tính toán ptt (kN/m)

Tổng tải tro ̣ng tính toán q tt = g tt + p tt (kN/m)

2 Bản chiếu nghỉ và bản chiếu tới 5.457 3.6 9.057 cosα nghieng q q dung 

III.3.2 Sơ đồ tính – Nội lực

III.3.2.2 Nội lực dầm vế thang

Sau khi xuất phản lực từ gối tự đơn trong etab ta có đƣợc tải trọng phân bố trên dầm

TÍNH TOÁN CỐT THÉP

 Tính toán cốt thép vế thang

 Tính toán cốt thép cho dầm vế thang

CHƯƠNG IV: TÍNH TOÁN THIẾT KẾ BỂ NƯỚC MÁI

HÌNH DẠNG, KÍCH THƯỚC BỂ NƯỚC MÁI

 Kích thước bể nước mái như bảng sau:

Chiều dài a(m) Chiều rô ̣ng b(m) Chiều cao h(m)

Vâ ̣y bể nước mái thuô ̣c loa ̣i bể thấp.

 Sử dụng bê tông cấp độ bền B25

 Cường độ chịu nén dọc trục: Rb = 14.5 MPa

 Cường độ chịu kéo dọc trục: Rbt = 1.05 MPa

 Mô đun đàn hồi: E b = 30000 MPa

 Cốt thộp loại AI (đối với cốt thộp cú ỉ ≤ 10)

 Cường độ chịu nén R sc = 225 MPa

 Cường độ chịu kéo R s = 225 MPa

 Cường độ tính toán cốt ngang Rsw = 175 MPa

 Mô đun đàn hồi E s = 210000 MPa

 Cốt thộp loại AIII (đối với cốt thộp cú ỉ >10)

 Cường độ chịu nén R sc = 365 MPa

 Cường độ chịu kéo R s = 365 MPa

 Mô đun đàn hồi E s = 200000 MPa.

TÍNH TOÁN BẢN NẮP BỂ NƯỚC

 Chọn bản nắp có chiều dày : h bn = 100 (mm), bản nắp đƣợc đổ toàn khối , kích thước lỗ thăm (1000x1000) (mm)

 Chọn sơ bộ kích thước dầm nắp như hình:

STT Các lớp cấu tạo sàn

 Tổng tải tác dụng lên nắp bể q tt = 5.348 + 0.98 = 6.328 kN/m²

IV.3.2 Nội lực và tính toán cốt thép

 Kết quả tính toán nội lực bản nắp: ô bản sơ đồ kích thước tải trọng q(kN/m 2 ) hệ số moment moment(kNm/m) L1(m) L1(m)

 Kết quả tính toán cốt thép bản nắp: Ô bản Mômen

TÍNH TOÁN BẢN THÀNH

IV.4.1 Tải trọng tác động và sơ đồ tính bản thành

 Bản thành chịu tác dụng của gió và áp lực nước Tổ hợp tải nguy hiểm tác dụng lên thành bể:

 Bể chứa đầy nước, có gió hút

 Áp lực nước: Pn = nγ n h = 1.1 x 10 x 2 = 22 (kN/m 2 )

 n là hê ̣ số vượt tải: n = 1.2

 Wo là giá tri ̣ của áp lƣ̣c gió lấy theo bản đồ phân vùng áp lực gió theo đi ̣a danh hành chính (Phụ lục E): Công trình thuô ̣c phân vùng IIA có

 k là hê ̣ số tính đến sƣ̣ thay đổi của áp lƣ̣c gió theo đô ̣ c‟ là hê ̣ số khí đô ̣ng lấy theo bảng 6: c‟ = 0.6

 Bản thành xem nhƣ là cấu kiện chịu uốn có sơ đồ tính và dạng tải trọng nhƣ sau:

 Bản thành có tỷ số giữa cạnh dài trên cạnh ngắn : L 8

 Vậy bản thành thuô ̣c loa ̣i bản dầm ,cắt mô ̣t dải bản theo phương ca ̣nh ngắn (cạnh h), có bề rộng b = 1m để tính, có sơ đồ tính nhƣ sau:

 Mômen lớn nhất tại gối

Xem bản thành nhƣ cấu kiện chịu uốn, tiết diện b×h = 1000×150 (mm 2 ) Chọn a = 20 mm suy ra h 0 = h – a = 150 – 20 = 130 (mm)

         Điều kiện hạn chế ξ ≤ ξR và μ ≥ μ min

 Bản kết quả tính cốt thép Ô bản Mômen

(mm 2 )Bản Mg 6.32 150 0.024 0.024 169.109 0.13 10a150 524 Thành Mn 2.87 150 0.011 0.011 76.343 0.06 10a150 524

TÍNH TOÁN ĐÁY BỂ NƯỚC

 Chọn bản đáy có bề dày 200mm, dầm đáy có kích thước như hình vẽ

 Các ô bản nhỏ nhất có kích thước 4x4 m

L    4 bản làm việc hai phương d b h 600 h 150  4 bản ngàm vào dầm

Vậy sơ đồ tính là bản 4 đầu ngàm nội lực ô bản tra theo sơ đồ 9

IV.5.2 Tải trọng tác động

Hệ số vƣợt tải(n) g s (kN/m 2 ) (kN/m 3 )

 Tổng tải tác dụng lên đáy bể q tt = 22 + 6.865 = 28.865 (kN/m²)

Xem bản đáy nhƣ cấu kiện chịu uốn, tiết diện b×h = 1000 × 200 mm

 Kết quả nội lực bản đáy: ô bản sơ đồ kích thước tải trọng q(kN/m 2 ) hệ số moment momet(kNm/m) L1(m) L1(m)

 Chọn a = 20 mm suy ra h 0 = h – a = 200 – 20 = 180 mm

 Điều kiện hạn chế ξ ≤ ξR và μ ≥ μ min

 Bản kết quả tính cốt thép

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ HỆ DẦM NẮP BỂ

 Dầm bản nắp DD1: b  h = 300  500 (mm)

 Trọng lƣợng bản thân dầm: g dn1 = n  b n1  (h n1 – h bn )  γ bt = 1.1  0.3  (0.5 – 0.1)  25 = 3.3 (kN/m) g dn2 = n  b n2  (h n2 – h bn )  γ bt = 1.1  0.2  (0.4 – 0.1)  25 = 1.65 (kN/m)

 Do bản nắp truyền vào:

Biểu đồ moment hệ dầm nắp

Biểu đồ lực cắt hệ dầm nắp

 Chọn bê tông cấp độ bền B25:  Rb = 14.5 MPa

 Chọn cốt thép dọc AIII:  R s = 365 MPa

 Chọn a = 25mm  h 0 = h – a Điều kiện hạn chế ξ ≤ ξ R và μ ≥ μ min

 Bảng kết quả tính toán cốt thép hệ dầm nắp tiết diện vị trí

Mô men h(mm) b(mm)  m  As

DN1 nhịp 74.34 500 200 0.114 0.121 456.38 0.48 3ỉ16 602.88 gối 88.94 500 200 0.136 0.147 553.59 0.58 3ỉ18 763.02 DN2 nhịp 63.49 400 200 0.156 0.170 506.99 0.68 3ỉ16 602.88 gối 10.76 400 200 0.026 0.027 79.68 0.11 2ỉ16 401.92

IV.6.3 Tính cốt thép đai

 Dầm DN1(200×500) có Q 1max = 67.07 kN

 Khả năng chịu cắt của bê tông

Q bt < Q max  Chọn thộp đai 2 nhỏnh ỉ8a150 cú

 Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông

Q 2 φ R bh q 2 2 1.05 10         210.59 kN Nhận xét Q sw = 210.59 kN > Q max thỏa điều kiện về độ bền s s wl b nE A 2 210000 50.24

Q bt = 454.67kN > Q max = 67.07 cốt đai bố trí đủ chịu lực cắt

 Đoạn giữa dầm bố trớ ỉ8a300

 Dầm DN2 (200×400) có Q 2max = 32.65 kN

 Tương tự như dầm (200ì500) Chọn thộp đai 2 nhỏnh ỉ8a150

Q bt = 358.95kN > Q max = 32.65 kN cốt đai bố trí đủ chịu lực cắt

Đoạn giữa dầm bố trớ ỉ8a300

TÍNH TOÁN HỆ DẦM ĐÁY ĐÁY BỂ NƯỚC

IV.7 TÍNH TOÁN HỆ DẦM ĐÁY BỂ NƯỚC

Chọn bản đáy có bề dày 200mm, dầm có kích thước như hình vẽ

 Trọng lƣợng bản thân dầm DD1: g d1 = n × b d1 × (h d1 – h bd ) × γ bt = 1.1 × 0.3 × (0.6 – 0.2) × 25 = 4.95 (kN/m)

- Trọng lương bản thành tác dụng lên dầm DD1 g bt = n × b bt × (h – h dn1 ) × γ bt = 1.1 × 0.15 × (2 – 0.5) × 25 = 6.1875 (kN/m)

- Tổng tải trọng tác dụng lên lên dầm DD1 g = g d1 + g bt = 11.1375 (kN/m)

 Trọng lƣợng bản thân dầm DD2: g d2 = n × b d1 × (h d1 – h bd ) × γ bt = 1.1 × 0.3 × (0.4 – 0.2) × 25 = 3.3 (kN/m)

-Sử dụng mô hình ETABS để lấy nội lực của hệ dầm đáy

Biểu đồ moment hệ dầm đáy

Biểu đồ lực cắt hệ dầm đáy

 Chọn bê tông cấp độ bền B25:  R b = 14.5 MPa

 Chọn cốt thép dọc AIII:  R s = 365 MPa

 Trình tự tính toán nhƣ sau: b 0 m 2 m s b 0 s

         Điều kiện hạn chế ξ ≤ ξ R và μ ≥ μ min

 Bảng kết quả tính toán cốt thép hệ dầm đáy tiết diện vị trí Mômen

IV.7.3 Tính cốt thép đai

Chọn thộp đai 2 nhỏnh ỉ8a150 cú Chọn cốt thép đai loại AI có R sw = 175 MPa

Nhận xét: Q sw = 382.93 (kN) > Q max = 291.15(kN)

thỏa điều kiện về độ bền s s wl b nE A 2 210000 50.24

Q bt = 767.94 kN > Q max = 291.15  cốt đai bố trí đủ chịu lực cắt

 Đoạn giữa dầm bố trớ ỉ8a300

Chọn thộp đai 2 nhỏnh ỉ8a150 cú Chọn cốt thép đai loại AI có Rsw = 175 MPa

         Nhận xét Q sw = 166.25 kN > Q max = 34.05kN  Thỏa điều kiện về độ bền wl s s b nE A 2 210000 50.24

Q bt 58.95 kN > Q max = 34.05 kN cốt đai bố trí đủ chịu lực cắt Đoạn giữa dầm bố trớ ỉ8a300

TÍNH ĐỘ VÕNG VÀ BỀ RỘNG KHE NỨT CHO BẢN ĐÁY

Theo TCXD 5574-2012 thì độ võng của sàn kiểm tra theo điều kiện f < f gh Trong đó f gh là độ võng giới hạn, đƣợc nêu trong bảng 2, mục 1.8 tiêu chuẩn này là:

 Bảng ngàm 4 cạnh làm việc theo 2 phương (bản kê 4 cạnh) có độ võng được xác định theo công thức:

 α : hệ số phụ thuộc vào tỷ số (L 2 /L 1 ) của ô bản

 q tc : tổng tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên ô sàn

 D: độ cứng trụ, đƣợc xác định theo công thức:

 Ô bản đáy có kích thước L 1 ×L 2 = 8 m×8m

Theo TCXDVN 356-2005 Ô bản đáy có kích thước L1×L2 = 8m × 8m q tc = (0.015×20 + 0.02×18 + 0.1×18+0.15x25 + 0.015×18) +20 = 24.86(kN/m 2 )

 Tính toán độ võng f o Mômen dương ở giữa nhịp là:

Mm 91 q tc  L 1 L 2 0.0179 24.86 8x8  28.48 kNm / m o Mômen âm ở trên gối là:

  o Diện tích quy đổi của vùng bê tông chịu nén tính theo công thức sau:

' bo so so pl bo

  o Điều kiện không cho phép xuất hiện vết nứt

Vậy ở bản đáy xuất hiện vết nứt

    o Độ võng tại giữa nhịp là:

         o Độ võng cho phép: gh L 8000 f 32(mm)

Ta có: f 0.724(mm)f gh 32(mm)

IV.8.2 Tính bề rộng khe nứt

 Tính bề rộng khe nứt ở gối Áp dụng công thức :

 Tính bề rộng khe nứt ở nhịp Áp dụng công thức :

TÍNH TOÁN – THIẾT KẾ HỆ KHUNG

MÔ HÌNH HỆ KHUNG

Sử dụng ETABS để mô hình hệ khung

Hình 5.1 Mô hình 3D công trình

 Chọn sơ bộ kích thước cấu kiện trong mô hình rồi kiểm tra bằng chức năng Design trong ETABS: o Dầm chính kích thước h x b`0x300(mm) o Dầm phụ kích thước h x b@0x300(mm) o Chiều dày sàn h s 0(mm)

 Từ kết quả Design trong ETABS ta có kích thước hơp lý cho từng cấu kiện rồi tính toán kiểm tra sau

 Trọng lƣợng bản thân bêtông để ETABS tính.khai báo hệ số Self Weight Multiplier của tĩnh tải(DEAD LOAD)=1

Hình 5.2 Mặt bằng kết cấu tầng điển hình trong ETABS

 Sử dụng bê tông cấp độ bền B25 o Cường độ chịu nén dọc trục: R b = 14.5 MPa o Cường độ chịu kéo dọc trục: R bt = 1.05 MPa o Mô đun đàn hồi: E b = 30000 MPa

 Cốt thộp loại AI (đối với cốt thộp cú ỉ ≤ 10) o Cường độ chịu nén R sc = 225 MPa o Cường độ chịu kéo R s = 225 MPa o Mô đun đàn hồi E s = 210000 MPa

 Cốt thộp loại AIII (đối với cốt thộp cú ỉ >10) o Cường độ chịu nén R s = 365 MPa o Cường độ chịu kéo R s = 365 MPa o Mô đun đàn hồi E s = 200000 MPa.

XÁC ĐỊNH TẢI TRỌNG

Tĩnh tải tác dụng lên công trình là tải do các lớp hoàn thiện, tải do tường, trọng lƣợng bản thân bê tông cốt thép

 Đối với sàn tầng điển hình

 Đối với sàn vệ sinh

 Tải tường được tính toán theo công thức g t = γ t ×δ t ×h t h t = h tầng - hdầm γt = 1.8 kN/m³ với các tường

 Hoạt tải đƣợc xác định theo công năng sử dụng của sàn tại các tầng nhƣ sau:

STT Công năng Hoạt tải tiêu chuẩn (kN/m²)

Hoạt tải quy đổi(kN/m²)

Công trình cao 71.4m > 40m nên tải gió gồm thành phần tĩnh và thành phần động

V.3.3.1 Thành phần tĩnh của tải gió

Giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của áp lực gió W j ở độ cao z j

 W 0 : Giá trị áp lực gió tiêu chuẩn Công trình xây dựng ở TP HCM thuộc vùng II-A.),ta được :W 0 = 0.95 kN/m 2 Là vùng ảnh hưởng bão yếu, W 0 đƣợc phép giảm đi 0.12 kN/m2 nên áp lực gió tiêu chuẩn W 0 = 0.83 kN/m 2

 K(zj) : Hệ số tính đến sự thay đổi áp lực gió theo độ cao

 C là hệ số khí động (C = 0.8 đối với phía đón gió, C = -0.6 đối với phía khuất gió) o Bảng kết quả tính gió tĩnh theo phương X

Tầng h tầng (m) cao độ z(m) hệ số k B(m) W tĩnh (kN)

1 3.4 3.4 1.010 21 84,13 o Bảng kết quả tính gió tĩnh theo phương Y

Tầng h tầng (m) cao độ z(m) hệ số k B(m) W tĩnh (kN)

V.3.3.2 Thành phần động của tải gió

Do công trình cao 74.8m > 40m nên phải tính đến thành phần động của tải gió, tần số dao động riêng của công trình chỉ lấy những tần số cơ bản nhỏ hơn tần số dao động cho phép f L = 1.3(Hz)

 Bước 1: Xác định tần số dao động riêng

MODE CHU KÌ TẦN SỐ DAO ĐỘNG

 Nhận xét: Tần số dao động riêng: f 4 < f L = 1.3(Hz) < f 5 Vì vậy, theo điều 4.3 TCXD 229:1999, ta cần tính toán thành phần động của gió có kể đến tác dụng của cả xung vận tốc gió và lực quán tính của công trình tương ứng với 4 dạng dao động đầu tiên.Tuy nhiên do dạng dao động 2 và 4 là xoắn,nên ta không kề trong tính toán

Mode 1: Công trình dao động theo phương Oy Mode 2: Công trình dao động theo phương Ox Mode 3: Công trình bị xoắn

Mode 4: Công trình dao động theo phương Ox

 Bước 2: Xác định giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của áp lực gió lên các phần tính toán của công trình

Giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của áp lực gió W j ở độ cao z j so với mốc tại mặt đất đƣợc xác định theo công thức:

W 0 – Giá trị áp lực gió tiêu chuẩn Công trình xây dựng tại TP Hồ Chí Minh thuộc vùng II-A: W 0 = 83 daN/m 2 = 0.83 kN/m 2 c - Hệ số khí động Phía đón gió c = 0.8, phía hút gió c = 0.6 c = 0.6 + 0.8 = 1.4 k(z j ) - Hệ số xét đến sự thay đổi áp lực gió theo chiều cao (tra bảng 5 - TCVN 2737-1995, theo dạng địa hình A)

-Kết quả tính toán nhƣ mục V.3.3.1

 Bước 3: Xác định thành phần động của tải trọng gió tác dụng lên công trình

Giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải gió tác dụng lên phần thứ j , ứng với da ̣ng dao đô ̣ng thứ i được xác đi ̣ng theo công thức

Trong đó: o W P(ij) :lƣ̣c, đơn vi ̣ tính toán kN o M j : khối lượng tâ ̣p trung của phần công trình thứ j, (T) o  i : hệ số đô ̣ng lƣ̣c ƣ́ng với da ̣ng dao đô ̣ng thƣ́ i, không thƣ́ nguyên o i : hệ số đươ ̣c xác đi ̣nh bằng cách chia công trình thành n phần

Khối lƣợng các điểm tập trung theo các tầng đƣợc xuất từ ETABS (Center Mass Rigidity)

- Hệ số động lực đƣợc xác định ứng với 3 dạng dao động đầu tiên, phụ thuộc vào thông số  i và độ giảm loga của dao động: i

 Hệ số tin cậy tải trọng gió lấy  = 1.2

 f i : Tầng số dao động riêng thứ i

 W 0 : Giá trị áp lực gió Lấy bằng 0.83(kN/m 2 ) = 830 (N/m 2 )

- Công trình bằng BTCT Theo đồ thị (hình 2 trang 10 trang = 0.3

(TCXD 229 – 1999 ) Ta xác định đƣợc hệ số động lực  i nhƣ sau :

- Hệ số  i đƣợc xác định theo công thức:

 W Fj – giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió tác dụng lên phần thứ j của công trình, ứng các dạng dao động khác nhau khi chỉ kể đến ảnh hưởng của xung vận tốc gió, được xác định theo công thức:

 W j : giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh của gió (kN/m 2 )

 S j : diện tích đón gió phần công trình thứ j (m 2 )

 : hệ số tương quan không gian áp lực động của tải trọng gió

- Tra bảng 4 và 5 trong TCXD 229 - 1999 ta có:

Mode 2, 3: 2 = 3 = 1 Mode 1: Tính giá trị  1

- Gió theo phương X mặt đón gió có dạng chữ nhật định hướng song song với mặt phẳng YOZ nên:  = 0.421 = 8.4 m;  = H = 74.8 m

- Gió theo phương Y mặt đón gió có dạng chữ nhật định hướng song song với mặt phẳng XOZ nên : = D = 25 m;  = H = 74.8 m

- Tra bảng 4 (trang 9 TCXD 229 : 1999) ta có  x = 0.72999 ,  y = 0.6777 y ji : dịch chuyển ngang tỉ đối của trọng tâm phần công trình thứ j ứng với dạng dao động riêng thứ i

UX UY UX UY UX UY

 j : hệ số áp lực động của tải trọng ở độ cao z ứng với phần thứ j của công trình

- Tra bảng 3 trong “TCVN 229:1999” tùy theo độ cao phần thứ j của công trình

Story Z (m)  j  STORY22 71,4 0,2642 STORY21 68 0,265 STORY20 64,6 0,2659 STORY19 61,2 0,2667 STORY18 57,8 0,2679 STORY17 54,4 0,2692 STORY16 51 0,2706 STORY15 47,6 0,272 STORY14 44,2 0,2733 STORY13 40,8 0,2747 STORY12 37,4 0,2768 STORY11 34 0,2792 STORY10 30,6 0,2816 STORY9 27,2 0,284 STORY8 23,8 0,2863 STORY7 20,4 0,2887 STORY6 17 0,2932 STORY5 13,6 0,298 STORY4 10,2 0,3027 STORY3 6,8 0,3126 STORY2 3,4 0,318

- Từ giá trị Wj,  j , S j , và v ta thay và công thức (*) xác định đƣợc giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải gió W Fj

 Theo phương X tầng h tầng (m) cao độ z   B(m) W F1 (kN) W F2 (kN)

 Theo phương Y tầng h tầng (m) cao độ z   B(m) W Fj (kN)

-Từ W Fj, y ij ta tìm đƣợc  j

- Từ giá trị Mj,  I ,  j , và y ij ta thay và công thức (*) xác định đƣợc giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải gió W P(ịj)

Hệ số áp lực động

Hệ số tương quan không gian

Các thành phần động theo phương Y

W Fj =W j ξ i S j  Tải tiêu chuẩn thành phần động Y

Wp (ji) =M j ξiΨiy ji (kN) f1x = 0,374

 1  1  1 x 1 W Fj 1 Dạng 1 STORY22 0,264 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0118 12,35 40,10 STORY21 0,265 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0114 24,62 57,88 STORY20 0,266 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0109 24,53 46,18 STORY19 0,267 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0105 24,45 34,48 STORY18 0,268 0,730 0,090 1,799 3,007 0,01 24,36 21,55 STORY17 0,269 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0095 24,26 8,62

STORY15 0,272 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0084 24,05 16,72 STORY14 0,273 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0078 23,95 27,86 STORY13 0,275 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0071 23,84 37,77 STORY12 0,277 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0065 23,71 45,32 STORY11 0,279 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0058 23,57 51,07 STORY10 0,282 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0051 23,43 53,56 STORY9 0,284 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0044 23,18 53,56 STORY8 0,286 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0037 22,90 51,88 STORY7 0,289 0,730 0,090 1,799 3,007 0,003 22,61 47,08 STORY6 0,293 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0024 22,37 40,80 STORY5 0,298 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0018 22,07 32,64 STORY4 0,303 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0012 21,68 23,32 STORY3 0,313 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0007 21,01 14,57 STORY2 0,318 0,730 0,090 1,799 3,007 0,0003 19,53 6,34

Hệ số áp lực động

Hệ số tương quan không gian

W Fj =W j ξ i S j  Tải tiêu chuẩn thành phần động Y

Wp (ji) =M j ξiΨiy ji (kN) f2x = 1,300

 2  2  2 x 2 W Fj 2 Dạng 2 STORY22 0,264 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0111 16,92 40,10 STORY21 0,265 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0094 33,73 57,88 STORY20 0,266 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0075 33,61 46,18 STORY19 0,267 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0056 33,49 34,48 STORY18 0,268 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0035 33,36 21,55 STORY17 0,269 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0014 33,23 8,62

STORY15 0,272 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0027 32,95 16,72 STORY14 0,273 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0045 32,81 27,86 STORY13 0,275 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0061 32,66 37,77 STORY12 0,277 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0073 32,48 45,32 STORY11 0,279 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0082 32,29 51,07 STORY10 0,282 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0086 32,09 53,56 STORY9 0,284 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0086 31,75 53,56 STORY8 0,286 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0083 31,37 51,88 STORY7 0,289 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0075 30,98 47,08 STORY6 0,293 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0065 30,65 40,80 STORY5 0,298 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0052 30,24 32,64 STORY4 0,303 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0037 29,70 23,32 STORY3 0,313 0,730 0,026 1,372 4,723 0,0023 28,78 14,57 STORY2 0,318 0,730 0,026 1,372 4,723 0,001 26,75 6,34

Hệ số áp lực động  j

Hệ số tương quan không gian  1

Tải tiêu chuẩn thành phần động

STORY22 0,264 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0128 13,65 43,33 STORY21 0,265 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0121 27,21 69,80 STORY20 0,266 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0115 27,12 66,34 STORY19 0,267 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0108 27,02 62,30 STORY18 0,268 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0102 26,92 58,84 STORY17 0,269 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0095 26,81 54,80 STORY16 0,271 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0088 26,70 50,89 STORY15 0,272 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0081 26,59 46,99 STORY14 0,273 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0074 26,47 42,93 STORY13 0,275 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0067 26,35 38,87 STORY12 0,277 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0059 26,21 34,32 STORY11 0,279 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0052 26,05 30,34 STORY10 0,282 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0045 25,89 26,26 STORY9 0,284 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0038 25,61 22,17 STORY8 0,286 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0032 25,31 18,74 STORY7 0,289 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0026 24,99 15,29 STORY6 0,293 0,678 0,101 1,874 3,241 0,002 24,73 11,76 STORY5 0,298 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0015 24,40 8,82 STORY4 0,303 0,678 0,101 1,874 3,241 0,001 23,96 5,91 STORY3 0,313 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0006 23,22 3,56 STORY2 0,318 0,678 0,101 1,874 3,241 0,0003 21,58 1,78

 Nội lực cho thành phần tĩnh và động của tải gíó xác định nhƣ sau: s t d 2 i i 1

- X: Moment uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị ở đây ta xem là tải trọng tổng hợp của 2 thành phần tĩnh và động

- X t : Moment uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị do thành phần tĩnh của tải trọng gió gây ra, ở đây ta xem là tải thành phần tĩnh

- X :Moment uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị do thành phần d i động của tải trọng gió gây ra khi dao động ở dạng thứ i, ở đây ta xem là tải thành phần động

- s: số dạng dao động tính toán

 Việc tổ hợp nội lực gió chúng ta phải nhờ đến phần mền ETABS để thực hiện công việc này do quá trình tính toán tổ hợp này rất phức tạp và khối lƣợng tính toán quá lớn.Quá trình tổ hợp nội lực tải trọng đƣợc thực hiện theo các bước sau:

 Tạo ra 5 trường hợp tải bao gồm:

 Gió tĩnh theo phương X: WTX

 Gió tĩnh theo phương Y: WTY

 Gió động theo phương X ứng với Mode dao động 2: WDX2

 Gió động theo phương X ứng với Mode dao động 4: WDX4

 Gió động theo phương Y ứng với Mode dao động 1: WDY1

 Khai báo các tổ hợp cho cái trường hợp tải (COMB)

 Thành phần động gió theo phương X bao gồm Mode 2 và Mode 4

“+”:Tổ hợp theo dạng SRSS

 Thành phần động gió theo phương Y bao gồm Mode 1

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

 Gió theo phương X: WX = WDX “+” WTX

 Gió theo phương Y: WY = 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 lƣợng của công trình

 Động đất đươ ̣c xem như là mô ̣t trong những yêu cầu bắt buô ̣c không thể thiếu và là yêu cầu quan tro ̣ng nhất khi thiết kế các công trình cao tầng Do đó, bất kỳ công trình xây dƣ̣ng nào nằm ở phân vùng về đô ̣ng đất phải tính toán tải tro ̣ng đô ̣ng đất

 Tính toán lực động đất theo tiêu chuẩn TCXDVN 375 – 2006 “Thiết kế công trình chịu động đất”

V.3.4.1 Phương pháp phân tích phổ phản ứng

 Phương pháp phân tích phổ phản ứng dao động là phương pháp động lực học kết cấu sử dụng phổ phản ứng động lực của tất cả các dạng dao động ảnh hưởng đến phản ứng tổng thể của kết cấu

 Điều kiện áp dụng: Phương pháp phân tích phổ phản ứng là phương pháp có thể áp dụng cho tất cả các loại nhà (xem 4.3.3.1(3b) – TCXDVN 375:2006)

 Số dạng dao động cần xét đến trong phương pháp phổ phản ứng o Phải xét đến phản ứng của tất cả các dao động góp phần đáng kể vào phản ứng tổng thể của công trình Điều này có thể đƣợc thỏa mãn một trong hai điều kiện sau: o Tổng các trọng lƣợng hữu hiệu của các dạng dao động (mode) đƣợc xét chiếm ít nhất 90% tổng trọng lƣợng của kết cấu o Tất cả các dạng dao động có trọng lƣợng hữu hiệu lớn hơn 5% của tổng trọng lƣợng đều đƣợc xét tới

Tiến hành tính toán theo các bước sau:

 Xác định chu kỳ và dạng dao động riêng của nhà

 Xác định phổ thiết kế không thứ nguyên Sd(Ti) của công trình ứng với từng dạng dao động:

 Phổ thiết kế Sd (T) theo phương nằm ngang

 Theo điều 3.2.2.5 của TCXDVN 375 – 2006 thì: Phổ thiết kế S d (T) theo phương nằm ngang đươ ̣c xác đi ̣nh bằng các biểu thức sau:

 Trong đó: o S d (T) là phổ thiết kế o q là hê ̣ số ƣ́ng xƣ̉: q = 3.9 o β là hệ số ứng với cận dưới của p hổ thiết kế theo phương nằm ngang: β = 0.2

 Xác định tổng lực cắt đáy tại chân công trình tương ứng với dạng dao động thứ i: FS (T ) Wd i  i

 Trong đó: o W i : trọng lượng hữu hiệu tương ứng với dạng dao động thứ i, xác định theo công thức sau: o S d (Ti): phổ thiết kế không thứ nguyên n 2 i, j j j 1 i n

 Trong biểu thức trên: o n: tổng số tầng theo mỗi phương o U i,j : giá trị chuyển vị theo mỗi phương trên mặt bằng tại điểm đặt trọng lƣợng thứ j của dao động thứ i o W i : trọng lƣợng tập trung tại tầng thứ j của công trình

 Phân phối tải trọng ngang lên các cao trình tầng của tổng lực cắt tại chân công trình tương ứng với dạng dao động thứ i theo mỗi phương nhƣ sau:

 Trong đó: o F j,i : lực ngang tác dụng lên tầng thứ j theo mỗi phương ứng với dạng dao động riêng thứ i o M i : khối lƣợng tập trung tại tầng thứ I của công trình o U i,j : giá trị chuyển vị theo mỗi phương trên mặt bằng tại điểm đặt trọng lƣợng thứ j của dao động thứ i a) Tổ hợp số dao động cần xét

TÍNH TOÁN VÁCH CỨNG KHUNG TRỤC B

V.5.1 Phương pháp vùng biên chịu môment

Thông thường, các vách cứng dạng côngxon phải chịu tổ hợp nội lực sau: N,

Mx, My, Qx, Qy Do vách cứng đƣợc bố trí trên mặt bằng để chịu tải trọng ngang tác động song song với mặt phẳng của nó (chủ yếu) nên bỏ qua khả năng chịu mô ment ngoài mặt phẳng Mx và lực cắt theo phương vuông góc với mặt phẳng Qy, chỉ xét tổ hợp nội lực gồm: N, My, Qx

Phương pháp này cho rằng cốt thép đặt trong vùng biên ở hai đầu vách được thiết kế để chịu toàn bộ momen Lực dọc trục đƣợc giả thiết là phân bố dều trên toàn bộ chiều dài vách

V.5.2 Các giả thuyết cơ bản Ứng suất kéo do cốt thép chịu Ứng suất nén do bêtông và cốt thép chịu

Xét vách cứng chịu tải trọng NZ, MY, biểu đồ ứng suất tại các điểm trên mặt cắt ngang của vách cứng

 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 My, momen này tương đương với 1 cặp ngẫu lực đặt ờ hai vùng biên của vách

 Bước 2: Xác định lực kéo hoặc nén trong vùng biên

 F : Diện tích mặt cắt vách

 Fb : Diện tích vùng biên

 Bước 3: Tính diện tích cốt thép chịu kéo, nén

Tính toán cốt thép cho vùng biên nhƣ cột chịu kéo - nén đúng tâm Khả năng chịu lực của cột chịu kéo – nén đúng tâm đƣợc xác định theo công thức:

 R n , R a : Cường độ tính toán chịu nén của BT và của cốt thép

 F b , F a : diện tích tiết diện BT 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 đƣợc khi:

Với l o : chiều dài tính toán của cột i min : bán kính quán tính của tiết diện theo phương mảnh => imin= 0.288 b Khi  14: bỏ qua ảnh hưởng của uốn dọc, lấy  =1.Thiên về an toàn lấy 

Từ công thức trên ta suy ra diện tích cốt thép chịu nén :

Khi N < 0 (vùng biên chịu kéo), do giả thiết ban đầu: ứng lực kéo do cốt thép chịu nên diện tích cốt thép chịu kéo đƣợc tính theo công thức sau:

 Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép Nếu không thỏa mãn thì phải tăng kích thước B của vùng biên lên rồi tính lại từ bước 1 Chiều dài B của vùng biên có giá trị lớn nhất là L/2, nếu vƣợt quá giá trị này cần tăng bề dày tường

Khi tính ra Fa < 0: đặt cốt thép chịu nén theo cấu tạo Theo TCXDVN 198-1997 Thép cấu tạo cho vách cứng trong vùng động đất trung bình

Cốt thép đứng: hàm lƣợng     

Cốt thép ngang: hàm lƣợng    nhƣng không chọn ít hơn 1/3 hàm lƣợng của cốt thép dọc

Trong tính toán nội lực vách này: ta chọn hàm lƣợng thép dọc cấu tạo của các vùng:

 Bước 5: Kiểm tra phần tường còn lại như cấu kiện chịu nén đúng tâm

Trường hợp bê tông đã đủ khả năng chịu lực thì cốt thép chịu nén trong vùng này đƣợc đặt theo cấu tạo

 Bước 6: Tính cốt thép ngang

Tại tiết diện bất kỳ của vách, phải gia cường thép đai ở hai đầu vách

Do ứng suất cục bộ (ứng suất tiếp và ứng suất pháp theo phương nằm trong én n b n a a

139 mặt phẳng)thường phát sinh tại hai đầu của vách (vị trí truyền lực sẽ lớn nhất, sau đó lan tỏa)

Tính toán cốt đai cho vách tương tự như tính toán cốt đai cho dầm.Kiểm tra điều kiện hạn chế bêtông không bị phá hoại do ứng suất nén chính:

Qmax < Qo = ko.R bt b.ho (1)

Khả năng chịu cắt của bêtông: Qmax < Q1 = k1.R bt b.ho (2) (với k 1 = 0,8).Nếu thoả cả hai điều kiện (1) và (2) thì chỉ cần đặt cốt đai theo cấu tạo Điều kiện chiều dài bước đai:

 Bước 7: Bố trí cốt thép cho vách cứng

Khoảng cách giữa các thanh cốt thép dọc và ngang không đƣợc lớn hơn trị số nhỏ nhất trong hai trị số sau:

Bố trí cốt thép cần phải tuân thủ theo “TCXD 198:1997” nhƣ sau:

 Phải đặt hai lớp lưới thép Đường kính cốt thép chọn không nhỏ hơn

 Hàm lƣợng cốt thép đứng chọn      (với động đất trung bình mạnh )

 Cốt thép nằm ngang chọn không ít hơn 1/3 lƣợng cốt thép dọc với hàm lƣợng 0.4% ( đối với động đất trung bình và mạnh )

Cần có biện pháp tăng cường tiết diện ở khu vực biên các vách cứng nếu cần

Do môment có thể đổi chiều nên cốt thép vùng biên Fa = max (A S keo ;A S nen ); cốt thép vùng giữa A giua S

V.5.4 Kết quả tính toán cốt thép cho vách trục B

(kN) (kNm) (cm 2 ) (cm 2 ) (mm 2 )

STORY22 P2 COMB26 MIN -189,68 -248,35 2,77 0,60 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY21 P2 COMB24 MIN -373,21 -274,42 2,61 0,57 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY20 P2 COMB20 MIN -577,38 -331,92 2,81 0,61 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY19 P2 COMB20 MIN -775,71 -358,40 2,62 0,57 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY18 P2 COMB20 MIN -976,60 -384,73 2,42 0,53 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY17 P2 COMB20 MIN -1172,50 -405,81 2,16 0,47 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY16 P2 COMB20 MIN -1364,43 -412,35 1,72 0,37 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY15 P2 COMB20 MAX -1196,64 365,51 1,56 0,34 10ỉ14 15,33 Btcautao ỉ16a200 STORY14 P2 COMB20 MAX -1350,69 383,71 1,38 0,30 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY13 P2 COMB20 MAX -1505,15 409,42 1,30 0,28 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY12 P2 COMB20 MAX -1658,22 413,56 0,93 0,20 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY11 P2 COMB20 MAX -1809,36 438,65 0,85 0,18 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY10 P2 COMB20 MAX -1956,08 456,92 0,69 0,15 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY9 P2 COMB20 MAX -2097,05 486,23 0,69 0,15 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY8 P2 COMB20 MAX -2229,56 496,73 0,47 0,10 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY7 P2 COMB20 MAX -2350,79 532,74 0,61 0,13 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY6 P2 COMB16 -3194,83 593,39 1,66 0,36 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY5 P2 COMB16 -3330,92 657,30 3,12 0,68 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY4 P2 COMB16 -3454,59 688,79 4,03 0,88 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY3 P2 COMB16 -3549,10 828,73 6,56 1,43 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY2 P2 COMB16 -3656,97 923,00 8,41 1,83 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY1 P2 COMB26 MIN -4170,14 -920,92 10,07 2,19 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 HAM P2 COMB25 MIN -5337,52 -47,86 -2,49 -0,54 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200

(kN) (kNm) (cm 2 ) (cm 2 ) (mm 2 )

STORY22 P3 COMB23 MAX 290,55 290,55 2,79 0,38 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY21 P3 COMB26 MIN -570,84 -570,84 3,27 0,45 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY20 P3 COMB23 MAX 393,03 393,03 2,66 0,37 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY19 P3 COMB25 MAX 417,98 417,98 2,28 0,31 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY18 P3 COMB23 MAX 426,86 426,86 1,75 0,24 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY17 P3 COMB25 MAX 443,90 443,90 1,31 0,18 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY16 P3 COMB21 MAX 447,43 447,43 0,82 0,11 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY15 P3 COMB21 MAX 453,43 453,43 0,21 0,03 10ỉ14 15,33 Btcautao ỉ16a200 STORY14 P3 COMB27 MIN -538,74 -538,74 -9,83 -1,36 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY13 P3 COMB27 MIN -527,66 -527,66 -8,83 -1,22 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY12 P3 COMB25 MIN -514,36 -514,36 -7,46 -1,03 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY11 P3 COMB23 MIN -545,45 -545,45 -5,93 -0,82 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY10 P3 COMB25 MIN -573,70 -573,70 -4,43 -0,61 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY9 P3 COMB23 MIN -610,52 -610,52 -2,79 -0,39 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY8 P3 COMB25 MIN -626,67 -626,67 -1,36 -0,19 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY7 P3 COMB26 MIN -809,85 -809,85 0,39 0,05 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY6 P3 COMB26 MIN -895,69 -895,69 2,59 0,36 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY5 P3 COMB26 MIN -1043,78 -1043,78 5,53 0,76 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY4 P3 COMB26 MIN -1170,70 -1170,70 8,21 1,13 10ỉ14 15,38 Btcautao ỉ16a200 STORY3 P3 COMB26 MIN -1478,67 -1478,67 13,01 1,79 10ỉ18 25,43 Btcautao ỉ16a200 STORY2 P3 COMB26 MIN -1868,09 -1868,09 18,89 2,60 10ỉ18 25,43 Btcautao ỉ16a200 STORY1 P3 COMB16 2188,65 2188,65 20,17 2,78 10ỉ18 25,43 Btcautao ỉ16a200 HAM P3 COMB25 MIN -1008,14 -1008,14 11,25 1,55 10ỉ18 25,43 Btcautao ỉ16a200

 Tính cốt thép ngang cho vách:

Dùng lực cắt lớn nhất để tính và bố trí cho toàn vách:

Thiên về an toàn lấy h 0 = 0.8h = 0.8×2.3 = 1.84 (m)

Dựa vào bảng nội lực ta tìm ra lực cắt Q max = V max = 10058.4 (KN)

Ta đó chọn ỉ10a200 = 471 mm 2 /m, kiểm tra lại khả năng chịu lực :

Vậy cả 2 phương trục 2 và 3 đều thỏa mãn khả năng chịu cắt

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ MÓNG

SỐ LIỆU ĐỊA CHẤT CÔNG TRÌNH

Kết quả khảo sát địa chất: từ mặt đất hiện hữu đến độ sâu 60 m, nền đất tại đây được cấu tạo gồm 6 lớp đất theo thứ tự từ trên xuống dưới như sau:

 Lớp đất số 1: Á sét nặng hữu cơ, trạng thái chặt vừa, có bề dày tại HK 1 = 6 m với các tính chất cơ lý đặc trƣng nhƣ sau:

 Dung trọng tự nhiên:  w = 17.2 kN/m 3

 Lực dính đơn vị : C tc = 2.6 kN/m 2

 Góc ma sát trong :  tc = 24 0 53‟

Sét pha cát, màu xám trắng, độ dẻo trung bình, trạng thái chặt vừa, có bề dày tại HK1 = 4.0 m có các đặc trƣng cơ lý sau:

 Dung trọng tự nhiên :  w = 19.7 kN/m 3

 Dung trọng đẩy nổi :  dn = 9.72 kN/m 3

 Lực dính đơn vị : C tc = 26 kN/m 2

Sét pha cát, màu xám trắng -nâu vàng vân đỏ nhạt , độ dẻo trung bình, trạng thái dẻo cứng ; có bề dày tại HK 1 = 14 m với các tính chất cơ lý đặc trƣng nhƣ sau:

 Góc ma sát trong :  tc = 13 o 30‟

Cát hạt thô lẫn sạn sỏi, trạng thái chặt vừa, có bề dày tại HK 1 !.5m có các đặc tính cơ lý sau:

 Dung trọng tự nhiên : w = 19.8 kN/m 3

 Dung trọng đẩy nổi : dn = 10.12 kN/m 3

Cát hạt thô lẫn sạn sỏi thạch anh , màu vàng- xám vàng, trạng thái chặt vừa có bề dày tại HK1= 14.5m với các đặc trƣng cơ lý sau:

BẢNG CHỈ TIÊU CƠ LÝ CỦA ĐẤT

2 Sét pha cát dẻo mềm 5 23.6 19.7 2.65 1.107 27.2 18.1 0.98 7 o 17‟ 26 626

3 Sét pha cát chặt vừa 15 27.5 19.12 2.71 0.754 38 17 0.38 13 o 30‟ 14.3 1291

4 Cát hạt mịn chặt vừa 22.5 16.9 19.8 2.68 0.512 - - - 26 o 31‟ 2.8 42436

Mực nước ngầm ổn định ở độ sâu - 7 m tính từ mặt đất tự nhiên

PHƯƠNG ÁN MÓNG CỌC ÉP BÊ TÔNG CỐT THÉP

VI.2.1 Vật liệu sử dụng

 Sử dụng bê tông cấp độ bền B30 o Cường độ chịu nén tính toán: R b = 17 MPa o Cường độ chịu kéo tính toán: R bt = 1.2 MPa o Mô đun đàn hồi: E b = 32500 MPa

 Cốt thộp loại AI (đối với cốt thộp cú ỉ ≤ 10) o Cường độ chịu nén tính toán R s = 225 MPa o Cường độ chịu kéo tính toán R s = 225 MPa o Cường độ tính toán cốt ngang R sw = 175 MPa o Mô đun đàn hồi E s = 210000 MPa

 Cốt thộp loại AIII (đối với cốt thộp cú ỉ >10) o Cường độ chịu nén tính toán R s = 365 MPa o Cường độ chịu kéo tính toán R s = 365 MPa o Mô đun đàn hồi E s = 200000 MPa

VI.2.2 Kích thước và chiều dài cọc

 Chọn sơ bộ chiều cao đài cọc là h đài = 2 m

 Chọn chiều sâu đặt móng là h m = 3.5 + 2 = 5.5 m

 Chọn cọc vuông tiết diện (400×400), Lcọc = 2×12 = 24 m

 Đỉnh cọc nằm ở cao trình –4.8 m (so với mặt đất tự nhiên)

 Mũi cọc nằm ở cao trình –28.8 m (so với mặt đất tự nhiên)

 Chọn đầu cọc đập vỡ 0.5 m và 0.2m cọc ngàm vào đài

 Chiều dài của cọc nằm trong đất là:

 Diện tích tiết diện cọc là: A c = D × D = 0.4×0.4 = 0.16 m 2

VI.2.3 Sức chịu tải của cọc

VI.2.3.1 Theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền ( Phụ lục A.3 TCXD 205:1998 )

Theo chỉ tiêu cơ lí của đất nền (Phụ lục A.3 TCXD 205:1998)

Trong đó: o m: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất, lấy m = 1 theo phụ lục A.3 của TCXD 205-1998 o m R , m f : Các hệ số điều kiện làm việc của đất lần lƣợt ở mũi cọc và ở mặt bên cọc có kể đến ảnh hưởng của phương pháp hạ cọc đến sức chống tính toán của đất, xác định theo bảng A.3 TCXD 205:1998 o A c : diện tích mũi cọc A c = 0.16 m² o u: chu vi tiết diện ngang của cọc, u = 1.6 m o l i : chiều dày của lớp đất thứ i tiếp xúc với cọc o f si : cường độ tính toán của lớp đất thứ i theo mặt xung quanh cọc Tra bảng A.2 phụ lục A TCXD 205-1998, ta có bảng sau:

Lớp Độ sâu trung bình

(kN/m 2 ) chiều dài cọc nằm trong lớp thứ i l i (m) m fi f i l i (kN/m) Tra với cột

4 27.9 0.9 64 1.8 103.68 Cát mịn chặt vừa f si i m f l 

 787.14 q m : cường độ chịu tải ở mũi cọc, lấy theo bảng A.1 phụ lục A TCXD 205:1998 Ở đây cọc cắm vào lớp cát mịn ở độ sâu -28.8m nên tra bảng ta đƣợc qm = 3728 (kN/m 2 ) tc R p c f si i

VI.2.3.2 Theo chỉ tiêu cường độ đất nền ( Phụ lục B TCXD 205:1998 )

 Sức chịu tải cực hạn của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền được xác định theo công thức sau (Theo Phụ Lục B TCXD 205 – 1998 ) : u s p S S P P

 Sức chịu tải cho phép của cọc đƣợc tính theo công thức : s p a s p

Q  FS FS Trong đó : o FS s : Hệ số an toàn cho thành phần ma sát bên (FS s = 1.5 – 2.0 ) o FS p :Hệ số an toàn cho sức chống dưới mũi cọc (FS p = 2.0 – 3.0) Chọn : FS s = 1.5 ; FS p = 2.0 để tính toán

Q Q uf l Công thức tính ma sát bên tác dụng lên cọc đƣợc xác định:

C a : Lực dính giữa thân cọc và đất Lấy C a =0.7 C (Cọc BTCT)

C: Lực dính của đất (kN/m 2 ) φ a : Góc ma sát giữa cọc và đất nền lấy φ a = φ (Với cọc BTCT)

 : Ứng suất hữu hiệu trong đất theo phương vuông góc với mặt bên cọc đơn vị (kN/m 2 ) σ‟h = K s × σ‟v với K s =1.2(1 – sin ) ; σ‟ v =  ' z i

(kN/m 2 ) c (kN/m 2 )    K s f si (kN/m 2 ) f si l i

Ta đƣợc :QS = uf l si i = 4x0.4x853.98 = 1366.37(kN ) trong đó u: chu vi của cọc, l i : chiều dài từng lớp đất mà cọc xuyên qua

Q cN   N  d N  Tính tại vị trí mũi cọc Mũi cọc đặt ở độ sâu -28.8m so với mặt đất tự nhiên, nằm trong lớp thứ 4, dưới mực nước ngầm:

Từ kết quả tính sức chịu tải của cọc theo hai phương pháp ta có :

VI.2.3.3 Theo cường độ vật liệu làm cọc

: Hệ số uốn dọc của cọc l0 l 0.7 23.3

R b = 17 MPa (Cường độ chịu nén của Bêtông cọc cấp độ bền B30)

A c = 0.4× 0.4 = 0.16 m 2 (Diện tích tiết diện ngang của cọc)

R s = 365 MPa (Cường độ tính toán của cốt thép dọc trong cọc)

A s = 8ỉ22= 3039.52 mm² (Diện tớch tiết diện ngang cốt thộp dọc)

 Sức chịu tải tức thời của cọc:

Ta thấy Q u = 2142.94 kN < P vl = 3503.92 kN.(Thỏa điều kiện cọc ép đến độ sâu thiết kế)

 Vậy sức chịu tải của cọc:

VI.2.4 Kích thước và chiều dài cọc móng lõi thang

 Chọn sơ bộ chiều cao đài cọc là h đài = 2 m

 Chọn chiều sâu đặt móng là h m = 3.5 + 2 + 1,5 = 7 m

 Chọn cọc vuông tiết diện (400×400), Lcọc = 3×12 = 36 m

 Đỉnh cọc nằm ở cao trình –6.3 m (so với mặt đất tự nhiên)

 Mũi cọc nằm ở cao trình –42.3 m (so với mặt đất tự nhiên)

 Chọn đầu cọc đập vỡ 0.5 m và 0.2m cọc ngàm vào đài

 Chiều dài của cọc nằm trong đất là:

 Diện tích tiết diện cọc là: A c = D × D = 0.4×0.4 = 0.16 m 2

VI.2.5 Sức chịu tải của cọc

VI.2.5.1 Theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền ( Phụ lục A.3 TCXD 205:1998 )

Theo chỉ tiêu cơ lí của đất nền (Phụ lục A.3 TCXD 205:1998)

Trong đó: o m: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất, lấy m = 1 theo phụ lục A.3 của TCXD 205-1998 o m R , m f : Các hệ số điều kiện làm việc của đất lần lƣợt ở mũi cọc và ở mặt bên cọc có kể đến ảnh hưởng của phương pháp hạ cọc đến sức chống tính toán của đất, xác định theo bảng A.3 TCXD 205:1998 o A c : diện tích mũi cọc A c = 0.16 m² o u: chu vi tiết diện ngang của cọc, u = 1.6 m o l i : chiều dày của lớp đất thứ i tiếp xúc với cọc o f si : cường độ tính toán của lớp đất thứ i theo mặt xung quanh cọc

Tra bảng A.2 phụ lục A TCXD 205-1998, ta có bảng sau:

Lớp Độ sâu trung bình Z

(kN/m 2 ) chiều dài cọc nằm trong lớp thứ i li

(m) m fi f i l i (kN/m) Tra với cột

3 34,65 0.9 70 15,3 963,9 Cát mịn chặt vừa f si i m f l 

 1581,21 q m : cường độ chịu tải ở mũi cọc, lấy theo bảng A.1 phụ lục A TCXD 205:1998 Ở đây cọc cắm vào lớp cát mịn ở độ sâu -42.3m nên tra bảng ta đƣợc qm = 4100 (kN/m 2 )

VI.2.5.2 Theo chỉ tiêu cường độ đất nền ( Phụ lục B TCXD 205:1998 )

 Sức chịu tải cực hạn của cọc theo chỉ tiêu cường độ đất nền được xác định theo công thức sau (Theo Phụ Lục B TCXD 205 – 1998 ) : u s p S S P P

 Sức chịu tải cho phép của cọc đƣợc tính theo công thức : s p a s p

Q  FS FS Trong đó : o FS s : Hệ số an toàn cho thành phần ma sát bên (FS s = 1.5 – 2.0 ) o FS p :Hệ số an toàn cho sức chống dưới mũi cọc (FS p = 2.0 – 3.0) Chọn : FS s = 1.5 ; FS p = 2.0 để tính toán

Q Q uf l Công thức tính ma sát bên tác dụng lên cọc đƣợc xác định:

C a : Lực dính giữa thân cọc và đất Lấy C a =0.7 C (Cọc BTCT)

C: Lực dính của đất (kN/m 2 ) φ a : Góc ma sát giữa cọc và đất nền lấy φ a = φ (Với cọc BTCT)

 : Ứng suất hữu hiệu trong đất theo phương vuông góc với mặt bên cọc đơn vị (kN/m 2 ) σ‟ h = K s × σ‟ v với K s =1.2(1 – sin ) ; σ‟ v =  ' z i

(kN/m 2 )    Ks f si (kN/m 2 ) fsi xli

Ta đƣợc :QS = uf l si i = 4x0.4x1911.5 = 3058.4(kN ) trong đó u: chu vi của cọc, l i : chiều dài từng lớp đất mà cọc xuyên qua

Q cN   N  d N  Tính tại vị trí mũi cọc Mũi cọc đặt ở độ sâu -28.8m so với mặt đất tự nhiên, nằm trong lớp thứ 4, dưới mực nước ngầm:

Từ kết quả tính sức chịu tải của cọc theo hai phương pháp ta có :

VI.2.5.3 Theo cường độ vật liệu làm cọc

: Hệ số uốn dọc của cọc l0 l 0.7 35.3

R b = 17 MPa (Cường độ chịu nén của Bêtông cọc cấp độ bền B30)

A c = 0.4× 0.4 = 0.16 m 2 (Diện tích tiết diện ngang của cọc)

R s = 365 MPa (Cường độ tính toán của cốt thép dọc trong cọc)

A s = 8ỉ30= 5652 mm² (Diện tớch tiết diện ngang cốt thộp dọc)

 Sức chịu tải tức thời của cọc:

Ta thấy Q u = 3787.26 < P vl = 3922 kN.(Thỏa điều kiện cọc ép đến độ sâu thiết kế)

 Vậy sức chịu tải của cọc:

Q tk = min  Qa1; Q a2  = min  2123.96; 2403.36  = 2123.96 kN

VI.2.5.4 Kiểm tra cẩu lắp

 Các móc cẩu trên cọc đƣợc bố trí ở các điểm cách đầu và mũi cọc những khoảng cố định sao cho moment dương lớn nhất bằng moment âm có trị số tuyệt đối lớn nhất

 Vị trí 2 móc cẩu cách chân cọc một khoảng 0.207L = 0.207×12 = 2.48 m (Với L là chiều dài cọc) thì khi cẩu sẽ gây ra giá trị moment

M nhịp = M gối Chọn 0.207L = 2.48 m để kiểm tra

 Trọng lƣợng bản thân cọc phân bố trên 1 m dài : q = n  b  h   bt  kđ = 1.1  0.4  0.4  25  1.5 = 6.6 kN/m o k đ :là hệ số động, lấy k đ = 1.5

 Moment cẩu lắp cọc : o M max = 0.0214 qL 2 = 0.0214  6.6  12 2 = 20.34 kN.m

M max = 0.125 qL 2 = 0.125 6.6  12 2 = 118.8 (kN.m) Để an toàn chọn giá trị moment lớn nhất kiểm tra M max = 118.8( kNm)

Bê tông B30 có R b = 17 MPa, cốt thép AIII có Rs = 365 Mpa

Chọn lớp bảo vệ a = 40 mm, h 0 = h – a = 400 – 40 = 360 mm

Như vậy cốt thép chọn là thỏa đối với hai trường hợp vận chuyển và dựng cọc

 Tính thép làm móc treo cọc

Chọn 1ỉ16 ( As = 201 mm 2 ) làm múc treo

Tính đoạn thép neo móc treo vào trong cọc:

VI.2.6 Thiết kế móng cọc ép M1

VI.2.6.1 Phản lực chân cột

Story Point Load FX FY FZ MX MY MZ

BASE 81 COMB1 0,34 48,62 2659,8 -11,2 1,071 -0,001 BASE 81 COMB2 19,92 48,67 2679,9 -11,29 9,172 -0,001 BASE 81 COMB3 14,17 51,36 2850,8 -11,86 6,989 -0,001 BASE 81 COMB4 -0,97 42,24 2327,5 -8,439 -5,994 0,018 BASE 81 COMB5 22,72 55,9 2932,6 -11,44 24,988 -0,008 BASE 81 COMB6 8,9 -28,27 2415,7 42,579 4,246 -0,001 BASE 81 COMB7 4,57 173,89 2636,1 -41,38 2,712 0 BASE 81 COMB8 -5,45 45,04 2497,4 -9,178 -7,034 0,016 BASE 81 COMB9 15,88 57,33 3042 -11,88 20,85 -0,007 BASE 81 COMB10 3,43 -18,42 2576,8 36,739 2,182 -0,001 BASE 81 COMB11 -0,46 163,52 2775,2 -38,83 0,802 0 BASE 81 COMB12 12,18 45,07 2515,5 -9,259 0,258 0,016 BASE 81 COMB13 33,5 57,37 3060,1 -11,96 28,141 -0,007 BASE 81 COMB14 21,06 -18,38 2594,8 36,657 9,473 -0,001 BASE 81 COMB15 17,17 163,56 2793,2 -38,91 8,093 0 BASE 81 COMB16 7 47,5 2669,3 -9,78 -1,707 0,016 BASE 81 COMB17 28,32 59,8 3213,9 -12,48 26,177 -0,007 BASE 81 COMB18 15,88 -15,96 2748,7 36,136 7,509 -0,001 BASE 81 COMB19 11,99 165,99 2947 -39,43 6,129 0 BASE 81 COMB20 MAX 20,24 89,76 2928,7 5,828 21,533 0,073 BASE 81 COMB20 MIN -8,05 2,1 2049,2 -27,06 -15,03 -0,074 BASE 81 COMB21 MAX 11,73 148,97 2729,2 31,671 9,047 0,068 BASE 81 COMB21 MIN 0,46 -57,11 2248,7 -52,9 -2,541 -0,069 BASE 81 COMB22 MAX 18,52 90,57 2980 5,654 20,878 0,073 BASE 81 COMB22 MIN -9,78 2,9 2100,4 -27,23 -15,68 -0,074 BASE 81 COMB23 MAX 10 149,78 2780,5 31,497 8,393 0,068 BASE 81 COMB23 MIN -1,26 -56,3 2299,9 -53,08 -3,196 -0,069 BASE 81 COMB24 MAX 24,39 90,58 2986 5,627 23,308 0,073 BASE 81 COMB24 MIN -3,9 2,92 2106,4 -27,26 -13,25 -0,074 BASE 81 COMB25 MAX 15,88 149,79 2786,5 31,47 10,823 0,067 BASE 81 COMB25 MIN 4,61 -56,29 2306 -53,1 -0,765 -0,069 BASE 81 COMB26 MAX 22,66 91,39 3037,3 5,453 22,654 0,073 BASE 81 COMB26 MIN -5,63 3,73 2157,7 -27,43 -13,91 -0,074 BASE 81 COMB27 MAX 14,15 150,6 2837,8 31,297 10,168 0,067 BASE 81 COMB27 MIN 2,88 -55,48 2357,2 -53,28 -1,42 -0,069

Xác định số cọc và bố trí

 Sơ bộ xác định số cọc nhƣ sau: n cọc = k × tt c

 Chọn kích thước đài cọc và bố trí cọc như sau:

 Kiểm tra điều kiện độ sâu chôn đài với H max tt = 173.89kN tt o m min d h h 0.7tg(45 ) 2H

 h m = 5.5 m > h min = 1.42 m Thỏa điều kiện móng cọc đài thấp

 Tải đứng tác dụng tại đáy đài

 Tính các giá trị p max(j) , p min(j) :

  j xj max yj max max,min j 2 2 coc i i

Load N i M xi y max M yi x max p maxi (kN) p mini (kN)

161 p max 688.482(kN) < Q tk = 1148.84( kN) => (Đạt) p min = 467.37 (kN) > 0 Cọc không bị nhổ

 Kiểm tra điều kiện sử dụng cọc có xét đến hiệu ứng nhóm:

Trong đó: o m: số hàng cọc o n: số cọc 1 hàng o d: đường kính cọc o s: khoảng cách giữa 2 tâm cọc

 Sức chịu tải của nhóm cọc:

Q anhóm = η.nc.Q tk = 0.76141148.84497.07 (kN) > N tt 213.9(kN)

VI.2.6.2 Kiểm tra ổn định đất nền và độ lún móng

 Xác định khối móng quy ƣớc

 Góc ma sát trong trung bình của các lớp đất mà cọc đi qua:

 Chiều dài đoạn mở rộng: x = L cọc tan

 Chiều dài, chiều rộng và chiều cao của đáy khối móng qui ƣớc:

 Kiểm tra áp lực đáy khối móng quy ƣớc

 Tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên khối móng quy ƣớc

 Trọng lƣợng khối móng quy ƣớc

 Độ lệch tâm theo phương Bm: e b tc x tc qum

 Độ lệch tâm theo phương L m : e l tc y tc qum

 Áp lực tiêu chuẩn ở đáy móng khối qui ƣớc:

 tc tb = ( tc max +  tc min )/2 = 368.23 (kN/m 2 )

 Khả năng chịu tải của nền dưới mũi cọc

Trong đó: k tc : 1.0 – 1.1 (lấy k tc = 1.0, Vì các chỉ tiêu cơ lý đƣợc lấy theo số liệu thí nghiệm trực tiếp đối với đất )

Lớp đất cọc tỳ vào là lớp cát chặt vừa có : c = 2.8 (kN/m 2 ) γ „ II = 9.8(kN/m 3 ): dung trọng đẩy nổi lớp đất tại mũi cọc φ = 26.51 0 Với φ = 26.51 0 suy ra A =0.875 ; B =4.52 ; D = 7.03 i i

  kN/m 3 h i : bề dày lớp đất thứ i

I: Dung trọng của đất từ đáy khối quy ƣớc trở lên

Ta có: tc 2 tc 2 max tc 2 min tc 2 tc 2 tb

Như vậy nền đất dưới khối móng quy ước thỏa điểu kiện về ổn định

 Kiểm tra lún của móng khối quy ƣớc

 Áp lực bản thân đất nền của đáy móng khối quy ƣớc : σo bt

 Ứng suất gây lún ở đáy móng khối quy ƣớc : σ o gl = σ tc tb – σ o bt = 338.96– 228.74= 110.22 kN/m²

Chia lớp đất dưới đáy móng khối qui ước thành nhiều lớp có chiều dày h i =1m Tính ứng suất gây lún cho đến khi nào thỏa điều kiện σ n bt ≥ 5σ n gl (vị trí ngừng tính lún) với: bt bt i i 1  ihi

   : ứng suất gây lún tại đáy lớp thứ i

K 0i tra bảng phụ thuộc vào tỉ số M

Vị trí Z(m) L m /B m Z/B m K 0 σ ibt σ igl σibt/σigl kN/m² kN/m²

Tại độ sâu cách móng 5m thì σ n bt > 5σ n gl Độ lún của nền đƣợc tính theo công thức: S = i 5 i gl i i 1 i s 0.8 h

S = 0.63 cm < [S gh ] = 8 cm Thỏa điều kiện cho phép

VI.2.6.3 Tính cốt thép đài móng

 Kiểm tra điều kiện chọc thủng

Nhằm đảm bảo đài cọc chỉ có ứng suất nén thì chiều cao đài cọc phải thỏa điều kiện:

L:bề rộng đài cọc ; L=2 (m) h 0 = 2 – 0.15 = 1.85 m b m :khoảng cách từ mép cọc ngoài cùng đến biên đài cọc ; b m =0.2(m) b c :bề rộng chân cột ; b c =0.65(m)

Thỏa điều kiện xuyên thủng

 Tính cốt thép đài móng

Tổ hợp nguy hiểm nhất COMBO17

Tính toán các giá trị momen

M x = ΣM xi = Σ(p i ×a xi ) M y = ΣM yi = Σ(p i ×a yi ) Trong đó j xj i yj i i 2 2 coc i i

  a xi là khoảng cách từ tim cọc thứ i đến mép ngàm theo phương x a yi là khoảng cách từ tim cọc thứ i đến mép ngàm theo phương y

M x = ΣM xi = Σ(p i ×a xi ) 381.52 Moment theo phương Y

Tính thép theo 1m dài của đài h 0 = h đ – 0.15 = 1.85(m)

  Chọn và bố trớ thộp đài: ỉ14a200 (Asw0 mm 2 )

 Chọn và bố trớ thộp đài: ỉ14a200 (Asw0 mm 2 )

BASE 9 COMB1 198,57 207,33 4537,4 -9,457 2,291 0,019 BASE 9 COMB2 201,55 210,16 4547,3 -10,38 3,148 0,019 BASE 9 COMB3 212,16 221,4 4795,3 -10,74 3,127 0,02 BASE 9 COMB4 155,03 190,27 4058,2 -9,575 -15,27 0,15 BASE 9 COMB5 266,32 211,68 4876 -8,038 43,376 -0,038 BASE 9 COMB6 179,04 127,34 3787,5 56,457 6,847 -0,08 BASE 9 COMB7 205,91 317 5228,2 -47,07 -0,256 0,187 BASE 9 COMB8 167,87 200,96 4304,6 -9,851 -13,53 0,138 BASE 9 COMB9 268,03 220,23 5040,5 -8,467 39,25 -0,032 BASE 9 COMB10 189,48 144,33 4060,8 49,578 6,375 -0,069 BASE 9 COMB11 213,66 315,02 5357,5 -43,6 -0,018 0,171 BASE 9 COMB12 170,56 203,51 4313,5 -10,68 -12,76 0,138 BASE 9 COMB13 270,71 222,78 5049,5 -9,295 40,022 -0,031 BASE 9 COMB14 192,17 146,88 4069,8 48,75 7,147 -0,069 BASE 9 COMB15 216,34 317,57 5366,5 -44,42 0,754 0,171 BASE 9 COMB16 180,1 213,62 4536,7 -11 -12,78 0,139 BASE 9 COMB17 280,26 232,89 5272,7 -9,618 40,004 -0,031 BASE 9 COMB18 201,71 156,99 4293 48,427 7,128 -0,068 BASE 9 COMB19 225,89 327,68 5589,6 -44,75 0,735 0,172 BASE 9 COMB20 MAX 255,91 242,18 5018 8,163 35,059 0,257 BASE 9 COMB20 MIN 120,01 150,01 3560,7 -26,36 -30,44 -0,222 BASE 9 COMB21 MAX 225,29 293,41 5179,3 41,843 12,961 0,283 BASE 9 COMB21 MIN 150,64 98,77 3399,5 -60,04 -8,338 -0,248 BASE 9 COMB22 MAX 259,09 245,55 5092,4 8,055 35,053 0,257 BASE 9 COMB22 MIN 123,19 153,38 3635,1 -26,47 -30,44 -0,221 BASE 9 COMB23 MAX 228,47 296,78 5253,7 41,736 12,955 0,283 BASE 9 COMB23 MIN 153,82 102,14 3473,9 -60,15 -8,344 -0,247 BASE 9 COMB24 MAX 259,99 246,4 5095,4 7,78 35,31 0,257 BASE 9 COMB24 MIN 124,09 154,23 3638,1 -26,74 -30,19 -0,221 BASE 9 COMB25 MAX 229,36 297,63 5256,6 41,46 13,212 0,283 BASE 9 COMB25 MIN 154,72 102,99 3476,8 -60,42 -8,087 -0,247 BASE 9 COMB26 MAX 263,17 249,77 5169,8 7,672 35,304 0,258 BASE 9 COMB26 MIN 127,27 157,6 3712,5 -26,85 -30,19 -0,221 BASE 9 COMB27 MAX 232,54 301 5331 41,352 13,206 0,284 BASE 9 COMB27 MIN 157,9 106,36 3551,2 -60,53 -8,093 -0,247

VI.2.7.2 Xác định số cọc và bố trí

 Kiểm tra điều kiện độ sâu chôn đài với H max tt = 327.68 kN tt o m min d h h 0.7tg(45 ) 2H

 h m = 5.5 m > h min = 1.54 m Thỏa điều kiện móng cọc đài thấp

Tải đứng tác dụng tại đáy đài

171 p max = 756.626(kN) < Q tk = 1148.84 ( kN) => (Đạt) p min = 498.817 (kN) > 0 Cọc không bị nhổ

Q anhóm = η.nc.Qtk = 0.72781148.84f81.65 (kN) > N tt U89.6(kN)

 Độ lệch tâm theo phương B m : e b tc x tc qum

 tc tb = ( tc max +  tc min )/2 = 372.36 (kN/m 2 )

 Như vậy nền đất dưới khối móng quy ước thỏa điểu kiện về ổn định

174 Áp lực bản thân đất nền của đáy móng khối quy ƣớc : σ o bt = 228.74 kN/m² Ứng suất gây lún ở đáy móng khối quy ƣớc : σ o gl = σ tc tb – σ o bt = 372.36 – 228.74= 143.62 kN/m²

Vị trí Z(m) L m /B m Z/B m K 0 σ ibt σ igl σibt/ σigl kN/m² kN/m²

Tại độ sâu cách móng 6m thì σ n bt > 5σ n gl Độ lún của nền đƣợc tính theo công thức: S = i 5 i gl i i 1 i s 0.8 h

S = 1.13 cm < [S gh ] = 8 cm Thỏa điều kiện cho phép

 Kiểm tra điều kiện chọc thủng h 0 = 2 – 0.15= 1.85 m

L:bề rộng đài cọc ; L=3.2 (m) b m :khoảng cách từ mép cọc ngoài cùng đến biên đài cọc ; b m =0.2(m) b c :bề rộng chân cột ; b c =0.75(m)

Thỏa điều kiện xuyên thủng

 Tính cốt thép đài móng

Tổ hợp nguy hiểm nhất COMBO19

Tính toán các giá trị momen

M x = ΣM xi = Σ(p i ×a xi ) M y = ΣM yi = Σ(p i ×a yi ) Trong đó j xj i yj i i 2 2 coc i i

  a xi là khoảng cách từ tim cọc thứ i đến mép ngàm theo phương x a yi là khoảng cách từ tim cọc thứ i đến mép ngàm theo phương y

Tính thép theo 1m dài của đài h 0 = h đ – 0.15 = 2 – 0.15 = 1.85m

  Chọn và bố trớ thộp đài: ỉ18a200 (As816 mm 2 )

 Chọn và bố trớ thộp đài: ỉ18a200 (As816 mm 2 )

BASE 23 COMB1 -0,86 -16,82 5758,3 -6,048 1,159 -0,003 BASE 23 COMB2 -0,57 20,27 5791,5 -18,36 1,267 -0,003 BASE 23 COMB3 -0,52 5,64 6190,3 -14,64 1,346 -0,003 BASE 23 COMB4 -45,17 -2,19 5354,6 -9,305 -27,31 0,051 BASE 23 COMB5 102,44 -2,15 5375 -9,957 67,582 -0,024 BASE 23 COMB6 -0,56 -32,03 5097,8 75,215 1,014 -0,003 BASE 23 COMB7 -1,14 48,93 5898,4 -58,83 1,249 0 BASE 23 COMB8 -40,71 -15,36 5714 -6,004 -24,4 0,046 BASE 23 COMB9 92,14 -15,33 5732,4 -6,591 61,003 -0,022 BASE 23 COMB10 -0,55 -42,21 5483 70,064 1,092 -0,003 BASE 23 COMB11 -1,07 30,65 6203,5 -50,58 1,303 -0,001 BASE 23 COMB12 -40,44 18,02 5743,9 -17,08 -24,31 0,046 BASE 23 COMB13 92,41 18,05 5762,3 -17,67 61,1 -0,022 BASE 23 COMB14 -0,29 -8,83 5512,8 58,984 1,189 -0,003 BASE 23 COMB15 -0,81 64,03 6233,4 -61,66 1,4 -0,001 BASE 23 COMB16 -40,4 4,85 6102,9 -13,74 -24,23 0,046 BASE 23 COMB17 92,45 4,89 6121,2 -14,32 61,171 -0,022 BASE 23 COMB18 -0,25 -22 5871,8 62,331 1,26 -0,004 BASE 23 COMB19 -0,77 50,86 6592,4 -58,31 1,472 -0,001 BASE 23 COMB20 MAX 83,16 12,01 5524,1 12,577 55,407 0,212 BASE 23 COMB20 MIN -84,98 -16,39 5194,7 -32,11 -53,25 -0,217 BASE 23 COMB21 MAX 31,01 38,51 5804,9 58,901 21,664 0,197 BASE 23 COMB21 MIN -32,83 -42,89 4913,9 -78,43 -19,51 -0,202 BASE 23 COMB22 MAX 83,17 7,62 5643,8 13,692 55,431 0,212 BASE 23 COMB22 MIN -84,97 -20,78 5314,4 -31 -53,22 -0,217 BASE 23 COMB23 MAX 31,03 34,12 5924,6 60,016 21,688 0,197 BASE 23 COMB23 MIN -32,82 -47,27 5033,6 -77,32 -19,48 -0,202 BASE 23 COMB24 MAX 83,26 18,75 5653,7 9,999 55,463 0,212 BASE 23 COMB24 MIN -84,88 -9,65 5324,3 -34,69 -53,19 -0,217 BASE 23 COMB25 MAX 31,11 45,24 5934,5 56,323 21,72 0,197 BASE 23 COMB25 MIN -32,73 -36,15 5043,5 -81,01 -19,45 -0,202 BASE 23 COMB26 MAX 83,28 14,36 5773,4 11,115 55,487 0,212 BASE 23 COMB26 MIN -84,86 -14,04 5444 -33,57 -53,17 -0,217 BASE 23 COMB27 MAX 31,13 40,85 6054,2 57,439 21,744 0,197 BASE 23 COMB27 MIN -32,72 -40,54 5163,2 -79,9 -19,43 -0,203

Xác định số cọc và bố trí

 Kiểm tra điều kiện độ sâu chôn đài với H max tt = 102.44 kN tt o m min d h h 0.7tg(45 ) 2H

 h m = 5.5 m > h min = 086 m Thỏa điều kiện móng cọc đài thấp

 Tải đứng tác dụng tại đáy đài

COMB1 6270,270 -7,258 1,391 790,815 784,409 COMB2 6303,460 -22,030 1,520 793,383 790,248 COMB3 6702,320 -17,567 1,615 843,852 839,574 COMB4 5866,580 -11,166 -32,774 705,736 739,673 COMB5 5886,980 -11,948 81,098 822,068 724,740 COMB6 5609,830 90,258 1,217 719,372 690,594 COMB7 6410,430 -70,601 1,499 801,111 809,244 COMB8 6226,040 -7,205 -29,282 754,619 783,608 COMB9 6244,400 -7,909 73,204 859,318 770,169 COMB10 5994,960 84,077 1,310 766,892 739,437 COMB11 6715,510 -60,696 1,564 840,457 846,222 COMB12 6255,910 -20,500 -29,166 756,930 788,862 COMB13 6274,270 -21,204 73,320 861,630 775,423

COMB14 6024,830 70,781 1,427 769,203 744,691 COMB15 6745,380 -73,992 1,680 842,769 851,477 COMB16 6614,890 -16,483 -29,081 802,353 833,257 COMB17 6633,240 -17,188 73,405 907,051 819,816 COMB18 6383,810 74,797 1,512 814,625 789,086 COMB19 7104,350 -69,976 1,766 888,191 895,870 COMB20 MAX 6036,130 15,092 66,488 829,231 742,509 COMB20 MIN 5706,690 -38,532 -63,898 651,459 727,657 COMB21 MAX 6316,900 70,681 25,997 830,270 777,420 COMB21 MIN 5425,920 -94,121 -23,406 650,420 692,746 COMB22 MAX 6155,790 16,430 66,517 844,373 757,307 COMB22 MIN 5826,350 -37,194 -63,869 666,600 742,455 COMB23 MAX 6436,560 72,019 26,026 845,411 792,218 COMB23 MIN 5545,580 -92,783 -23,377 665,562 707,544 COMB24 MAX 6165,740 11,999 66,556 845,142 759,058 COMB24 MIN 5836,310 -41,626 -63,830 667,371 744,207 COMB25 MAX 6446,510 67,588 26,064 846,180 793,969 COMB25 MIN 5555,530 -97,214 -23,339 666,331 709,295 COMB26 MAX 6285,400 13,338 66,584 860,283 773,856 COMB26 MIN 5955,960 -40,286 -63,802 682,511 759,004 COMB27 MAX 6566,170 68,927 26,093 861,322 808,767 COMB27 MIN 5675,190 -95,875 -23,310 681,472 724,093

181 p max = 907.051 (kN) < Q tk = 1148.84( kN) => (Đạt) p min = 690.594 (kN) > 0 Cọc không bị nhổ

Q anhóm = η.nc.Q tk = 0.72781148.84f81.65 kN > N tt e92.4 kN

 Độ lệch tâm theo phương B m : e b tc x tc qum

 tc tb = ( tc max +  tc min )/2 = 411.86kN/m 2

 Như vậy nền đất dưới khối móng quy ước thỏa điểu kiện về ổn định

184 Áp lực bản thân đất nền của đáy móng khối quy ƣớc : σ o bt = 228.74 kN/m²

 Ứng suất gây lún ở đáy móng khối quy ƣớc : σo gl

Vị trí Z(m) L m /B m Z/B m K 0 σibt σigl σibt/ σigl kN/m² kN/m²

Tại độ sâu cách móng 7 m thì σ n bt > 5σ n gl Độ lún của nền đƣợc tính theo công thức: S = i 5 i gl i i 1 i s 0.8 h

S = 1.58cm < [S gh ] = 8 cm Thỏa điều kiện cho phép

 Kiểm tra điều kiện chọc thủng h 0 = 2 – 0.15 = 1.85 m

L-2b m

Tiêu đề	Chung Cư Quang Trung
Tác giả	Lương Công Nhật
Người hướng dẫn	ThS. Lê Phú Cường
Trường học	Trường Đại Học Sư Phạm Kỹ Thuật Tp.Hcm
Chuyên ngành	Xây Dựng Dân Dụng Và Công Nghiệp
Thể loại	Đồ Án Tốt Nghiệp
Năm xuất bản	2015
Thành phố	Tp. Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	233
Dung lượng	7,42 MB