S6-3 Residential Devalopment Sai Gon South, Viet Nam

Hơn nữa, đối với ngành xây dựng nói riêng, sự xuất hiện của các nhà cao tầng cũng đã góp phần tích cực vào việc phát triển ngành xây dựng thông qua việc tiếp thu và áp dụng các kỹ thuật

TỔNG QUAN VỀ KIẾN TRÚC CÔNG TRÌNH

Giới thiệu công trình

1.1.1 Mục đích xây dựng công trình

Một đất nước muốn phát triển một cách mạnh mẽ trong tất cả các lĩnh vực kinh tế xã hội, trước hết cần phải có một cơ sở hạ tầng vững chắc, tạo điều kiện tốt và thuận lợi nhất cho nhu cầu sinh sống và làm việc của người dân Đối với nước ta, là một nước đang từng bước phát triển và ngày càng khẳng định vị thế trong khu vực và cả quốc tế, để làm tốt mục tiêu đó, điều đầu tiên cần phải ngày càng cải thiện nhu cầu an sinh và làm việc cho người dân

Mà trong đó nhu cầu về nơi ở là một trong những nhu cầu cấp thiết hàng đầu

Trước thực trạng dân số phát triển nhanh nên nhu cầu mua đất xây dựng nhà ngày càng nhiều trong khi đó quỹ đất của Thành phố thì có hạn, chính vì vậy mà giá đất ngày càng leo thang khiến cho nhiều người dân không đủ khả năng mua đất xây dựng Để giải quyết vấn đề cấp thiết này giải pháp xây dựng các chung cư cao tầng và phát triển quy hoạch khu dân cư ra các quận, khu vực ngoại ô trung tâm Thành phố là hợp lý nhất

Bên cạnh đó, cùng với sự đi lên của nền kinh tế của Thành phố và tình hình đầu tư của nước ngoài vào thị trường ngày càng rộng mở, đã mở ra một triển vọng thật nhiều hứa hẹn đối với việc đầu tư xây dựng các cao ốc dùng làm văn phòng làm việc, các khách sạn cao tầng, các chung cư cao tầng… với chất lượng cao nhằm đáp ứng nhu cầu sinh hoạt ngày càng cao của mọi người dân

Có thể nói sự xuất hiện ngày càng nhiều các cao ốc trong và ngoài Thành phố không những đáp ứng được nhu cầu cấp bách về cơ sở hạ tầng mà còn góp phần tích cực vào việc tạo nên một bộ mặt mới cho Thành phố, đồng thời cũng là cơ hội tạo nên nhiều việc làm cho người dân

Hơn nữa, đối với ngành xây dựng nói riêng, sự xuất hiện của các nhà cao tầng cũng đã góp phần tích cực vào việc phát triển ngành xây dựng thông qua việc tiếp thu và áp dụng các kỹ thuật hiện đại, công nghệ mới trong tính toán, thi công và xử lý thực tế, các phương pháp thi công hiện đại của nước ngoài…

Chính vì thế, công trình KHU DÂN CƯ LÔ S6 – 3 NAM SÀI GÒN được thiết kế và xây dựng nhằm góp phần giải quyết các mục tiêu trên Đây là một khu nhà cao tầng hiện đại, đầy đủ tiện nghi, cảnh quan đẹp… thích hợp cho sinh sống, giải trí và làm việc, một chung cư cao tầng được thiết kế và thi công xây dựng với chất lượng cao, đầy đủ tiện nghi để phục vụ cho nhu cầu sống của người dân

1.1.2 Vị trí và đặc điểm công trình

1.1.2.1 Vị trí công trình Địa chỉ: Nguyễn Lương Bằng, Tân Phú, Quận 7, TP Hồ Chí Minh

Hình 1 1: Vị trí công trình chụp từ Google Earth

Thành phố Hồ Chí Minh nằm trong vùng nhiệt đới gió mùa cận xích đạo Cũng như các tỉnh ở Nam bộ, đặc điểm chung của khí hậu-thời tiết TPHCM là nhiệt độ cao đều trong năm và có hai mùa mưa - khô rõ ràng làm tác động chi phối môi trường cảnh quan sâu sắc Mùa mưa từ tháng 5 đến tháng 11, mùa khô từ tháng 12 đến tháng 4 năm sau Theo tài liệu quan trắc nhiều năm của trạm Tân Sơn Nhất, qua các yếu tố khí tượng chủ yếu; cho thấy những đặc trưng khí hậu Thành Phố Hồ Chí Minh như sau:

Lượng mưa cao, bình quân/năm 1.949 mm Năm cao nhất 2.718 mm (1908) và năm nhỏ nhất 1.392 mm (1958) Số ngày mưa trung bình/năm là 159 ngày Khoảng 90% lượng mưa hàng năm tập trung vào các tháng mùa mưa từ tháng 5 đến tháng 11; trong đó hai tháng 6 và 9 thường có lượng mưa cao nhất Các tháng 1,2,3 mưa rất ít, lượng mưa không đáng kể Trên phạm vi không gian thành phố, lượng mưa phân bố không đều, có khuynh hướng tăng dần theo trục Tây Nam - Ðông Bắc Ðại bộ phận các quận nội thành và các huyện phía Bắc thường có lượng mưa cao hơn các quận huyện phía Nam và Tây Nam Ðộ ẩm tương đối của không khí bình quân/năm 79,5%; bình quân mùa mưa 80% và trị số cao tuyệt đối tới 100%; bình quân mùa khô 74,5% và mức thấp tuyệt đối xuống tới 20%.

Về gió, Thành phố Hồ Chí Minh chịu ảnh hưởng bởi hai hướng gió chính và chủ yếu là gió mùa Tây - Tây Nam và Bắc - Ðông Bắc Gió Tây -Tây Nam từ Ấn Ðộ Dương thổi vào trong mùa mưa, khoảng từ tháng 6 đến tháng 10, tốc độ trung bình 3,6m/s và gió thổi mạnh nhất vào tháng 8, tốc độ trung bình 4,5 m/s Gió Bắc- Ðông Bắc từ biển Đông thổi vào trong mùa khô, khoảng từ tháng 11 đến tháng 2, tốc độ trung bình 2,4 m/s Ngoài ra có gió tín phong, hướng Nam - Ðông Nam, khoảng từ tháng 3 đến tháng 5 tốc độ trung bình 3,7 m/s Về cơ bản TPHCM thuộc vùng không có gió bão Năm 1997, do biến động bởi hiện tượng El-Nino gây nên cơn bão số 5, chỉ một phần huyện Cần Giờ bị ảnh hưởng ở mức độ nhẹ.

Công trình nằm ở khu vực Quận 7, TP Hồ Chí Minh nên chịu ảnh hưởng chung của khí hậu miền Nam Đây là vùng có khí hậu nhiệt đới gió mùa, nóng ẩm, mưa nhiều

Công trình dân dụng cấp I – [Phụ lục 2 – Ban hành kèm theo Thông tư số 03/2016/TT-BXD ngày 10 tháng 3 năm 2016 của Bộ Xây dựng] và [Thông tư 07/2019/TT-BXD sửa đổi, bổ sung, thay thế một số quy định tại thông tư số 03/2016/TT-BXD]

Bảng 1 1: Bảng phân cấp công trình theo quy mô kết cấu

T.T Loại kết cấu Tiêu chí phân cấp

Cấp công trình Đặc biệt I II III IV

2.1.1 Nhà, Kết cấu dạng nhà Nhà ở biệt thự không thấp hơn cấp III

2.1.2 Công trình nhiều tầng có sàn

(không gồm kết cấu mục 2.2)

2.1.3 Kết cấu nhịp lớn dạng khung

(không gồm kết cấu mục 2.3 và 2.5) a) Chiều cao (m) >

200 > 75 ÷ 200 > 28 ÷ 75 > 6 ÷ 28 ≤ 6 b) Số tầng của tòa nhà (hoặc công trình)

> 50 25 ÷ 50 8 ÷ 24 2 ÷ 7 1 c) Tổng diện tích sàn (nghìn m 2 ) > 30 > 10 ÷ 30 1 ÷ 10 < 1 d) Nhịp kết cấu lớn nhất (m)

− Công trình gồm: 2 tầng hầm, 19 tầng điển hình, 2 tầng dịch vụ, 1 tầng giải trí, 1 sân thượng và 2 tầng mái

− Chiều cao công trình: +75.450m tính từ mặt đất tự nhiên

− Chiều cao tầng điển hình: 3.150m

− Diện tích sàn tầng điển hình của 1 block: 21.5m × 46.5m

Hình 1 2: Mặt bằng kiến trúc tầng hầm

4 Hình 1 3: Mặt bằng kiến trúc tầng điển hình

5 Hình 1 4: Mặt bằng kiến trúc tầng mái

6 Hình 1 5: Mặt đứng kiến trúc công trình

7 Hình 1 6: Mặt cắt kiến trúc công trình

Bảng 1 2: Bảng thống kê cao độ tầng

Tên tầng Cao độ Tên tầng Cao độ

1.1.4 Đặc điểm kiến trúc công trình

− Tầng hầm: là khu vực đỗ, đậu xe, phòng bơm, bể nước, bể tự hoại

− Tầng trệt và tầng 2: là khu dịch vụ

− Tầng 3 và tầng 5 ~ 22: là căn hộ cho thuê

− Tầng 4: là căn hộ cho thuê và khu giải trí (tập gym, hồ bơi, câu lạc bộ,…)

− Tầng thượng: đặt phòng máy

− 2 tầng mái: đặt kim thu sét

❖ Tiện ích của tòa nhà

− Hệ thống báo cháy và chữa cháy tự động

− Máy phát điện dự phòng

− Hệ thống internet, điện thoại, truyền hình cáp,

Giả pháp kiến trúc công trình

Tầng hầm và tầng GF đến tầng 2F là tầng để xe kết hợp cửa hàng được bố trí ram dốc và thang bộ có lối lên và xuống với độ dốc hợp lí Vì công năng của công trình là sự kết hợp giữa trung tâm thương mại và căn hộ cao cấp nên lưu lượng xe cộ khá đông chính vì vậy việc bố trí ram dốc + thang bộ hợp lý giải quyết được nhu cầu thông thoáng lối đi và dễ dàng trong việc quản lí công trình

Hệ thống thang máy và thang bộ thoát hiểm được bố trí ở khu vực gần giữa tầng hầm vừa đảm bảo về kết cấu vừa dễ nhìn thấy khi vào tầng hầm Hệ thống phòng cháy chữa cháy cũng được kết hợp bố trí trong khu vực thang bộ và dễ dàng tiếp cận khi có sự cố xảy ra Tầng điển hình (6 - 21) được dùng làm căn hộ cao cấp phục vụ cho người dân, diện tích căn lớn nhất khoảng 135 m 2 và căn bé nhất 115 m 2 Trên mặt bằng tầng điển hình bố trí hành lang đảm bảo tiêu chuẩn (≥ 2m)

Vì vậy, với giải pháp mặt bằng trên công trình đã đáp ứng tốt yêu cầu phục vụ công năng và đồng thời đảm bảo cho việc bố trí kết cấu được hợp lí

1.2.2 Giải pháp giao thông trong công trình

Giao thông đứng: có 3 buồng thang máy, 2 cầu thang bộ

Giao thông ngang: hành lang là lối giao thông chính

Hành lang ở các tầng giao với cầu thang tạo ra nút giao thông thuân tiện và thông thoáng cho người đi lại, đảm bảo sự thoát hiểm khi có sự cố như cháy, nổ,

1.2.3 Giải pháp mặt cắt và cấu tạo

Chiều cao tầng hầm và tầng trệt là 4.55m, 3m

Chiều cao thông thủy tầng điển hình ≥ 2.9m

Sử dụng cầu thang bộ 2 vế, chiều cao mỗi vế khoảng 1.575m

Cấu tạo chung của các lớp sàn

Hình 1 7: Các lớp cấu tạo sàn

1.3 Các giải pháp kỹ thuật khác

Công trình sử dụng điện được cung cấp từ: lưới điện T.P Hồ Chí Minh Toàn bộ đường dây điện được đi ngầm (được tiến hành lắp đặt đồng thời với lúc thi công) Hệ thống cấp điện chính được đi trong hộp kỹ thuật luồn trong gen điện và đặt ngầm trong tường và sàn, đảm bảo không đi qua khu vực ẩm ướt và tạo điều kiện dễ dàng khi cần sửa chữa

Công trình sử dụng nguồn nước được lấy từ hệ thống cấp nước Tp Hồ Chí Minh chứa vào bể chứa ngầm sau đó bơm lên bể nước mái, từ đây sẽ phân phối xuống các tầng của công trình theo các đường ống dẫn nước chính Hệ thống bơm nước cho công trình đươc thiết kế tự động hoàn toàn để đảm bảo nước trong bể mái luôn đủ để cung cấp cho sinh hoạt và cứu hỏa

Các đường ống qua các tầng luôn được bọc trong các hộp gen nước Hệ thống cấp nước đi ngầm trong các hộp kỹ thuật Các đường ống cứu hỏa chính luôn được bố trí ở mỗi tầng dọc theo khu vực giao thông đứng và trên trần nhà

Dung tích bể chứa được thiết kết trên cơ sở số lượng người sử dụng và lượng nước dự trữ khi xảy ra sự cố mất điện và chữa cháy Từ bể chứa nước sinh hoạt được dẫn xuống các khu vệ sinh, phục vụ nhu cầu sinh hoạt mỗi tầng bằng hệ thống ống thép tráng kẽm đặt trong các hộp kỹ thuật

Thoát nước mưa: Nước mưa trên mái được thoát xuống dưới thông qua hệ thống ống nhựa đặt tại những vị trí thu nước mái nhiều nhất Từ hệ thống ống dẫn chảy xuống rãnh thu nước mưa quanh nhà đến hệ thông thoát nước chung của thành phố

Thoát nước thải sinh hoạt: Nước thải khu vệ sinh được dẫn xuống bể tự hoại làm sạch sau đó dẫn vào hệ thống thoát nước chung của thành phố

Về quy hoạch: xung quanh công trình trồng hệ thống cây xanh để dẫn gió, che nắng, chắn bụi, điều hoà không khí Tạo nên môi trường trong sạch thoáng mát

Về thiết kế: Các phòng ở trong công trình được thiết kế hệ thống cửa sổ, cửa đi, ô thoáng, tạo nên sự lưu thông không khí trong và ngoài công trình Đảm bảo môi trường không khí thoải mái, trong sạch

Kết hợp ánh sáng tự nhiên và chiếu sáng nhân tạo

Chiếu sáng tự nhiên: Các phòng đều có hệ thống cửa và giếng trời trong công trình để tiếp nhận ánh sáng từ bên ngoài kết hợp cùng ánh sáng nhân tạo đảm bảo đủ ánh sáng trong phòng

Chiếu sáng nhân tạo: Được tạo ra từ hệ thống điện chiếu sáng theo tiêu chuẩn Việt Nam về thiết kết điện chiếu sáng trong công trình dân dụng

1.3.6 Hệ thống phòng cháy chữa cháy

Tại mỗi tầng và nút giao thông giữa hành lang và cầu thang Thiết kết đặt hệ thống hộp họng cứa hoả được nối với nguồn nước chữa cháy Mỗi tầng đều được đặt biển chỉ dẫn về phòng và chữa cháy Đặt mỗi tầng 4 bình cứu hoả CO2MFZ4 (4kg) chia làm 2 hộp đặt hai bên khu phòng ở

1.3.7 Hệ thống chống sét Được trang bị hệ thống chống sét theo đúng các yêu cầu và tiêu chuẩn về chống sét nhà cao tầng

Rác thải được tập trung ở các tầng thông qua kho thoát rác bố trí ở các tầng, chứa gian rác được bố trí ở tầng hầm và sẽ có bộ phận để đưa rác thải ra ngoài

LỰA CHỌN GIẢI PHÁP KẾT CẤU

Cơ sở tính toán kết cấu

2.1.1 Tiêu chuẩn – quy chuẩn áp dụng

TCVN 2737-1995: Tải trọng và tác động - Tiêu chuẩn thiết kế

TCVN 9386-2012: Thiết kế công trình chịu tải trọng động đất

TCVN 5574-2018: Thiết kế bê tông và bê tông cốt thép

TCVN 5575-2012: Kết cấu thép – Tiêu chuẩn thiết kế

TCVN 9362-2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình

TCVN 9394-2012: Đóng và ép cọc thi công và nghiệm thu

TCVN 9395-2012: Cọc khoan nhồi thi công và nghiệm thu

TCVN 10304-2014: Móng cọc - Tiêu chuẩn thiết kế

TCXD 198-1997: Nhà cao tầng - Thiết kế Bê Tông Cốt Thép toàn khối

TCXD 229-1999: Chỉ dẫn tính toán thành phần động của tải gió

QCXDVN 02-2009/BXD: Số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng

QCVN 06-2010/BXD: Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia an toàn cháy cho nhà và công trình QCVN 02 – 2006 – BXD Số liệu tự nhiên

QCVN 03 – 2012 – BXD Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia về nguyên tắc phân loại, phân cấp công trình dân dụng, công nghiệp và hạ tầng kỹ thuật đô thị

Các giáo trình hướng dẫn thiết kế và tài liệu tham khảo khác

Khi tính toán thiết kế kết cấu bê tông cốt thép cần phải thỏa mãn những yêu cầu về tính toán theo độ bền (TTGH I) và đáp ứng điều kiện sử dụng bình thường (TTGH II)

Trạng thái giới hạn thứ nhất TTGH I (về cường độ) nhằm đảm bảo khả năng chịu lực của kết cấu, cụ thể bảo đảm cho kết cấu:

+ Không bị phá hoại do tác dụng của tải trọng và tác động

+ Không bị mất ổn định về hình dạng và vị trí

+ Không bị phá hoại khi kết cấu bị mỏi

+ Không bị phá hoại do tác động đồng thời của các nhân tố về lực và những ảnh hưởng bất lợi của môi trường

Trạng thái giới hạn thứ nhất TTGH II (về điều kiện sử dụng) nhằm đảm bảo sự làm việc bình thường của kết cấu, cụ thể cần hạn chế:

+ Khe nứt không mở rộng quá giới hạn cho phép hoặc không xuất hiện khe nứt

+ Không có những biến dạng quá giới hạn cho phép như độ võng, góc xoay, góc trượt, dao động

2.1.3 Phần mềm tính toán và thể hiện bản vẽ

Phần mềm phân tích kết cấu CSI ETABS 16

Phần mềm phân tích kết cấu CSI SAFE v12.3.2

Các phần mềm Microsoft Office 2016

Phần mềm phân tích kết cấu Plaxis v8.6

Phần mềm thể hiện bản vẽ AutoCAD 2018

Phần mềm thể hiện bản vẽ Autodesk Revit 2020

Phần mềm kiểm tra khả năng chịu lực Prokon 3.0

Giải pháp kết cấu của công trình

2.2.1 Giải pháp kết cấu phần thân

2.2.1.1 Giải pháp kết cấu theo phương đứng

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

+ Chịu tải trọng của dầm sàn truyền xuống móng và xuống nền đất

+ Chịu tải trọng ngang của gió và áp lực đất lên công trình

+ Liên kết với dầm sàn tạo thành hệ khung cứng, giữ ổn định tổng thể cho công trình, hạn chế dao động và chuyển vị đỉnh của công trình

Hệ kết cấu chịu lực theo phương đứng bao gồm các loại sau:

+ Hệ kết cấu cơ bản: Kết cấu khung, kết cấu tường chịu lực, kết cấu lõi cứng, kết cấu ống + Hệ kết cấu hỗn hợp: Kết cấu khung – giằng, kết cấu khung – vách, kết cấu ống lõi và kết cấu ống tổ hợp

+ Hệ kết cấu đặc biệt: Hệ kết cấu có tầng cứng, hệ kết cấu có dầm chuyển, sàn chuyển, kết cấu có hệ giằng liên tầng và kết cấu có khung ghép

Lựa chọn giải pháp kết cấu hợp lý cho một công trình cụ thể sẽ đem lại hiệu quả kinh tế rất lớn trong khi vẫn đảm bảo các chỉ tiêu kĩ thuật cần thiết Việc lựa chọn này phụ thuộc vào điều kiện cụ thể của công trình, công năng sử dụng, chiều cao của nhà và độ lớn của tải trọng ngang (động đất, gió, …)

Bảng 2 1: Bảng so sánh ưu, nhược điểm của các hệ kết cấu

Phân loại Ưu điểm Nhược điểm

- Giúp công trình có không gian lớn, linh hoạt, do S6 là công trình khu phức hợp căn hộ

- Sơ đồ làm việc của kết cấu rõ ràng

- Vì công trình S6 có quy mô lớn trên

15 tầng nên không phù hợp với hệ kết cấu khung do hệ kết cấu này chịu tải trọng ngang kém

Hệ kết cấu khung – vách

- S6 là công trình lớn có kết cấu phức tạp nên hệ kết cấu này phù hợp do hệ này chịu tải trọng ngang tốt

- Tốn vật liệu hơn so với các hệ kết cấu khác

- S6 có độ cao +75.450m nên hệ kết cấu này sẽ khó thi công hơn so với các hệ khác

Hệ kết cấu ống tổ hợp

- Phù hợp với S6 vì hệ này chịu tải trọng ngang tốt

- Hệ kết cấu này giúp công trình làm việc đồng đều hơn

- Vì S6 chỉ là công trình cao tầng bình thường, chưa phải là siêu cao tầng nên nếu làm hệ này sẽ tốn kém, chiếm nhiều không gian, không phù hợp với công trình phức hợp căn hộ

- Đòi hỏi trình độ thi công của nhà thầu cao

Tuỳ thuộc vào yêu cầu kiến trúc, quy mô công trình, tính khả thi và khả năng đảm bảo ổn định của công trình mà có lựa chọn phù hợp cho hệ kết cấu chịu lực theo phương đứng Đối với công trình KHU DÂN CƯ LÔ S6 – 3 NAM SÀI GÒN quy mô 24 tầng nổi + 1 hầm, chiều cao của toàn bộ công trình là 75.450m Do đó ảnh hưởng của tải trọng ngang do gió đến công trình rất lớn Vì vậy, trong đồ án này sinh viên lựa chọn giải pháp kết cấu chính là hệ chịu lực khung – vách – lõi làm kết cấu chịu lực cho công trình (khung chịu tải trọng đứng và vách lõi vừa chịu tải trọng đứng vừa chịu tải trọng ngang cũng như các tác động khác đồng thời làm tăng độ cứng của công trình)

Dưới tác dụng của tải trọng ngang (tải trọng đặc trưng cho nhà cao tầng) khung chịu cắt là chủ yếu tức là chuyển vị tương đối của các tầng trên là nhỏ, của các tầng dưới lớn hơn Trong khi đó lõi chịu uốn là chủ yếu tức là chuyển vị tương đối của các tầng trên lớn hơn của các tầng dưới Điều này khiến cho chuyển vị của cả công trình giảm đi khi chúng làm việc cùng nhau

2.2.1.2 Giải pháp kết cấu theo phương ngang

Việc lựa chọn giải pháp kết cấu sàn hợp lý là việc làm rất quan trọng, quyết định tính kinh tế của công trình Công trình càng cao, tải trọng này tích lũy xuống cột các tầng dưới và móng càng lớn, làm tăng chi phí móng, cột, tăng tải trọng ngang do động đất Vì vậy cần ưu tiên lựa chọn giải pháp sàn nhẹ để giảm tải trọng thẳng đứng

Các loại kết cấu sàn đang được sử dụng rông rãi hiện nay gồm:

Cấu tạo hệ bao gồm hệ dầm và bản sàn

Cấu tạo hệ bao gồm hệ dầm vuông góc với nhau theo 2 phương, chia bản sàn thành các ô bản có nhịp bé

Cấu tạo hệ gồm các bản kê trực tiếp lên cột

Sàn không dầm ứng lực trước

Cấu tạo gồm các bản kê trực tiếp lên cột Cốt thép được ứng lực trước

Sàn bóng, sàn hộp là loại sàn phẳng, không dầm, liên kết trực tiếp với hệ cột, vách chịu lực, sử dụng quả bóng nhựa tái chế, hộp tái chế để thay thế phần bê tông không hoặc ít tham gia chịu lực ở thớ giữa bản sàn

Bảng 2 2: Bảng so sánh ưu nhược điểm các hệ kết cấu sàn

Phân loại Ưu điểm Nhược điểm

- Tính toán đơn giản, được sử dụng phổ biến

- Công nghệ thi công phong phú do đã được sử dụng từ rất lâu ở Việt Nam

- Chiều cao dầm và độ võng bản sàn lớn khi vượt khẩu độ lớn, dẫn đến chiều cao công trình lớn

- Không tiết kiệm không gian sử dụng

- Tiết kiệm chi phí bê tông sàn khi nhịp từ 6m trở lên nên phù hợp với S6

- Vượt nhịp lớn, tiết kiệm không gian sử dụng và thẩm mỹ cao

- Chịu tải trọng tốt nên rất phù hợp với S6 do công trình có nhiều tầng để xe

- Khó thi công hơn các sàn thông thường

- Giảm chiều cao công trình

- Tiết kiệm không gian sử dụng, dễ phân chia không gian

- Thi công nhanh hơn so với sàn dầm

- Hệ kết cấu cột, vách không được liên kết với nhau tạo thành hệ kết cấu cứng nên có độ cứng nhỏ hơn so với các hệ khác

- GAMUDA là công trình cao tầng 85.3m nên chịu tải trọng ngang lớn Vì vậy hệ này không tối ưu so với các hệ khác

Hệ sàn ứng lực trước

- Giảm chiều dày, độ võng sàn

- Giảm được chiều cao công trình, tiết kiệm không gian sử dụng

- Tính toán phức tạp do TCVN chưa có tiêu chuẩn về tính toán kết cấu dự ứng lực

- Thi công đòi hỏi thiết bị chuyên dụng

- Tạo tính linh hoạt cao trong thiết kế, có khả năng thích nghi với nhiều loại mặt bằng

- Khả năng vượt nhịp cao, có thể vượt nhịp lên tới 15m mà không cần ứng suất trước

- Lý thuyết tính toán chưa phổ biến, do đây là công nghệ mới du nhập vào Việt Nam

- Khả năng chịu cắt, uốn giảm so với sàn BTCT thông thường cùng chiều dày

Qua phân tích ưu, nhược điểm của một số kết cấu sàn phổ biến hiện nay, với kích thước ô sàn điển hình 7.5m x 8.9m và chiều cao tầng 3.150m, để thỏa chiều cao thông thủy (2.9m) và yêu cầu về độ võng đưa ra phương án: Sàn sườn bê tông cốt thép (sử dụng hệ dầm trực giao)

2.2.2 Giải pháp kết cấu phần móng

Hệ móng nhà cao tầng phải chịu lực nén lớn, bên cạnh đó tải trọng động đất và gió còn tạo ra lực xô ngang lớn cho công trình, vì thế các giải pháp đề xuất cho phần móng gồm:

− Móng sâu: móng cọc khoan nhồi, móng cọc Barret, móng cọc BTCT đúc sẵn, móng cọc ly tâm ứng suất trước

− Móng nông: móng băng 1 phương, móng băng 2 phương, móng bè…

Với quy mô công trình 1 tầng hầm, 2 tầng mái, 2 tầng thương mại và 20 tầng căn hộ và điều kiện địa chất khu vực xây dựng tương đối yếu nên đề xuất phương án móng cọc

2.2.3 Vật liệu sử dụng cho công trình

Vật liệu xây dựng cần có cường độ cao, trọng lượng nhỏ, chống cháy tốt

Vật liệu có tính biến dạng cao: khả năng biến dạng cao có thể bổ sung cho tính năng

Vật liệu có tính thoái biến thấp: có tác dụng tốt khi chịu tác dụng của tải trọng lặp lại (động đất, gió bão)

Vật liệu có tính liền khối cao: có tác dụng trong trường hợp có tính chất lặp lại, không bị tách rời

2.1.4.1 Bê tông (Trích – Bảng 7, bảng 10, TCVN 5574 – 2018)

Bê tông sử dụng trong công trình là loại bê tông có cấp độ bền B30 với các thông số tính toán như sau:

Cường độ tính toán chịu nén: Rb = 17 Mpa

Cường độ tính toán chịu kéo: Rbt = 1.15 Mpa

Mô đun đàn hồi: Eb = 32500 Mpa

2.1.4.2 Cốt thép (Trích – Bảng 13, bảng 14, TCVN 5574 – 2018)

− Cốt thép loại CB300 – T (TCVN 1651-1:2008) dùng cho thép đai

+ Cường độ tính toán chịu nén: Rs = 260 Mpa

+ Cường độ tính toán chịu kéo: Rsc = 260 Mpa

+ Cường độ tính toán cốt ngang: Rsw = 210 Mpa

+ Mô đun đàn hồi: Es = 200000 Mpa

− Cốt thép loại CB400 – V (TCVN 1651-2:2008) dùng cho thép chủ

+ Cường độ tính toán chịu nén: Rs = 350 Mpa

+ Cường độ tính toán chịu kéo: Rsc = 350 Mpa

+ Cường độ tính toán cốt ngang: Rsw = 280 Mpa

+ Mô đun đàn hồi: Es = 200000 Mpa

2.2.5 Lớp bê tông bảo vệ

Chiều dày lớp bê tông bảo vệ được chọn dựa vào [Mục 10.3.1 – TCVN 5574-2018] và [Phụ lục F của QCVN 06-2010/BXD – Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia an toàn cháy cho nhà và công trình]

Bảng 2 3: Chiều dày lớp bê tông bảo vệ đối với các đấu kiện

STT Cấu kiện Lớp bê tông bảo vệ

2 Kết cấu tiếp xúc với đất, có bê tông lót 35mm

Kích thước các cấu kiện của công trình

− Vì chiều dày các ô sàn là tương tự nhau nên lấy ô sàn có kích thước lớn nhất để tính toán chiều dày sau đó bố trí chung cho toàn mặt bằng

− Chiều dày bản sàn đƣợc xác định sơ bộ theo công thức: s h D L

= m Trong đó: D là hệ số xét đến tải trọng tác dụng lên sàn, m là hệ số phụ thuộc vào dạng bản sàn, L là chiều dài nhịp tính toán

2.3.3 Sơ bộ tiếp diện vách

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

Chọn chiều dày vách theo kiến trúc nếu không thỏa chịu lực thì ta thay đổi chiều dày vách

Xác định chiều dày vách:

+ FVach: tổng diện tích vách chịu lực trên một sàn

+ FSan: tổng diện tích một sàn

Do đó sinh viên chọn chiều dày vách - lõi t = 300mm

2.3.4 Sơ bộ tiết diện cột

− Việc chọn kích thước sơ bộ kích thước tiết diện cột theo độ bền theo kinh nghiệm thiết kế hoặc bằng công thức gần đúng

− Theo công thức (1 – 3) trang 20 sách “Tính toán tiết diện cột bê tông cốt thép” của GS.TS Nguyễn Đình Cống, tiết diện cột được xác định theo công thức:

+ Rb: Cường độ tính toán về nén của bê tông

+ N: Lực nén, được tính toán bằng công thức như sau: N =m s  q F s

‣ Fs: Diện tích mặt sàn truyền tải trọng lên cột đang xét

‣ ms: Số sàn phía trên tiết diện đang xét kể cả tầng mái

‣ q: Tải trọng tương đương tính trên mỗi mét vuông mặt sàn trong đó gồm tải trọng thường xuyên và tạm thời trên bản sàn, trọng lượng dầm, tường, cột đem tính ra phân bố đều trên sàn Giá trị q được lấy theo kinh nghiệm thiết kế

Với nhà có bề dày sàn là bé (10 14cmkể cả lớp cấu tạo mặt sàn), có ít tường, kích thước của dầm và cột thuộc loại bé q = 10 14 (kN/m ) 2

Với nhà có bề dày sàn nhà trung bình (15 20cmkể cả lớp cấu tạo mặt sàn) tường, dầm, cột là trung bình hoặc lớn q = 15 18 (kN/m ) 2

Với nhà có bề dày sàn khá lớn ( 25cm), cột và dầm đều lớn thì q có thể lên đến

+ kt: Hệ số xét đến ảnh hưởng khác như mômen uốn, hàm lượng cốt thép, độ mảnh của cột Xét sự ảnh hưởng này theo sự phân tích và kinh nghiệm của người thiết kế, khi ảnh hưởng của mômen là lớn, độ mảnh cột lớn thì lấy kt lớn, vào khoảng 1.3 1.5 Khi ảnh hưởng của mômen là bé thì lấyk t =1.1 1.2 ( kt=1.1 đối với cột giữa và kt=1.2 đối với cột biên và kt = 1.3 đối với cột góc)

− Việc tính toán cột và chọn lại tiết diện sẽ được thực hiện lại nhiều lần cho đến khi thỏa

17 mãn yêu cầu về khả năng chịu lực và yêu cầu kiến trúc

Bảng 2 4: Bảng sơ bộ tiếp diện cột

Tầng Cột góc Cột biên trục 1

2.3.5 Mặt bằng kết cấu sàn tầng điển hình

Hình 2 1: 3D mặt bằng tầng điển hình

Hình 2 2: Mặt bằng kết cấu sàn điển hình

TẢI TRỌNG TÁC ĐỘNG

Cơ sở tính toán tải trọng

Kết cấu nhà cao tầng được tính toán với các loại tải trọng chính sau đây:

− Tải trọng thẳng đứng (trọng lượng bản thân kết cấu, tải thường xuyên và tạm thời tác dụng lên sàn)

+ Tải trọng gió (gồm thành phần tĩnh và thành phần động)

+ Tải trọng đồng đất (tính cho các công trình nằm trong vùng có yêu cầu kháng chấn) Ngoài ra, kết cấu nhà cao tầng còn được kiểm tra với các tải trọng sau:

− Tác động của quá trình thi công

− Áp lực đất, nước ngầm

TCVN 2737-1995 và TCVN 9386 – 2012 cùng các chỉ dẫn kèm theo là cơ sở để xác định tải trọng và tác động lên công trình.

Tải trọng thẳng đứng

❖ Tải trọng bản thân (DL):

Khối lượng riêng bê tông nặng là 25 kN/m 3 , hệ số tin cậy n = 1.1

Trọng lượng đất phủ: 18.0 kN/m 3 , hệ số tin cậy n = 1.1

Trọng lượng của nước: 10 kN/m 3 , hệ số tin cậy n = 1.0

 Tải trọng bản thân của công trình sẽ tùy thuộc vào kích thước hình học của từng cấu kiện và phần mềm kết cấu tự động tính toán phần tải trọng bản thân

❖ Các lớp cấu tạo sàn (SDL)

Chiều dày của các lớp cấu tạo sàn căn cứ vào bản vẽ kiến trúc, hệ thống kỹ thuật đường ống, thiết bị điện, hệ thống lạnh căn cứ vào bản vẽ M&E; hệ số tin cậy căn cứ theo TCVN 2737 – 1995 Tùy thuộc vào công năng sử dụng của từng ô sàn, tĩnh tải sàn được chia làm các loại tải trọng khác nhau

Công thức tính tải trọng cấu tạo sàn: g tt =  i   i  n

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

Bảng 3 1: Tải trọng khu vực phòng khác, phòng bếp, phòng ngủ, ban công, thể thao

Lớp vữa trátBản sàn BTCTLớp vữa lótLớp gạch lát Ceramic

Tải tường tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải tường tính toán (kN/m 2 )

Vữa trát 0.015 16 0.24 1.2 0.288 Đường ống – thiết bị - - 0.5 1.3 0.65

Bảng 3 2: Tải trọng khu vực nhà vệ sinh

Tải tường tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải tường tính toán (kN/m 2 )

Vữa trát 0.015 16 0.24 1.2 0.288 Đường ống – thiết bị - - 0.5 1.3 0.65

Bảng 3 3: Tải trọng phòng giặc, loggia, sân thượng

Tải tường tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải tường tính toán (kN/m 2 )

Vữa trát 0.015 16 0.24 1.2 0.288 Đường ống – thiết bị - - 0.5 1.3 0.65

Trong đó: n là hệ số vượt tải (n = 1.1)

Trọng lượng γt = 18 kN/m 3 bt: bề rộng tường ht =htầng – hdầm (tường nằm trên dầm) ht = htầng – hsàn (tường nằm trên sàn)

Bảng 3 4: Tải trọng tường xây

Chiều cao tầng (m) Loại Bề dày tường (m)

Tải tường tiêu chuẩn (kN/m)

Chiều cao tầng (m) Loại Bề dày tường (m)

Tải tường tiêu chuẩn (kN/m)

Tường xây trực tiếp trên sàn được qui về tải phân bố đều trên dầm ảo gán trong Model Etabs, vị trí tường xây trên model Etabs khớp với vị trí tường trong bản vẽ kiến trúc

Hoạt tải được xác định dựa trên công năng các phòng được quy định trong TCVN 2737 -

Theo điều 4.3.4 của TCVN 2737 - 1995, khi tính toán dầm chính, dầm phụ, bản sàn, cột và móng, tải trọng toàn phần trong bảng 3 được phép giảm như sau:

+ Đối với các phòng nêu ở mục 1, 2, 3, 4, 5 (nhà ở, phòng ăn, WC, phòng làm việc, ) trong bảng 3 nhân với hệ số  A 1

+ Đối với nêu ở mục 6, 7, 8, 10, 12, 14 (phòng họp, phòng giải trí, ban công, lô gia, ) trong bảng 3 nhân với hệ số  A 2 :

Theo điều 4.3.5 khi xác định lực dọc để tính cột, tường và móng chịu tải trọng từ hai sàn trở lên giá trị tải trọng trong bảng 3 được phép giảm như sau:

+ Đối với các phòng nêu ở mục 1, 2, 3, 4, 5 (nhà ở, phòng ăn, WC, phòng làm việc, ) trong bảng 3 nhân với hệ số  n 1

+ Đối với các phòng nêu ở mục 1, 2, 3, 4, 5 (nhà ở, phòng ăn, WC, phòng làm việc, ) trong bảng 3 nhân với hệ số  n 2

Trong đó: n: Số sàn đặt tải lên tiết diện đang xét cần kể đến khi tính toán tải trọng;

A: Diện tích chịu tải tính bằng mét vuông

Tuy nhiên hoạt tải thường không lớn hơn so với trọng lượng bản thân (thường bằng 15 đến 20%) nên khi tính toán thiên về an toàn không xét đến hệ số giảm tải

Hoạt tải sử dụng được xác định tùy theo công năng sử dụng của từng ô sàn (Theo TCVN 2737:1995)

Bảng 3 5: Hoạt tải phân bố trên sàn

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

Hoạt tải tính toán (kN/m 2 )

4 Mái bằng không sử dụng 0.0 0.75 1.3 0.975

5 Phòng ăn, bếp, phòng khách 0.3 1.5 1.3 1.95

Bảng 3 6:Catalouge thông số kỹ thuật thang máy DaiThienA

Từ kích thước giếng thang của công trình (2100 mm x 2550 mm), sinh viên lựa chọn thang máy mã hiệu P16 – CO của DaiThienA có các thông số kỹ thuật sau:

Bảng 3 7: Thông số kỹ thuật thang máy sử dụng trong công trình

Tốc độ Tải trọng Kích thước cabin Kích thước giếng thang Phản lực (kN) m/phút kG AAxBB (mm) YYxXX (mm) R1 R2 R3 R4

+ = + = , sinh viên nhập tại 4 vị trí góc trên của giếng thang

= = , sinh viên nhập tại 4 vị trí góc dưới của giếng thang

Hình 3 1: Sơ đồ làm việc của thang máy

Tải trọng ngang

Theo TCVN 2737-1995 và TCXD 229-1999: Gió nguy hiểm nhất là gió tác động vuông góc với mặt đón gió

Tải trọng gió gồm 2 phần: thành phần tĩnh và thành phần động Giá trị và phương pháp tính thành phần tĩnh của tải trọng gió được ghi trong Mục 6 TCVN 2737-1995

Theo Mục 1.2 TCXD 229-1999 thành phần động của tải trọng gió phải được kể đến khi tính toán các công trình tháp, trụ, ống khói, cột điện, thiết bị dạng cột, hành lang băng tải, các giàn giá lộ thiên…, các nhà nhiều tầng cao hơn 40 mét, các khung ngang nhà công nghiệp một tầng một nhịp có độ cao trên 36 mét và tỉ số độ cao trên nhịp lớn hơn 1,5 Trong phạm vị đồ án này, công trình có chiều cao đỉnh 75.450m (so với mặt đất tự nhiên) vì vậy phải kể đến ảnh hưởng của thành phần gió động lên công trình

Thành phần động của tải trọng gió gồm lực xung của vận tốc gió và lực quán tính của công trình gây ra Giá trị của lực này được xác định dựa trên thành phần tĩnh của tải trọng gió nhân với hệ số kể đến ảnh hưởng của xung vận tốc gió và lực quán tính của công trình Việc tính toán công trình chịu tác dụng động lực của tải trọng gió bao gồm: Xác định thành phần động của tải trọng gió và phản ứng của công trình do thành phần động của tải trọng gió gây ra ứng với từng dạng dao động

3.3.1.1 Thành phần tĩnh của tải trọng gió

Giá trị tiêu chuẩn thành phần tĩnh tại cao độ zj tính theo công thức như sau:

+ W0: giá trị của áp lực gió tiêu chuẩn lấy theo bản đồ phân vùng trên lãnh thổ Việt Nam, lấy theo bảng 4 trong TCVN 2737-1995

Bảng 3 8: Bảng giá trị áp lực gió theo bản đồ phân vùng áp lực gió

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

W0 (kN/m 2 ) 0.65 0.95 1.25 1.55 1.85 Theo mục 6.4.1 TCVN 2737–1995, đối với ảnh hưởng của bão được đánh giá là yếu, giá trị áp lực gió W0 được giảm đi 10 daN/m 2 đối với vùng I-A, 12 daN/m 2 đối với vùng II-A và

15 daN/m 2 đối với vùng III-A

Giá trị của áp lực gió W0 được xác định từ vận tốc gió vo đã được xử lý trên cơ sở số liệu quan trắc vận tốc gió ở độ cao 10m so với mốc chuẩn (vận tốc trung bình trong khoảng thời gian 3 giây, bị vượt trung bình một lần trong 20 năm) ứng với địa hình phân vùng áp lực gió trong TCVN 2737 : 1995 Địa hình dạng A là địa hình trống trải, không có hoặc có rất ít vật cản cao không quá 1,5m (bờ biển thoáng, mặt sông, hồ lớn, đồng muối, cánh đồng không có cây cao ) Địa hình dạng B là địa hình tương đối trống trải, có một số vật cản thưa thớt cao không quá 10m (vùng ngoại ô ít nhà, thị trấn, làng mạc, rừng thưa hoặc rừng non, vùng trồng cây thưa…) Địa hình dạng C là địa hình bị che chắn mạnh, có nhiều vật cản sát nhau cao từ 10m trở lên (trong thành phố, vùng rừng rậm )

+ kz: là hệ số tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao, lấy theo bảng 5, TCVN 2737:1995 hoặc có thể tính gần đúng theo

+ c: là hệ số khí động lấy theo bảng 6 trong TCVN 2737-1995, đối với mặt đón gió c = + 0.8, mặt hút gió c = - 0.6 Hệ số tổng cho mặt đón gió và hút gió là: c = 0.8 + 0.6 = 1.4

Ghi chú: Công thức tính gió ở trên là tính gió cho công trình có tuổi thọ là 20 năm Sinh viên tính gió cho công trình có tuổi thọ là 100 năm, nên nhân thêm hệ số chuyển đổi áp lực gió từ chu kì 20 năm sang chu kì lặp 100 năm [Theo QCVN 02 – 2009/ BXD, tra bảng 4.3 trang 288]

Bảng 3 9: Bảng giá trị quy đổi hệ số tin cậy  thành phần tĩnh của tải trọng gió

Tải trọng gió tĩnh được quy về thành lực tập trung tại các cao trình sàn, lực tập trung này được đặt tại tâm cứng của mỗi tầng (Wtcx là lực gió tiêu chuẩn theo phương X và Wtcy là lực gió tiêu chuẩn theo phương Y, lực gió bằng áp lực gió nhân với diện tích đón gió)

+ Wj: áp lực gió tĩnh (kN/m 2 )

=  : Diện tích đón gió của từng tầng

+ Hj, Hj-1 và L lần lượt là chiều cao tầng của tầng thứ j, j-1 và bề rộng đón gió

3.3.1.2 Thành phần động của tải trọng gió

Tùy mức độ nhạy cảm của công trình đối với tác dụng động lực của tải trọng gió mà thành phần động của tải trọng gió chỉ cần kể đến tác động do thành phần xung của vận tốc gió hoặc cả với lực quán tính của công trình

Mức độ nhạy cảm được đánh giá qua tương quan giữa giá trị các tần số dao động riêng cơ bản của công trình, đặt biệt là tần số dao động riêng thứ nhất, với tần số giới hạn fL có trong bảng 2 của [TCXD 229-1999]

Bảng 3 10: Giá trị giới hạn của tần số dao động riêng fL

Vùng áp lực gió f L (Hz)

Lấy δ = 0.3 đối với kết cấu sử dụng bê tông cốt thép ta được fL = 1.3Hz

Khi tần số dao động cơ bản f1 > fL Thành phần dao động của tải trọng gió chỉ cần kể đến tác dụng của xung vận tốc gió Khi đó giá trị tiêu chuẩn thành phần động của áp lực gió Wpj tác dụng lên phần thứ j của công trình được xác định theo công thức:

Khi tần số dao động cơ bản f1 < fL thì thành phần động của tải trọng gió phải kể đến tác dụng của cả xung vận tốc gió và lực quán tính của công trình, cần tính toán tải trọng cho n dạng dao động, số n xác định theo điều kiện fn < fl < fn+1 Khi đó, số dạng dao động cần tính toán

26 và giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió Wp(ji) tác dụng lên phần thứ j của công trình ứng với dạng dao động thứ i được xác định như sau:

Mj - khối lượng tập trung của phần công trình thứ j

i - hệ số động lực ứng với dạng dao động thứ i không thứ nguyên

i- hệ số được xác định bằng cách chia công trình thành nhiều phần, trong phạm vi mỗi phần tải trọng gió có thể được xem như không đổi y ji- dịch chuyển ngang tỉ đối của trọng tâm phần công trình thứ j ứng dạng dao động riêng thứ I, không thứ nguyên

Hệ số xác định  i ứng với dạng dao động thứ i, không thứ nguyên, được xác định dựa vào đồ thị xác định hệ số động lực cho trong TCXD 229-1999, phụ thuộc vào thông số  i và độ giảm loga của dao động Do công trình bằng BTCT nên có  =0,3

Thông số  i xác định theo công thức:

 - hệ số độ tin cậy

W0: giá trị áp lực gió (N/m 2 ) fi- tần số dao động riêng thứ i (Hz)

Hình 3 2: Đồ thị xác định hệ số động lực  I

Ghi chú: Đường cong 1: Sử dụng cho công trình bê tông cốt thép và gạch đá kể cả các công trình bằng khung thép có kết cấu bao che (  = 0,3 ) Đường cong 2: Sử dụng cho các công trình tháp trụ thép, ống khói, các thiết bị dạng cột có bệ bằng bê tông cốt thép (  = 0,15 )

Hệ số  i được xác định bằng công thức:

Tổ hợp tải trọng

Tùy thuộc vào các tải trọng tính đến, tổ hợp tải trọng gồm có tổ hợp cơ bản và tổ hợp đặc biệt

Tổ hợp tải trọng đặc biệt do tác động động đất không tính đến tải trọng gió

Tổ hợp cơ bản gồm các tải trọng thường xuyên, tải trọng tạm thời dài hạn và tải trọng tạm thời ngắn hạn

Tổ hợp tải trọng đặc biệt có một tải trọng tạm thời thì giá trị của tải trọng tạm thời được lấy toàn bộ

Giá trị thiết kế Ed của các hệ quả tác động do động đất gây ra phải được xác định theo công thức:

Dấu “+” là “tổ hợp với”

P: Tải trọng thiết kế ứng suất trước (với kết cấu không dự ứng lực P = 0)

Q: Tải trọng tạm thời (hoạt tải)

 2,i: Hệ số tổ hợp cho giá trị được coi là lâu dài của tác động thay đổi i

Bảng 3 31: Các giá trị  2,i đối với nhà

Tải trọng đặt lên nhà, loại

Loại A: Khu vực nhà ở, gia đình 0,3

Loại B: Khu vực văn phòng 0,3

Loại C: Khu vực hội họp 0,6

Loại D: Khu vực mua bán 0,6

Loại E: Khu vực kho lưu trữ 0,8

Loại F: Khu vực giao thông, trọng lượng xe ≤ 30kN 0,6

Loại G: Khu vực giao thông, 30kN < trọng lượng xe ≤ 160kN 0,3

3.4.1 Các trường hợp tải trọng

Các trường hợp tải được khai báo trong Etabs để phần mềm tổ hợp nội lực theo TCVN 2737-

Bảng 3 32: Bảng các trường hợp tải trọng

TT Ký hiệu Loại Ý nghĩa

1 DL DEAD Tải trọng bản thân cấu kiện

2 SDL SUPER DEAD Tải trọng cấu tạo

3 WALL SUPER DEAD Tải tường

4 LLA1 LIVE Hoạt tải nhỏ hơn 200daN/ m 2

5 LLA2 LIVE Hoạt tải lớn hơn hoặc bằng 200daN/ m 2

6 GTX WIND Gió tĩnh theo phương X

7 GTY WIND Gió tĩnh theo phương Y

8 GDX2 WIND Gió động theo phương X

9 GDX3 WIND Gió động theo phương X

10 GD1Y WIND Gió động theo phương Y

11 DDX QUAKE Động đất phương X

12 DDY QUAKE Động đất phương X

Bảng 3 33: Bảng khai báo các tổ hợp trung gian

TT Ký hiệu Loại Thành phần Ý nghĩa

1 GX ADD GTX, GDX Gió theo phương X

2 GY ADD GTY, GDY Gió theo phương Y

3 DDX SRSS DDX1, DDX2, DDX3… Động đất theo phương X

4 DDY SRSS DDY1, DDY2, DDY3… Động đất theo phương Y

Bảng 3 34: Bảng tổ hợp nội lực tiêu chuẩn (SLS)

STT COMBO TT LL1 LL2 GX GY DDX DDY

Bảng 3 35: Bảng tổ hợp nội lực tính toán (ULS)

STT COMBO TT LL1 LL2 GX GY DDX DDY

STT COMBO TT LL1 LL2 GX GY DDX DDY

− Kiểm tra chuyển vị đỉnh

SLS – CombaoWIN = ENVELOPE (COMB1; COMB2; COMB3; …; COMB17)

− Kiểm tra chuyển vị lệch tầng

+ Tải trọng gió: GX và GY

+ Tải trọng động đất: DDX và DDY

− Kiểm tra lực dọc quy đổi và hiệu ứng P – Delta

ULS-CombaoEQ = ENVELOPE (COMB17; COMB18; COMB19; …; COMB29)

ULS – COMBAO = ENVELOPE (COMB1; COMB2; COMB3; …; COMB29).

Phương pháp xác định nội lực

Trong phạm vi đồ án này, sinh viên sử dụng các phần mềm sau để phân tích nội lực của mô hình

Phần mềm ETABS 2016: phần mềm phần tử hữu hạn phân tích sự làm việc của toàn bộ công trình

Phần mềm SAFE v12.3.2: phần mềm phần tử hữu hạn chuyên phân tích cấu kiện dạng tấm

TÍNH TOÁN – THIẾT KẾ CẦU THANG

Cấu tạo cầu thang tầng điển hình

Hình 4 1: Mặt bằng cầu thang tầng điển hình

Hình 4 2: Mặt cắt cầu thang tầng điển hình

Kích thước sơ bộ cầu thang tầng điển hình

− Cầu thang tầng điển hình của công trình này là cầu thang dạng bản 2 vế, tính toán cầu thang theo dạng bản chịu lực Do 2 vế có sơ đồ tính giống nhau nên ta tính toán cho 1 vế và bố trí thép cho vế còn lại

+ Chọn chiều cao bậc: hb = 157.5 mm

+ Chọn bề rộng bậc: lb = 260 mm

+ Chiều rộng 1 vế thang: 1150 mm

+ Góc nghiêng của bản thang với mặt phẳng nằm ngang là:

 = l = =   + Chọn sơ bộ kích thước dầm kiềng D1, D2 là 200 x 300

+ Chọn sơ bộ chiều dày bản thang và bản chiếu nghỉ hs = 150 mm

Tải trọng

❖ Tải trọng tác dụng lên chiếu nghỉ

Bảng 4 1: Tải trọng tác dụng lên chiếu nghỉ cầu thang

Tải trọng tiêu chuẩn (kN/m2)

Tải trọng tính toán (kN/m²)

Tải trọng tiêu chuẩn (kN/m2)

Tải trọng tính toán (kN/m²)

Quy bản thang về thành dạng tải phân bố đều, cắt một dãy có bề rộng b = 1 m

❖ Tải trọng tác dụng lên bản nghiêng cầu thang

Tĩnh tải các lớp cấu tạo bản nghiêng được tính theo công thức:

− Lớp đá hoa cương: td i b b os b l h l c

− Lớp vữa lót: td i b b os b l h l c

− Lớp gạch bậc thang: 1 os td 2 h b c

+  i : Chiều dày của lớp thứ i

Hoạt tải phân bố đều trên bề rộng bậc thang, quy về tải phân bố đều trên bản nghiêng thì phải nhân thêm với cosα: P= p cos

Bảng 4 2: Tải trọng tác dụng lên bản nghiêng cầu thang

Tải trọng tiêu chuẩn (kN/m 2 )

Tải trọng tính toán (kN/m²)

Quy bản thang về thành dạng tải phân bố đều, cắt một dãy có bề rộng b = 1 m

Sơ đồ tính và nội lực

Một số quan niệm tính toán cầu thang:

Xét tỷ số hd/hs:

Nếu hd/hs < 3 thì liên kết giữa bản thang với dầm chiếu tới được xem là khớp

Nếu hd/hs ≥ 3 thì liên kết giữa bản thang với dầm chiếu tới được xem là ngàm

Trên đây là quan niệm tính trong một số sách giáo trình tham khảo Tuy nhiên trên thực tế tính toán cầu thang có một số bất cập trong sơ đồ tính toán như sau:

Trong kết cấu bê tông toàn khối thì không có liên kết nào hoàn toàn là ngàm tuyệt đối và liên kết khớp tuyệt đối Liên kết giữa bản thang với dầm chiếu nghỉ là liên kết bán trung gian giữa liên kết ngàm và khớp (liên kiết cứng) nó phụ thuộc vào độ cứng tương quan giữa bản thang và dầm chiếu tới, nếu hd/hs kết cấu không bị phá hoại mà chỉ gây nứt tại gối (do thiếu thép gối) và trở dần về sơ đồ khớp Tuy nhiên trong thực tế thì nếu cầu thang bị nứt tại gối thì dẫn đến các lớp gạch lót sẽ bong nên không cho phép nứt cầu thang trong thiết kế Trong kết cấu nhà nhiều tầng thì cột và dầm được thi công từng tầng, bản thang là kết cấu độc lập được thi công sau Chính vì vậy, rất khó đảm bảo độ ngàm cứng của bản thang và dầm thang, vách, cũng như việc neo thép đúng theo sơ đồ tính đã thiết kế (việc này rất hay xảy ra trong quá trình thi công ngoài công trường)

Cầu thang bộ là một trong những hệ thống giao thông đứng trong công trình, khi xảy ra sự cố bất thường như cháy nổ, hoả hoạn, động đất… thì nơi đây chính là lối thoát hiểm duy nhất (thang máy sẽ không được dùng trong những trường hợp này), và khi đó tải trọng sẽ có thể tăng hơn những lúc bình thường rất nhiều, vì thế tính an toàn của cầu thang cần được đảm bảo tối đa

Từ những phân tích trên, để tính toán thiên về an toàn, đảm bảo khả năng sử dụng khi công trình chịu tải bất lợi nhất, cũng như đảm bảo tính thẩm mỹ của cầu thang trong giai đoạn sử dụng Sinh viên chọn sơ đồ 2 đầu khớp đề tính toán nhưng vẫn bố trí thép cấu tạo trên gối

(ỉ a20 để chống nứt cho cầu thang

Sử dụng ETAS 9.7.4 để tính nội lực

53 Hình 4 3: Sơ đồ tính cầu thang với tải tiêu chuẩn

Hình 4 4: Biểu đồ moment của cầu thang load combination TINHTHEP

Tính toán, bố trí cốt thép và kiểm tra độ võng

❖ Tính toán, bố trí cốt thép

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

Bảng 4 3: Tính thép cầu thang tầng điển hình

M ho α m  As μ% Chọn thép As chọn μ% chọn

❖ Kiểm tra độ võng bản thang

Theo TCVN 5574-2018 (Bảng M.1 – mục 3) độ võng của bản thang được kiểm tra theo điều kiện f < fgh

Vậy với nhịp bản thang L = 3.54 m < 6m 3.54 0.0177

Với độ võng f = 0.002659m < fgh = 0.0177m → Bản thang thỏa điều kiện độ võng.

Tính toán và thiết kế dầm chiếu nghỉ D1 và D2

Hình 4 5: Mặt bằng dầm chiếu chiếu nghỉ

❖ Tải trọng tác dụng lên dầm D1

Hình 4 6: Tải trọng do bản thang load combination TINHTHEP

− Tải trọng do bản thang truyền vào:

= b = − Tải trọng do tường xây:

− Tổng tải tác dụng lên dầm

❖ Sơ đồ tính vài nội lực dầm chiếu nghỉ

Hình 4 7: Sơ đồ tính dầm D1

Hình 4 8: Biểu đồ moment dầm D1

Hình 4 9: Biểu đồ lực cắt dầm D1

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

Chọn thép As chọn μ% chọn

❖ Kiểm tra khả năng chịu cắt trên tiếp diện nghiêng cho dầm D1

− Lực cắt lớn nhất Qmax = 32.97kN

− Chọn thộp đai cú đường kớnh ỉ8.

Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

Khi xét trong đoạn h0 < a < 2.5h0 thì tinh toán theo điều kiện (93) với việc nhân giá trị Qb,1 với tỉ số

Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

Khi xét trong đoạn a < ho thì tính toán theo điều kiện (93 – TCVN 5574 – 2018) với việc nhân giá trị Qsw,1 với tỉ số

Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

Ta có: Q max 2.97kN Min(Q ) 1 Y.9kN → Thỏa điều kiện chịu cắt

→ Vậy bố trớ cốt đai ỉ8, khoảng cỏch cốt đai s w = 200mm ( w 0.75 0

 ) bố trí chạy suốt chiều dài dầm D1.

❖ Tải trọng tác dụng lên dầm D2

= b = ❖ Sơ đồ tính vài nội lực dầm chiếu nghỉ

Hình 4 10: Sơ dồ tính dầm D2

Hình 4 11: Biểu đồ moment dầm D2

Hình 4 12: Biểu đồ lực cắt dầm D2

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

Chọn thép As chọn μ% chọn

❖ Tính cốt đai cho dầm D2

− Lực cắt lớn nhất Qmax = 29.28kN

− Chọn thộp đai cú đường kớnh ỉ8.

Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

Khi xét trong đoạn h0 < a < 2.5h0 thì tinh toán theo điều kiện (93) với việc nhân giá trị Qb,1 với tỉ số

Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

Khi xét trong đoạn a < ho thì tính toán theo điều kiện (93 – TCVN 5574 – 2018) với việc nhân giá trị Qsw,1 với tỉ số

Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện:

Ta có: Q max ).28kN Min(Q ) 1 Q.79kN → Thỏa điều kiện chịu cắt

→ Vậy bố trớ cốt đai ỉ8, khoảng cỏch cốt đai s w = 200mm ( w 0.75 0

 ) bố trí chạy suốt chiều dài dầm D1.

TÍNH TOÁN –THIẾT KẾ SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

Mặt bằng sàn tầng điển hình

Sử dụng phần mềm SEFE v12.3.2 để mô hình sàn và phân tích nội lực Mặt bằng tầng sàn điển hình:

Hình 5 1:Kết cầu dầm sàn căn hộ tầng điển hình

Mô hình tính sàn điển hình bằng safe v12.3.2

Bảng 5 1: Các loại tải trọng sàn (Load Pattens)

Ký hiệu Các loại tải trọng Ý nghĩa

DL DEAD Trọng lượng bản thân

SDL SUPER DEAD Tĩnh tải cấu tạo WALL SUPER DEAD Tĩnh tải tường xây LL1 LIVE Hoạt tải nhỏ hơn 200daN/ m 2

LL2 LIVE Hoạt tải lớn hơn hoặc bằng

LLDH LIVE Hoạt tải dài hạn

Bảng 5 2: Các trường hợp tải trọng sàn chất tải theo giai đoạn (Load Cases)

Name Load Case Type Analysis type Loads Applied

Các tổ hợp tải trọng này dùng để kiểm tra chuyển vị và tính toán cốt thép sàn

63 Độ võng toàn phần của sàn f = f1 - f2 + f3 theo TCVN 5574-2018:

Bảng 5 3: Bảng tổ hợp tải trọng (Load Combinations)

Name Load name Chú thích

Tổ hợp để tính chuyển vị ngắn hạn SLS2 1(NH3-1) - 1(NH3-2) + 1(LT33) Kiểm tra chuyển vị dài hạn

Hình 5 2: Tĩnh tải tác dụng lên sàn SDL

Hình 5 3: Hoạt tải tác dụng lên sàn LL1

64 Hình 5 4: Hoạt tải tác dụng lên sàn LL2

Hình 5 5: Hoạt tải dài hạn tác dụng lên sàn LLDH

Phân tích nội lực sàn

Hình 5 7: Biểu đồ màu moment M11

Hình 5 8: Dãy Strip sàn theo Layer A

Hình 5 9: Moment Strip sàn theo Layer A

Hình 5 10: Biểu đồ màu moment M22

Hình 5 11: Dãy Strip sàn theo Layer B

Hình 5 12: Moment Strip sàn theo Layer B

Kiểm tra chuyển vị sàn

Hình 5 13: Chuyển vị của sàn do tải trọng ngắn hạn Theo TCVN 5574-2018, độ võng ngắn hạn của sàn kiểm tra theo điều kiện f < [fgh] Với nhịp lớn nhất trong ô bản khoảng 6m < L = 7.5m < 24m Độ võng giới hạn được nêu trong Phụ lục M (TCVN 5574-2018) có giá trị nội suy

Nhận xét: f max = 17.05 mm < [f gh ] = 36.734 mm Sàn thỏa điều kiện độ võng ngắn hạn

Hình 5 14: Chuyển vị dài hạn của sàn Theo TCVN 5574-2018, độ võng ngắn hạn của sàn kiểm tra theo điều kiện f < [fgh] Với nhịp lớn nhất trong ô bản khoảng 6m < L = 7.5m < 24m Độ võng giới hạn được nêu trong Phụ lục M (TCVN 5574-2018) có giá trị nội suy

Nhận xét: f max = 36.65 mm < [f gh ] = 36.734 mm Sàn thỏa điều kiện độ võng toàn phần.

Tính toán cốt thép sàn

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

Theo mục 10.3.3.3 – TCVN 5574 – 2018 trong các kết cấu bê tông cốt thép dạng thanh và bản thì khoảng cách tối đa giữa trục các thanh cốt thép dọc để đảm bảo đưa chúng vào làm việc cùng với bê tông, đảm bảo cho ứng suất và biến dạng được phân bố đều, cũng như để hạn chế chiều rộng vết nứt giữa các thanh cốt thép, trong các dầm và bản bê tông cốt thép không được lớn hơn:

+ 200 mm khi chiều cao tiết diện ngang h ≤ 150 mm

+ 1,5h và 400 mm khi chiều cao tiết diện ngang h > 150 mm

Kết quả tính toán cốt thép sàn xem ở PHỤ LỤC chương 5

Kiểm tra khả năng lực của sàn

5.6.1 Khả năng chịu cắt của sàn

Thép dọc của cấu kiện đóng vai trò chịu cắt khi tính toán khả năng chịu cắt

Thộp theo phương X: ỉ12a200 (As = 565 mm2)

Thộp theo phương Y: ỉ12a200 (As = 565 mm2)

Lực cắt theo phương Y: Qy = 14 kN

Lực cắt theo phương X: Qx = 35.8 kN

Tính toán phần tử phẳng được tách ra chịu tác dụng của lực cắt được tiến hành theo điều kiện:

Qx và Qy là các lực cắt tác dụng theo các mặt bên của phần tử phẳng được tách ra

Qx,u và Qy,u là các lực cắt giới hạn mà phần tử phẳng được tách ra có thể chịu được

Giá trị các lực cắt giới hạn, Qx,u và Qy,u, được xác định theo công thức:

Qb và Qsw là các lực cắt giới hạn mà bê tông và cốt thép ngang có thể chịu được và được xác định theo các công thức:

Q =q h (146 - TCVN 5574 - 2018) qsw là mật độ cốt thép ngang, được xác định theo công thức: w w w w s s s q R A

= s (92 - TCVN 5574 - 2018) Giá trị các lực cắt giới hạn theo phương X:

= =  Giá trị các lực cắt giới hạn theo phương Y:

Vậy sàn thỏa khả năng chịu cắt

5.6.2 Kiểm tra điều kiện hình thành vết nức

❖ Điều kiện hình thành vết nức

5.6.3 Tính toán bề rộng vết nức

75 Vậy sàn thỏa điều kiện nức

❖ Kiểm tra nức theo phần mềm safe v12

Hình 5 15: Bề rộng vết nức ngắn hạn

Bề rộng vết nức ngắn hạn của sàn là a crc =0.166mma crc u , =0.4mm

→ Thỏa điều kiện vết nức ngắn hạn

Hình 5 16: Bề rộng vết nức dài hạn

Bề rộng vết nức dài hạn của sàn là a crc =0.188mma crc u , =0.3mm

→ Thỏa điều kiện vết nức dài hạn

Bảng 5 4: So sánh bề rộng vết nức tính tay và phần mềm

Loại vết nức Tính tay Safe v12 Chênh lệch (%)

KIỂM TRA ỔN ĐỊNH TỔNG THỂ CÔNG TRÌNH

Kiểm tra hiệu ứng P-Delta

Được quy định tại mục 4.4.2.2 (TCVN 9386-2012)

Không cần xét tới các hiệu ứng bậc 2 (hiệu ứng P-) nếu tại tất cả các tầng thỏa mãn điều kiện sau: tot r 0.1 r

+  là hệ số độ nhạy của chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng

+ Ptot là tổng tải trọng tường tại tầng đang xét và các tầng bên trên nó khi thiết kế chịu động đất

+ dr là chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng, được xác định như là hiệu của các chuyển vị ngang trung bình ds tại trần và sàn của tầng đang xét

+ Vtot là tổng lực cắt tầng do động đất gây ra

+ d s là chuyển vị của một điểm của hệ kết cấu gây ra bởi tác động động đất thiết kế + q d là hệ số ứng xử chuyển vị, giả thiết bằng q trừ phi có quy định khác

+ dc là chuyển vị của cùng điểm đó của hệ kết cấu được xác định bằng phân tích tuyến tính dựa trên phổ phản ứng thiết kế

Thế vào phương trình trên ta được:

T D tot d c c tot d rift tot tot

 =   =   d rift : là chuyển vị lệch tầng theo kết quả phân tích đàn hồi sử dụng phổ thiết kế

Hình 6 1: Biểu đồ thể hiện P-Delta của các tầng

Bảng 6 1: Bảng tính kiểm tra hiệu ứng P-Delta

Vy (kN) DriftX DriftY θx Check

Kiểm tra chuyển vị đỉnh

Theo phụ lục M, bảng M4 trong TCVN 5574-2018, chuyển vị theo phương ngang của khung cần được xác định trong mặt phẳng của các tường và tường ngăn mà sự toàn vẹn của chúng cần được đảm bảo   [] = H/500

Theo mục 2.6.3 trong TCXD 198 – 1997 chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh kết cấu của nhà cao tầng tính theo phương pháp đàn hồi phải thỏa điều kiện sau:

H: là chiều cao công trình tính từ mặt móng đến mái Đối với kiểm tra chuyển vị đỉnh chỉ kiểm tra đối với combo có tải trọng gió

Bảng 6 2: Bảng tính kiểm tra chuyển vị đỉnh công trình

Story Load Case/Combo Direction Max

Với chiều cao công trình: H = 85.05 (m)

=> Chuyển vị đỉnh cho phép của công trình theo 2 phương X, Y đối với nhà nhiều tầng:

Kết luận: Chuyển vị đỉnh công trình theo hai phương X, Y nằm trong giới hạn cho phép

Hình 6 2: Biểu đồ chuyển vị của công trình

Kiểm tra chuyển vị lêch tầng

Theo mục 4.4.3.2, TCVN 9386-2012, hạn chế chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng Đối với các nhà có bộ phận phi kết cấu bằng vật liệu giòn được gắn vào kết cấu:

+ dr: là chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng (Định nghĩa trong mục 4.2.2.2(2) TCVN 9386-2012)

+ : là hệ số chiết giảm xét đến chu kì lặp thấp hơn của tác động động đất liên quan đến yêu cầu hạn chế hư hỏng Các giá trị khác nhau của ν phụ thuộc vào các nguy cơ động đất và vào mức độ quan trọng của công trình khuyến nghị như sau: ν = 0,4 cho các mức độ quan trọng I và II và ν = 0,5 cho các mức độ quan trọng III và IV

Thế vào phương trình trên: reft,X,Y

Kiểm tra chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng theo tiêu chuẩn TCVN 9386 – 2012 chỉ sử dụng tải trọng động đất để kiểm tra

Bảng 6 3: Kiểm tra chuyển vị lệch tầng do động đất

Story DriftX Check X DriftY Check Y

Vậy Chuyển vị lệch tầng công trình theo hai phương X, Y nằm trong giới hạn cho phép

Hình 6 3: Biểu đồ chuyển vị lệch tầng do động đất theo phương X

Hình 6 4: Biểu đồ chuyển vị lệch tầng do động đất theo phương Y

Theo bảng M4 – TCVN 5574 – 2018 chuyển vị lệch tầng cho phép là:

Bảng 6 4: Kiểm tra lệch tầng do gió

STT Story Drift X Drift Y Check

STT Story Drift X Drift Y Check

Hình 6 5: Biểu đồ chuyển vị lệch tầng do tải trọng gió theo phương X

Hình 6 6: Biểu đồ chuyển vị lệch tầng do tải trọng gió theo phương Y

Kiểm tra gia tốc đỉnh

Nhận xét về chuyển động của công trình: Dưới tác động của gió được mô tả bởi các đại lượng vật lý khác nhau bao gồm các giá trị lớn nhất của vận tốc, gia tốc Phản ứng của con người đối với tòa nhà là một phản ứng tâm lý và phức tạp Con người không cảm nhận trực tiếp được vận tốc khi vật chuyển động với vận tốc không đổi Chỉ khi vận tốc biến thiên, nghĩa là có gia tốc con người mới bắt đầu cảm nhận được chuyển động Nên vì thế chúng ta cần kiểm tra gia tốc đỉnh để kiểm tra tính thoải mái của con người khi ở trong tòa nhà, đặc biệt là những tầng trên cao

Theo TCXD 198-1997 (Thiết kế kết cấu nhà cao tầng) mục 2.6.3 có điều khoản yêu cầu về kiểm tra dao động, trong đó giới hạn gia tốc cực đại của chuyển động tại đỉnh công trình dưới tác dụng của tải trọng Gió không được vượt quá 150mm/s 2

+ |y|: giá trị tính toán của gia tốc cực đại

+ [y]: giá trị cho phép của gia tốc lấy bằng 150mm/s 2 Để xác định gia tốc cực đại của chuyển động, gần đúng chúng ta có thể dựa vào lý thuyết về giao động điều hòa, trong đó căn cứ vào Chu kỳ dao động riêng thứ nhất T của công trình, và chuyển vị đỉnh lớn nhất A dưới tác dụng cả tải trọng gió để xác định được gia tốc; thông qua công thức: y = A w 2

+ A = 15.07mm: là biên độ giao động (chuyển vị đỉnh dưới tác dụng của tải trọng gió động) + w là tần số góc

 =  =  Gia tốc đỉnh công trình thỏa mãn theo TCVN 198-1997.

Kiểm tra ổn định chống lật

Theo mục 3.2 – TCVN 198-1997, nhà cao tầng BTCT có tỷ lệ chiều cao trên chiều rộng lớn hơn 5 phải kiểm tra khả năng chống lật dưới tác động của động đất và tải trọng gió Khi tính toán mômen chống lật, hoạt tải các tầng được kể đến 50%, còn tỉnh tải lấy 90%

Tỷ lệ momen gây lật do tải trọng ngang phải thoả điều kiện: MCL  1.5MGL

+ MCL là momen chống lật công trình

+ MGL là momen gây lật của công trình

Công trình có chiều cao 85.05(m) tính từ mặt móng, bề rộng 33.5(m)

B = =  nên không cần kiểm tra điều kiện ổn định chống lật cho công trình

THIẾT KẾ DẦM TẦNG ĐIỂN HÌNH

Mô hình tính toán dầm

Chọn tầng điển hình là tầng 10 để tính toán hệ dầm

Hình 7 1: Mặt bằng dầm sàn tầng điển hình

Hình 7 2: Mặt bằng dầm tầng điển hình Etabs

Hình 7 3: Biểu đồ moment dầm tầng điển hình Etabs

Tính toán cốt thép dầm

Bảng 7 1: Bảng quy đổi tên dầm Etabs tương ứng trên bản vẽ

Dầm phương X Label dầm ETABS Dầm phương Y Label dầm ETABS

Tính toán chi tiết dầm điển hình

Sinh viên chọn dầm DX13 (B243) để tính toán

Hình 7 4: Biểu đồ nội lực dầm DX13 (B243) Bảng 7 2: Bảng nội lực dầm DX13 (B243)

Station UỐN X UỐN Y LỰC CẮT NÉN XOẮN

MX (kN.m) MY (kN.m) V (kN) N (kN) MZ (kN.m)

Tính toán cốt thép chịu lực tại vị trí moment dương lớn nhất:

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

 =  =  =   =   Các vị trí còn lại tính tương tự, bên dưới là bảng kết quả tính toán chi tiết cho các vị trí

Bảng 7 3: Kết quả tính toán dầm DX13 (B246)

Beam Station b h M3 As Chọn thép As chọn μ chọn m mm mm kN.m mm 2 Lớp 1 Lớp 2 mm 2 %

Beam Station b h M3 As Chọn thép As chọn μ chọn m mm mm kN.m mm 2 Lớp 1 Lớp 2 mm 2 %

7.3.1 Tính toán cấu kiện bê tông cốt thép chịu uốn theo nội lực giới hạn

Tính toán độ bền tiết diện của cấu kiện bê tông cốt thép chịu uốn được tiến hành theo điều kiện:

+ M là mô men do ngoại lực;

+ Mu là mô men giới hạn mà tiết diện cấu kiện có thể chịu được

Hình 7 5: Sơ đồ nội lực và biểu đồ ứng suất trong tiết diện thẳng góc

 =   =  ❖ Trường hợp 0 < xξ × h (nếu x >  R 0 R h 0 thì lấy x =  R h 0 )

Khả năng chịu uốn của cấu kiện được tính toán bởi công thức: (34 – TCVN 5574 – 2018)

Trường hợp đặt cốt thép đối xứng, khi R A = R A s s sc ' s , thì giá trị Мu được xác định theo công thứ:

Nếu chiều cao vùng chịu nén x được tính không kể đến cốt thép chịu nén ( A s ' =0) mà nhỏ hơn 2a’ thì trong công thức (39) thay giá trị a’ bằng giá trị x/2

7.3.2 Kiểm tra khả năng chịu cắt tiết diện nghiêng

Hình 7 6: Sơ đồ nội lực khi tính toán cấu kiện bê tông cốt thép theo tiết diện nghiêng chịu tác dụng của lực cắt Chọn thộp đai ỉ8 cho dầm w 185.15 185.25 370.4 b s

− Q là lực cắt trên tiết diện nghiêng với chiều dài hình chiếu C lên trục dọc cấu kiện, được xác định do tất cả các ngoại lực nằm ở một phía của tiết diện nghiêng đang xét Khi đó, cần kể đến tác dụng nguy hiểm nhất của tải trọng trong phạm vi tiết diện nghiêng

− Qb là lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

Và Qb phải thỏa điều kiện: 0.5R bh bt 0 Q b 2.5R bh bt 0

b2 là hệ số, kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc, lực bám dính và đặc điểm trạng thái ứng suất của bê tông nằm phía trên vết nứt xiên, lấy bằng 1,5

− Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng w w w 0.75 211.113 1.17 185.25 s s s

+ sw là hệ số, kể đến sự suy giảm nội lực dọc theo chiều dài hình chiếu của tiết diện nghiêng

+ qsw là lực trong cốt thép ngang trên một đơn vị chiều dài cấu kiện w w w w

=  =     → − Chiều dài hình chiếu C phải thỏa điều kiện: h 0 d7mm C 2h 0 94mm

 = + = + Để Qb,sw nhỏ nhất ta có:

1.5 1.15 0.3 0.647 0.75 211.113 10 1.17 b s b s b bt s s b bt s s dQ d Q Q dC dC q R bh

7.3.3 Tính toán cấu kiện bê tông cốt thép chỉ chịu tác dụng của mô men xoắn

❖ Tính toán độ bền của cấu kiện giữa các tiết diện không gian theo điều kiện:

T là mô men xoắn do ngoại lực trong tiết diện thẳng góc của cấu kiện

Cạnh nhỏ của tiết diện đang xét b = 0.3m

Cạnh lớn của tiết diện đang xét h = 0.7m

❖ Tính toán cấu kiện chỉ chịu mô men xoắn theo điều kiện (111) mà không cần xem xét các tiết

+ T1: là mô men xoắn trong tiết diện thẳng góc của cấu kiện

+ Tsw,1: là mô men xoắn chịu bởi cốt thép (theo phương ngang so với trục dọc cấu kiện) nằm ở biên đang xét của cấu kiện và được xác định theo công thức: w,1 w,1 1 2 s s

T =q   Z Z (112 – TCVN 5574 – 2018) δ: là hệ số, kể đến tỉ lệ các cạnh của tiết diện ngang qsw,1: là lực trong cốt thép ngang này tính trên một đơn vị chiều dài cấu kiện:

Z1 và Z2 lần lượt là chiều dài cạnh của tiết diện ngang ở biên chịu kéo đang xét của cấu kiện và chiều dài cạnh còn lại của tiết diện ngang của cấu kiện

+ Ts,1: là mô men xoắn chịu bởi cốt thép dọc nằm ở biên đang xét của cấu kiện và được xác định theo công thức:

As,1: là diện tích tiết diện cốt thép dọc nằm gần biên đang xét của cấu kiện;

Hình 7 7: Sơ đồ nội lực trong tiết diện không gian khi tính toán chịu mô men xoắn

7.3.3.1 Xét trường hợp Z 1 = b = 0.3m là cạnh ngắn, Z 2 = h = 0.7m là cạnh dài:

❖ Mô men xoắn chịu bởi cốt thép ngang: w,1 w,1 1 2 211.113 0.176 0.3 0.7 7.8 s s

+ δ là hệ số, kể đến tỉ lệ các cạnh của tiết diện ngang:

+ q sw,1: là lực trong cốt thép ngang này tính trên một đơn vị chiều dài cấu kiện: w w,1 w,1 w

❖ Mô men xoắn chịu bởi cốt thép dọc:

As,1 = 981.75 mm 2 : là diện tích tiết diện cốt thép dọc nằm ở biên đang xét

  + = + 7.3.3.2 Xét trường hợp Z 2 = b = 0.3m là cạnh ngắn, Z 1 = h = 0.7m là cạnh dài:

❖ Mô men xoắn chịu bởi cốt thép ngang: w,1 w,1 1 2 211.113 0.54 0.7 0.3 23.94 s s

+ δ là hệ số, kể đến tỉ lệ các cạnh của tiết diện ngang:

+ q sw,1: là lực trong cốt thép ngang này tính trên một đơn vị chiều dài cấu kiện: w w,1 w,1 w

❖ Mô men xoắn chịu bởi cốt thép dọc:

As,1 = 981.75 mm 2 : là diện tích tiết diện cốt thép dọc bên hông

  + = + 7.3.4 Tính toán cấu kiện bê tông chịu tác dụng đồng thời mô men uốn – xoắn

Tính toán độ bền các tiết diện không gian được tiến hành theo điều kiện:

+ T: là mô men xoắn do ngoại lực tác dụng trong tiết diện không gian

+ T 0 =T 1 =Min(128.1; 75.48)u.48kN m : là mô men xoắn giới hạn mà tiết diện không gian có thể chịu được

+ М = 258.66 (kN.m): là mô men uốn do ngoại lực tác dụng trong tiết diện thẳng góc

+ M 0 =M u 07.42kN m : là mô men uốn giới hạn mà tiết diện thẳng góc có thể chịu được

7.3.5 Tính toán cấu kiện bê tông cốt thép chịu tác dụng đồng thời mô men xoắn và lực cắt

Tính toán độ bền cấu kiện giữa các tiết diện không gian được tiến hành theo điều kiện:

+ T: là mô men xoắn trong tiết diện không gian do ngoại lực

+ T 0 =T 1 =Min(128.1; 75.48)u.48kN m : là mô men xoắn giới hạn chịu được bởi tiết diện không gian

+ Q = 234.6 (kN): là lực cắt trong tiết diện nghiêng

+ Q 0 =Q70.4kN: là lực cắt giới hạn chịu được bởi tiết diện nghiêng

7.4 Kiểm tra khả năng chịu lực của dầm DX13

Station UỐN X UỐN Y LỰC CẮT NÉN XOẮN

MX (kN.m) MY (kN.m) V (kN) N (kN) MZ (kN.m)

Tỉ số khả năng chịu uốn của cấu kiện: 258.66

Tỉ số khả năng chịu cắt của cấu kiện:

Tỉ số khả năng chịu xoắn của cấu kiện:

Tỉ số khả năng chịu uốn – xoắn của cấu kiện:

Tỉ số khả năng chịu xoắn – cắt của cấu kiện:

Kết luận: cấu kiện thỏa khả năng chịu lực.

Kết quả tính toán thép dầm tầng điển hình

Kết qua tính thép dầm xem ở PHỤ LỤC chương 7.

Yêu cầu cấu tạo

Để đảm bảo an toàn và sử dụng bình thường của kết cấu bê tông và bê tông cốt thép thì ngoài các yêu cầu tính toán, cũng cần thực hiện các yêu cầu cấu tạo về kích thước hình học và bố trí cốt thép

Các yêu cầu cấu tạo được quy định đối với các trường hợp khi mà:

− Bằng tính toán chưa đảm bảo đủ chính xác và xác định hoàn toàn về khả năng kết cấu chịu được các tải trọng và tác động bên ngoài

− Các yêu cầu cấu tạo xác định được các điều kiện biên mà trong phạm vi đó có thể sử dụng các giả thiết tính toán đã lựa chọn

− Các yêu cầu cấu tạo đảm bảo cho việc thực hiện công nghệ chế tạo kết cấu bê tông và bê tông cốt thép

7.6.1 Yêu cầu cấu tạo kháng chấn đối với cốt thép dọc

Hàm lượng cốt thép từ yêu cầu đảm bảo độ dẻo kết cấu cục bộ chịu tải trọng động đất theo Mục 5.4.3.1.2 – TCVN 9386-2012:

− Hàm lượng cốt thép vùng kéo tối thiểu dọc theo chiều dài dầm chính: min

+ fctm = 2.2(Mpa): cường độ chịu kéo trung bình của bê tông B25 ở tuổi 28 ngày được quy đổi theo tiêu chuẩn Eurocode 2

+ fyk = 400(MPa): giá trị giới hạn chảy của cốt thép CB400 – V

− Hàm lượng cốt thép  của vùng kéo không được vượt quá giá trị max: max

+ ’ = 1.659% - Hàm lượng cốt thép vùng nén của dầm

+  =  2q 0 − = 1 2 3.9 1− =6.8: Hệ số dẻo kết cấu khi uốn, với T = 2.221s  TC = 2s + sy.d = 14%: Giá trị thiết kế của biến dạng cốt thép chịu kéo tại điểm chảy dẻo

 : Giới hạn chảy thiết kế của cốt thép

= =  : là giá trị thiết kế của cường độ chịu kéo của bê tông theo [Mục 3.1.6 – EN 1992-1-1:2004]

7.6.2 Yêu cầu cấu tạo đối với cốt đai

Theo mục 5.4.3.1.2 (TCVN 9386-2012), trong các dầm kháng chấn chính, phải bố trí cốt đai thỏa các yêu cầu:

− Đường kính dbw của các thanh cốt đai (tính bằng mm) không được nhỏ hơn 6

− Khoảng cách s của các vòng đai (tính bằng mm) không được vượt quá:

Trong đó: hw - chiều cao dầm dbw = 8 (mm): đường kính thanh cốt đai dbL = 25 (mm): đường kính thanh cốt dọc nhỏ nhất

− Cốt đai đầu tiên được đặt cách tiết diện mút dầm không quá 50 mm

Hình 7 8: Cốt thép ngang trong vùng tới hạn của dầm Theo mục 10.3.4.3 (TCVN 5574 – 2018) trong các cấu kiện bê tông cốt thép mà lực cắt tính toán không thể chỉ do mỗi bê tông chịu thì cần đặt cốt thép ngang với bước cốt ngang không được vược quá: 0.5 0 0.5 630 315

Từ các yêu cầu tính toán và cấu tạo:

+ Chọn bố trớ ỉ8a100 ở vựng khỏng chấn chớnh lờn hai đầu mỳt dầm

+ Chọn bố trớ ỉ8a150 ở vựng giữa nhịp dầm

7.6.3 Yêu cầu cấu tạo đối với nút giao giữa dầm chính và dầm phụ

Theo mục 10.4.12 (TCVN 5574 – 2018) trong các nút giao các dầm cần bố trí cốt thép ngang bổ sung để chịu phản lực do dầm phụ gây ra Trong dầm chính, cốt thép này cần được bố trí trên khoảng dài bằng b + 2h, trong đó b và h là chiều rộng và chiều cao của dầm phụ, trong dầm phụ – trên đoạn dài bằng h/3 Cốt thép phải có dạng đai ôm được cốt thép dọc, để kết hợp với cốt thép yêu cầu theo tính toán tiết diện nghiêng hoặc tiết diện không gian

Hình 7 9: Bố trí cốt thép gối tựa trong vùng hai dầm giao nhau

Tính toán đoạn neo, nối cốt thép

Chiều dài neo tính toán yêu cầu của cốt thép, có kể đến giải pháp cấu tạo vùng neo của cấu kiện, được xác định theo công thức:

15 an an s cal an an s ef an s

= : là chiều dài neo cơ sở, (255 – TCVN 5574 – 2018)

+ A s và u s lần lượt là diên tích tiết diện ngang của thanh cốt thép được neo và chu vi tiết diện của nó, được xác định theo đường kính danh nghĩa của thanh cốt thép;

+ R bond =     1 2 R bt : là cường độ bám dính tính toán của cốt thép với bê tông, với giả thiết là độ bám dính này phân bố đều theo chiều dài neo

R bt là cường độ chịu kéo dọc trục tính toán của bê tông, 1 là hệ số kể đến ảnh hưởng của loại bề mặt cốt thép, 2 là hệ số kể đến ảnh hưởng của cỡ đường kính cốt thép

− A s,cal ; A s,ef : là diện tích tiết diện ngang của cốt thép lần lượt theo tính toán và theo thực tế lấy theo 10.3.5.5 – TCVN 5574 – 2018

− : là hệ số, kể đến ảnh hưởng của trạng thái ứng suất của bê tông và của cốt thép và ảnh hưởng của giải pháp cấu tạo vùng neo của cấu kiện đến chiều dài neo

Biến đổi công thức ta được:

1 2 , 1 2 4 s cal s s s s an bt s s ef bt

❖ Neo cốt thép trong vùng chịu kéo

 = 1,0 đối với các thanh cốt thép chịu kéo

1 = 2,5: đối với cốt thép cán nóng có gân và cốt thép gia công cơ nhiệt có gân

2 = 1,0: Đối với cốt thép không ứng suất trước có đường kính cốt thép ds ≤ 32 mm

❖ Neo cốt thép trong vùng chịu nén

 = 0.75 đối với các thanh cốt thép chịu kéo

1 = 2,5: đối với cốt thép cán nóng có gân và cốt thép gia công cơ nhiệt có gân

2 = 1,0: Đối với cốt thép không ứng suất trước có đường kính cốt thép ds ≤ 32 mm

Khoảng cách giữa các thanh cốt thép chịu lực được nối không được vượt quá 4ds

Khoảng cách giữa các mối nối chồng kề nhau (theo chiều rộng của cấu kiện bê tông cốt thép) không được nhỏ hơn 2ds và không nhỏ hơn 30 mm

Các mối nối cốt thép thanh chịu kéo hoặc chịu nén phải có chiều dài nối chồng không nhỏ hơn giá trị chiều dài L lap xác định theo công thức:

20 250 lap an s cal lap an s ef lap s lap

+ L 0,an là chiều dài neo cơ sở, xác định theo công thức (255 – TCVN 5574 – 2018)

+ A s,cal ; A s,ef : lấy theo 10.3.5.5 – TCVN 5574 – 2018

+ : là hệ số, kể đến ảnh hưởng của trạng thái ứng suất của cốt thép thanh, giải pháp cấu tạo của cấu kiện trong vùng nối các thanh thép, số lượng thanh thép được nối trong một tiết diện so với tổng số thanh thép trong tiết diện này, khoảng cách giữa các thanh thép được nối Biến đổi công thức ta được:

, 1 2 4 s cal s s lap an s ef bt

❖ Nối cốt thép trong vùng chịu kéo

 = 1.2: đối với các thanh cốt thép chịu kéo

1 = 2,5: đối với cốt thép cán nóng có gân và cốt thép gia công cơ nhiệt có gân

2 = 1,0: Đối với cốt thép không ứng suất trước có đường kính cốt thép ds ≤ 32 mm

❖ Nối cốt thép trong vùng chịu nén

 = 0.9: đối với các thanh cốt thép chịu kéo

1 = 2,5: đối với cốt thép cán nóng có gân và cốt thép gia công cơ nhiệt có gân

2 = 1,0: Đối với cốt thép không ứng suất trước có đường kính cốt thép ds ≤ 32 mm

THIẾT KẾ LÕI – VÁCH CÔNG TRÌNH

Tổng quan về lõi – vách

Lõi, vách bê tông cốt thép là một trong những kết cấu chịu lực quan trọng trong nhà nhiều tầng Nó kết hợp với hệ khung hoặc kết hợp với nhau tạo nên hệ kết cấu chịu lực cho công trình Tuy nhiên việc tính toán chưa đề cập cụ thể trong tiêu chuẩn thiết kế của Việt Nam Trên thế giới một số tiêu chuẩn đã đưa ra phương pháp thiết kế lõi vách: Eurocode, ACI…

Thông thường, các vách cứng dạng côngxon chịu tổ hợp nội lực sau: N, Mx, My, Qx, Qy

Do vách cứng chỉ chịu tải trọng đứng, tải trọng ngang thì tác động song song với mặt phẳng của nó nên bỏ qua khả năng chịu moment ngoài mặt phẳng Mx và lực cắt theo phương vuông góc với mặt phẳng Qy chỉ xét đến tổ hợp nội lực gồm (N, My, Qx)

Hình 8 1: Nội lực tác dụng lên vách Việc tính toán tác động đồng thời của cả mô men và lực cắt rất phức tạp và khó thực hiện được Cho nên, đến nay trong các tiêu chuẩn thiết kế vẫn tách riêng việc tính cốt dọc và cốt đai

Việc tính toán cốt thép dọc cho vách phẳng có thể sử dụng nhiều phương pháp Có thể sử dụng một số phương pháp tính vách thông dụng sau:

+ Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

+ Phương pháp giả thiết vùng biên chịu mô men

+ Phương pháp xây dựng biểu đồ tuơng tác

8.1.2 Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

Phương pháp này chia vách thành những phần tử nhỏ chịu lực kéo hoặc nén đúng tâm, ứng suất coi như phân bố đều trên mặt cắt ngang của phần tử Tính toán cốt thép cho từng phần tử sau đó kết hợp lại bố trí cho cả vách

Các giả thuyết cơ bản khi tính toán:

− Ứng suất kéo do cốt thép chịu, ứng suất nén do cả bê tông và cốt thép chịu

Bước 1: Xác định trục chính moment quán tính chính trung tâm của vách

Bước 2: Chia vách thành từng phần tử nhỏ

Chia vách thành những phần tử nhỏ Các phần tử nên có chiều dài từ 0.15L đến 0.25L

Hình 8 2: Chia vùng theo quy ước Bước 3: Xác định ứng suất trên mỗi phần tử

Do giả thuyết vật liệu đàn hồi nên ta dùng các công thức tính toán trong “Sức bền vật liệu” Bước 4: Tính ứng suất trong từng phần tử x y i i i x y

Bước 5: Tính ứng suất trong từng phần tử: w w i i

+ tw: Chiều dày của vách

+ lw: Chiều dài của vách

+ A: Diện tích mặt cắt ngang của vách

+ Ix: Moment quán tính chính trung tâm

Bước 6: Tính toán cốt thép

Tính cấu kiện chịu kéo hoặc nén đúng tâm Theo TCVN 5574 – 2018 Theo ACI 318 – 08

b = 0.9: Hệ số giảm độ bền kéo

(b: Hệ số điều kiện làm việc của bê tông)

c = 0.7: Hệ số giảm độ bền nén Bước 7: Kiểm tra hàm lượng cốt thép

Bước 8: Kiểm tra khả năng chống uốn của vách đối với moment còn lại

Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi tương tự phương pháp cách tính vách bằng cách chia tiết diện vách thành những phần tử nhỏ, sau đó tính ứng suất kéo chính và nén chính trong vách Từ ứng suất kéo chính, tính ra được diện tích cốt thép chịu kéo Ứng suất nén chính sẽ được kiểm tra với khả năng chịu nén của bê tông Tuy nhiên, việc kể đến khả năng chịu nén của cốt thép cho phép giảm tiết diện bê tông của vách

Phương pháp này đơn giản, có thể tính toán các vách cho các hình dạng phức tạp L, T, U hay tính lõi

− Giả thiết cốt thép chịu nén và chịu kéo đều đạt đến giới hạn chảy trên toàn tiết diện vách là chưa chính xác Chỉ tại những phần tử biên hai đầu vách, cốt thép có thể đạt đến giới hạn chảy, còn ở phần tử giữa vách, cốt thép chưa đạt đến giới hạn chảy

− Giả thuyết là vật liệu đàn hồi

− Coi ứng suất là đường tuyến tính trên mặt cắt tiết diện

− Đưa moment về trọng tâm tiết diện phân phối lại moment tuyết tính trên tiết diện

8.1.3 Phương pháp giả thuyết vùng biên chịu moment

Phương pháp này cho rằng cốt thép đặt tại vùng biên của hai đầu vách để thiết kế để chọn toàn bộ moment Lực dọc giả thuyết là phân bố đều trên toàn bộ tiết diện vách

− Ứng suất kéo do cốt thép chịu

− Ứng suất nén do bê tông và cốt thép chịu

Hình 8 3: Sơ đồ nội lực tác dụng lên vách đơn

Bước 1: Giả thiết chiều dài B của vùng biên chịu mô men Xét vách chịu lực dọc trục N và mô men uốn trong mặt phẳng Mx Mô men Mx tương đương với một cặp ngẫu lực đặt ở hai vùng biên của tường

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

+ Ab: Diện tích của vùng biên

+ A: Diện tích mặt cắt vách

+ Bl, Br: chiều dài trái, phải của vùng biên

Bước 3: Tính toán cốt thép

Tính toán cốt thép cấu kiện chịu kéo nén đúng tâm

❖ Nếu N i < 0 (vùng chỉ chịu kéo)

Do giả thiết ban đầu, ứng lực kéo do cốt thép chịu nên diện tích cốt thép chịu kéo được tính theo công thức sau: s i s

❖ Nếu N i > 0 (vùng chỉ chịu nén)

: hệ số giảm khả năng chịu lực do uốn dọc (hệ số uốn dọc) Xác định theo công thức thực nghiệm

 = i : bỏ qua ảnh hưởng của lực dọc  = 1

Khi 28    = gh 120:  =1.028 0.0000288−  − 2 0.0016 l0: chiều dài tính toán của vách (đối với nhà nhiều tầng: l0 = 0.7H i: bán kính quán tính của tiết diện theo phương mảnh → i = 0.288b

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép Nếu không thỏa mản thì tăng kích thước B của vùng biên Chiều dài vùng biên có giá trị lớn nhất 0,5Lw, nếu vượt quá giá trị này cần tăng bề dày tường

Bước 5: Kiểm tra phần tường còn lại giữa hai vùng biên như cấu kiện chịu nén đúng tâm, trường hợp bê tông đã đủ khả năng chịu lự thì cốt thép trong vùng này đặt cấu tạo theo hàm lượng  min m b

Bước 6: Kiểm tra khả năng chống uốn của vách đối với moment còn lại

Phương pháp này tương tự phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi, chỉ khác ở chỗ tập trung toàn bộ lượng cốt thép chịu moment ở đầu vách

Phương pháp này thích hợp với trường hợp vách có tiết diện tăng cường ở hai đầu (bố trị cột ở hai đầu vách)

Phương pháp này thiên về an toàn vì chỉ kể đến khả năng chịu moment của một phần diện tích vách vùng biên Ưu điểm, khuyết điểm tương tự phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

8.1.4 Phương pháp biểu đồ tương tác

8.1.4.1 Các giả thiết cơ bản

8.1.4.2 Thiết lập biểu đồ tương tác

− Nguyên tắc chung: dựa vào biến dạng cực hạn của bê tông vùng nén và vị trí của trục trung hoà được thể hiện qua chiều cao vùng nén x, ta có thể xác định được trạng thái ứng suất trong bê tông và cốt thép trong vách, các ứng suất này tổng hợp lại thành 1 lực dọc và

1 mô men tại trọng tâm hình học của vách, chính là 1 điểm của biểu đồ tương tác

Hình 8 4: Biểu đồ ứng suất trong bê tông, biểu đồ biến dạng, quan hệ ứng suất biến dạng của cốt thép theo tiêu chuẩn ACI318, BS 8110, AS3600

− Các điểm chính trên biểu đồ tương tác: vì biểu đồ tương tác là một đường cong, mỗi điểm trên đường cong này tương ứng với 1 vị trí của trục trung hoà trên tiết diện vách (1 giá trị của x), vì vậy việc thiết lập biểu đồ này thường được thiết lập bằng sự trợ giúp của máy tính Tuy nhiên, vẫn có thể thiết lập biểu đồ gần đúng bằng cách nối một số điểm chính bằng đoạn thẳng Có 5 điểm chính sau đây:

+ Điểm A: Không có lực dọc Nu = 0, uốn thuần túy, giao điểm với trục hoành M

+ Điểm B: Điểm cân bằng, biến dạng lớn nhất của bê tông vùng nén đạt đến biến dạng cực hạn quy ước của bê tông đồng thời biến dạng lớn nhất của cốt thép đạt đến giới hạn chảy

+ Điểm C: Điểm chịu nén, tất cả cốt thép trên tiết diện đều chịu nén (x = h)

+ Điểm D: Không mô men uốn Mu = 0, nén thuần túy, giao điểm với trục tung N

+ Bước 2: Tính toán chiều cao bê tông vùng nén quy đổi

+ Bước 3: Tính toán biến dạng của cốt thép

+ Bước 4: Tính toán ứng suất trong cốt thép

+ Bước 5: Tính toán hợp lực của vùng bê tông chịu nén và cốt thép tại trọng tâm hình học của vách

+ Bước 6: Thay đổi x và làm lại từ bước 1

Hình 8 5: Trình tự thiết lập biểu đồ tương tác

− Phương pháp này dựa trên một số giải thuyết về sự làm việc của bê tông và cốt thép để thiết lập trạng thái chịu lực giới hạn (Nu, Mu) của vách Tập hợp các trạng thái này sẽ tạo thành một đường cong liên hệ giữa lực dọc N và moment M của trạng thái giới hạn

Yêu cầu cấu tạo trong vách – lõi

❖ Theo yêu cầu kháng chấn TCVN 9386 – 2012

− Theo mục 5.4.3.4.2 (TCVN 9386 – 2012) chiều cao của vùng tới hạn hcr phía trên chân tường có thể được ước tính như dưới đây:

+ hs là chiều cao thông thuỷ tầng trong đó chân tường được xác định tại cao trình mặt móng hoặc đỉnh của các tầng hầm có vách cứng và tường bao

+ lw: là chiều dài vách cứng

− Hàm lượng cốt thép dọc trong các phần biên tường không được nhỏ hơn 0.5%

− Hàm lượng cốt thép chịu cắt tối thiểu ρw,min trong phần bụng w,min

+ f yk = 400(MPa): giá trị giới hạn chảy của cốt thép CB400 – V

+ f ck : là cường độ đặc trưng của mẫu lăng trụ lấy theo [Bảng 3.1 – EN 1992-1-1:2004] (B25 tương ứng với fck = 20Mpa)

− Cốt đai kín và đai móc có đường kính không nhỏ hơn 6mm hoặc 1/3dbL

− Khoảng cách cốt đai kín và đai móc theo phương đứng không được vược quá nhỏ hơn trong hai giá trị:

− Khoảng cách giữa các thanh cốt thép dọc không được lớn hơn:

− Khoảng cách giữa các thanh cốt thép ngang không được lớn hơn 400mm

❖ Cấu tạo vách – lõi theo TCXD 198 – 1997

− Phải đặt hai lớp lưới thép Đường kính cốt thép (kể cả cốt thép thẳng đứng và cốt thép nằm ngang) không nhỏ hơn 10mm và không nhỏ hơn 0.1b hai lớp lưới thép này phải được liên kết với nhau bằng chữ S với mật độ 4 móc /m 2

− Hàm lượng cốt thép thẳng đứng chọn 0.4%(đối với động đất yếu) và 0.6%(đối với động đất trung bình và mạnh) nhưng không lớn hơn 3.5%

− Cốt thép nằm ngang chọn không ít hơn 1/3 lượng cốt thép dọc với hàm lượng 0.25% (đối với động đát yếu) 0.4%(đối với động đất mạnh và trung bình)

− Khoảng các giữa các cốt thép chọn 200(nếu b300) và 2b / 3(nếu b>300mm) Riêng đối với động đất yếu các cốt thép nằm ngang có thể cách nhau tới 250mm

− Chiều dài nối buộc của cốt thép lấy bằng 1.5 lbo (đối với động đất yếu) và 2.0 lbo (đối với động đất trung bình và mạnh) Trong đó lbo là chiều dài neo tiêu chuẩn đối với trường hợp không có động đất, các điểm nối thép phải đặt so le

Theo mục 10.3.4.5 (TCVN 5574 – 2018) cấu tạo cốt thép đai (các thanh cốt thép ngang) trong các cấu kiện chịu nén lệch tâm dạng thanh phải sao cho các thanh cốt thép dọc (ít nhất là cách một thanh) nằm tại các vị trí uốn của cốt thép đai, còn các vị trí uốn này nằm ở khoảng cách không lớn hơn 400 mm theo chiều rộng mặt bên Khi chiều rộng mặt bên không lớn hơn 400 mm và số lượng các thanh cốt thép dọc ở mặt bên này không lớn hơn 4 thì cho phép dùng một cốt thép đai ôm tất cả các thanh cốt thép dọc

Thiết kế vách đơn

8.3.1 Xác định nội lực vách đơn P1

Qui ước: Dấu ứng suất: ứng suất âm (-): kéo, ứng suất dương (+): nén Đối với phương pháp vùng biên chịu momen thì ta chỉ xét nội lực trong mặt phẳng làm việc của vách, sinh viên tiến hành lọc lại nội lực với các tổ hợp cơ bản để dễ dàng tính toán như sau:

Bảng 8 1: Bảng nội lực vách P1

Tầng Vị trí Tên Combo P (kN) M3 (kN.m)

Pmin ULS-Combo6 Min -2698 -468.15 M3min ULS-Combo8 Min -425.1 -651.25 M3max ULS-Combo28 Max -184 888.96 14F-18F

Pmin ULS-Combo6 Min -5452.1 -384.43 M3min ULS-Combo28 Min -2861.7 -615.03 M3max ULS-Combo28 Max -2206.4 682.05 9F-13F

Pmin ULS-Combo6 Min -8141.1 -289.12 M3min ULS-Combo28 Min -4520.9 -597.57 M3max ULS-Combo28 Max -3522.2 655.86 4F-8F

Pmin ULS-Combo6 Min -11085.5 -360.48 M3min ULS-Combo28 Min -8335.9 -616.46 M3max ULS-Combo28 Max -5176.8 577.74 BF2 - 3F

Pmin ULS-Combo6 Min -13949.3 226.03 M3min ULS-Combo28 Min -9086.6 -612.11 M3max ULS-Combo28 Max -7805.9 649.61 Sinh viên trình bày cách tính vách P1 với tổ hợp Pmin cho tầng BF2 đến tầng 3F

Vách P01 có kích thước: tw = 0.4 (m), L = 1.7 (m)

Giả thiết chiều dài vùng biên: Bl,r = 0.5 (m)

Diện tích mặt cắt ngang: A b = t w B l ,r =0 4 0 5  =0 2 m , A 2 =  =t w L 0 4 1 7  =0 68 m 2

Lực kéo nén vùng biên:

→ Vùng biên bên trái chịu nén

→ Vùng biên bên phải chịu nén

Diện tích cốt thép được tính như sau:

Kiểm tra hàm lượng thép ở vùng biên

= =    (Thỏa hàm lượng cho phép)

Lực tác dụng lên vùng giữa

Kiểm tra hàm lượng thép ở vùng biên

= =    (Thỏa hàm lượng cho phép)

Kết quả tính thép vách P1 xem ở PHỤ LỤC chương 8.

8.3.2 Kiểm tra khả năng chịu lực của vách đơn P1 bằng phần mềm PROKON 3.0

Sử dụng phần mềm PROKON 3.0 để mô hình và kiểm tra khả năng chịu lực của vách theo tiêu chuẩn Eurocode 2 -2004

Hình 8 6: Mô hình tiếp diện vách từ tầng BF2 đến tầng 3F vào Prokon 3.0

❖ Kiểm tra khả năng chịu lực của vách từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 7: Thông số đầu vào

106 Hình 8 8: Nội lực vách từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 9: Kết quả tính toán từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 10: Biểu đồ tương tác 3D từ tầng BF2 đến tầng 3F

Kết quả: Tất cả các trường hợp tải trọng ở tầng BF2 đến tầng 3F đều nằm trong vùng an toàn

Qua kết quả kiểm tra, ta thấy tổ hợp nguy hiểm nhất là tổ hợp BF2/P1/ULS-Combo6 của vách tầng BF2

Hệ số an toàn Safety factor = 1.2 (Cấu kiện đảm bảo khi hệ số an toàn ≥ 1)

Hình 8 11: Mặt cắt trục N, M trong biểu đồ tương tác kiểm tra với cặp nội lực nguy hiểm nhất (BF2/P1/ULS-Combo6 Top)

❖ Kiểm tra khả năng chịu lực của vách từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 12: Mô hình tiếp diện vách từ tầng 4F đến tầng MF vào Prokon 3.0

109 Hình 8 13: Thông số vật liệu từ tầng 4F đến tầng MF

Hình 8 14: Nội lực từ tầng 4F đến tầng MF

Hình 8 15: Kết quả tính toán từ tầng 4F đến tầng MF

Hình 8 16: Biểu đồ tương tác 3D từ tầng 4F đến tầng MF

Kết quả: Tất cả các trường hợp tải trọng ở tầng 4F đến tầng MF đều nằm trong vùng an toàn

Qua kết quả kiểm tra, ta thấy tổ hợp nguy hiểm nhất là tổ hợp 4F/P1/ULS-Combo6 Bottom của vách tầng 4F

Hệ số an toàn Safety factor = 1.36 (Cấu kiện đảm bảo khi hệ số an toàn ≥ 1)

(Safety factor = Khả năng chịu lực/Nội lực tính toán)

Hình 8 17: Mặt cắt trục N, M trong biểu đồ tương tác kiểm tra với cặp nội lực nguy hiểm nhất (4F/P1/ULS-Combo6 Bottom)

8.3.3 Kiểm tra khả năng chịu lực của vách P1 trong etabs 2016 theo tiêu chuẩn Eurocode 2 – 2004

Hình 8 18: Khai báo tiếp diện vách vào Etabs 2016

Hình 8 19: Biểu đồ tương tác của tiếp diện vách P1

Hình 8 20: Kết quả kiểm tra vách P1 tầng BF2 trong Etabs 2016

Kết luận: vách đủ khả năng chịu lực (hệ số an toàn 0.889 < 1)

(D/C = Nội lực tính toán /Khả năng chịu lực)

Hình 8 21: Kết quả kiểm tra vách P1 tầng 4F trong Etabs 2016 Kết luận: vách đủ khả năng chịu lực (hệ số an toàn 0.753 < 1)

Vậy sử dụng biểu đồ tương tác phản ánh đúng khả năng chịu lực của vách hơn so với phương pháp vùng biên chịu moment Vì phương pháp dùng biểu đồ tương tác đánh giá được khả năng chịu lực của vách theo 2 phương, còn phương pháp vùng biên chịu moment thì chỉ đánh giá khả năng chịu lực của vách theo 1 phương làm việc của vách

Sai lệch hàm lượng thép giữa sử dụng biểu đồ tương tác với vùng biên chịu moment là 66.51%

Sai lệch hệ số an toàn giữa phần mềm PROKON 3.0 với ETABS 2016 là 2.35%

8.3.5 Kiểm tra khả năng chịu cắt của vách P1

Thép ngang được thiết kế bằng cách chọn và thực hiện bài toán kiểm tra Dựa vào cấu tạo thộp ngang theo yờu cầu cấu tạo đó trỡnh bày ở trờn  chọn đai ỉ10a200

114 Ảnh hưởng của ứng suất nén và kéo khi tính toán dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng và khi tính toán các tiết diện nghiêng cần được kể đến bằng hệ số  n mà vế phải của công thức

Giá trị hệ số  n lấy bằng:

=2.2 khi 0.75R MPa R MPa khi 0 R MPa

m là ứng suất nén trung bình trong bê tông do tác dụng của lực dọc, lấy dấu “dương” Đại lượng m tính bằng ứng suất trung bình trong tiết diện cấu kiện có kể đến cốt thép

F =  =b h  = m : diện tích của tiếp diện vách

t là ứng suất kéo trung bình trong bê tông do tác dụng của lực dọc, lấy dấu “dương” Cho phép xác định các đại lượng m và t mà không kể đến cốt thép khi hàm lượng cốt thép dọc không quá 3 % n 1 25.

→ Khả năng chịu lực cắt: QQ b +Q s w (89 – TCVN 5574 – 2018)

+ Q là lực cắt trên tiết diện nghiêng với chiều dài hình chiếu C lên trục dọc cấu kiện, được xác định do tất cả các ngoại lực nằm ở một phía của tiết diện nghiêng đang xét Khi đó, cần kể đến tác dụng nguy hiểm nhất của tải trọng trong phạm vi tiết diện nghiêng

+ Qb là lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

+ Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng

Hình 8 22: Cặp nội lực kểm tra khả năng chiu cắt

Tầng Pier COMB Vị trí P (kN) V2 (kN) V3 (kN)

MF P1 ULS-Combo8 Min Top -313.52 -469.8 51.31

BF2 P1 ULS-Combo11 Max Top -10483.2 -39.4 505.9

Bảng 8 2: Tiếp diện của vách P1 b (mm) h (mm) h 0 (mm) Lực cắt V(kN)

− Qb: lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

Và Qb phải thỏa điều kiện: 0.5R bh bt 0 Q b 2.5R bh bt 0

b2 là hệ số, kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc, lực bám dính và đặc điểm trạng thái ứng suất của bê tông nằm phía trên vết nứt xiên, lấy bằng 1,5

− Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng w w w 0.75 219.94 2.72 448.68 s s s

+ sw là hệ số, kể đến sự suy giảm nội lực dọc theo chiều dài hình chiếu của tiết diện nghiêng

+ Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

=  =     → − Chiều dài hình chiếu C phải thỏa điều kiện: h 0 =1.36m C 2h 0 =2.72m

 = + = + Để Qb,sw nhỏ nhất ta có:

2.72 b s b s b bt s s b bt s s dQ d Q Q dC dC q R bh

→ Vách đủ khả năng chịu cắt.

Thiết kế vách thang

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 thuộc tính Pier và Spandrel trong Etabs như sau:

Hình 8 23: Gán thuộc tính Pier và Spandrel trong Etabs

8.3.1 Chia phần tử vách thang

Hình 8 24: Phân chia phần tử vách

8.3.2 Xác định trọng tâm lõi và trọng tâm phần tử

Trọng tâm lõi được xác định trong AutoCad 2018 bằng cách tạo miền đặc bằng lệnh

Region→ dùng lệnh Massprop để xem các thông số trong đó có trọng tâm → đưa gốc tọa độ về trọng tâm lõi

Hình 8 25: Đặc trưng tiết diện lõi được xác định trong Autocad 2018

Trọng tâm phần tử xác định trong AutoCad 2018 bằng lệnh ID

Bảng 8 3: Bảng xác định kích thước và trọng tâm các phần tử

Phần tử Kích thước phần tử Tọa độ tâm phần tử b (mm) h (mm) X i (mm) Y i (mm)

8.3.3 Phân phối nội lực cho phần tử và tính toán cốt thép

Nội lực được phân phối cho các phần tử như sau:

+ Mx = M2, My = M3 : giá trị môment Pier quay theo phương trục X, Y tương ứng với trục

+ xi, yi : giá trị tọa độ trọng tâm phần tử so với trọng tâm lõi (mm)

+ Ix, Iy – momen quán tính đối với trục X, Y của lõi (mm 4 )

+ A : diện tích tiết diện của lõi (mm 2 )

+ Ai : diện tích tiết diện phần tử i (mm 2 )

+ N : lực dọc tác dụng lên phần tử thứ i (kN)

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

Sinh viên tiến hành lọc lại nội lực với các tổ hợp cơ bản để dễ dàng tính toán như sau: + Pmin, Mtương ứng

+ M2min, M3tương ứng, Ptương ứng

+ M2max, M3tương ứng, Ptương ứng

+ M3min, M2tương ứng, Ptương ứng

+ M3max, M2tương ứng, Ptương ứng

Bảng nội lực vách V1 xem ở PHỤ LỤC chương 8

Bảng tính thép vách V1 xem ở PHỤ LỤC chương 8

8.3.4 Kiểm tra khả năng chịu lực của vách bằng phương pháp biểu đồ tương tác

Sử dụng phần mềm PROKON 3.0 để mô hình và kiểm tra khả năng chịu lực của vách theo tiêu chuẩn Eurocode 2 -2004

Hình 8 26: Mô hình tiếp diện vào Prokon 3.0

8.3.4.1 Kiểm tra khả năng chịu lực của vách từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 27: Thông số đầu vào Trong đó:

Lo: chiều cao cấu kiện fck (MPa): cường độ chịu nén đặc trưng của mẫu trụ bê tông ở tuổi 28 ngày fy (MPa): giới hạn chảy danh nghĩa của thép Thép CB400V có fy = 400 MPa

Es (GPa): mô đun đàn hồi của thép Thép CB400V có Es = 200 Gpa

Rot angle: góc xoay tiết diện

Column braced: Chọn nếu tính toán cho cột có điểm giằng

Omit slenderness moments: Chọn nếu muốn bỏ qua ảnh hưởng của độ mảnh

Allow angles neutral axis: Chọn nếu cho phép tiết diện xoay theo trục trung hòa

End conditions: điều kiện liên kết

Fully Fixed -Ngàm; Partially Fixed-Bán ngàm; Pinned-Khớp; Free-Tự do

Tính toán cho cấu kiện trong khung nhà cao tầng thì chọn điều kiện liên kết 2 đầu là “Fully Fixed“

Effective length factor: hệ số ảnh hưởng theo chiều cao cấu kiện

Building inclination (rad.): độ nghiêng của kết cấu công trình (để mặc định)

Eff creep ratio to 5.8.4: hệ số từ biến của vật liệu (để mặc định)

Errors: bảng thông báo khi phát hiện lỗi trong quá trình khai báo

Hình 8 28: Nội lực trong vách V1 từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 29: Kết quả tính toán từ tầng BF2 đến tầng 3F

Hình 8 30: Biểu đồ tương tác 3D từ tầng BF2 đến tầng 3F

Kết quả: Tất cả các trường hợp tải trọng ở tầng BF2 đến tầng 3F đều nằm trong vùng an toàn

Qua kết quả kiểm tra, ta thấy tổ hợp nguy hiểm nhất là tổ hợp BF2/V1/ULS-Combo8 Bottom của vách tầng 4F

Hệ số an toàn Safety factor = 1.5 (Cấu kiện đảm bảo khi hệ số an toàn ≥ 1)

(Safety factor = Khả năng chịu lực/Nội lực tính toán)

Hình 8 31: Xác định trục trung hòa vách

Hình 8 32: Mặt cắt trục N, M trong biểu đồ tương tác kiểm tra với cặp nội lực nguy hiểm nhất (BF2/V1/ULS-Combo8 Bottom)

8.3.4.2 Kiểm tra khả năng chịu lực của vách từ tầng 4F đến tầng MF

Hình 8 33: Thông số đầu vào

Hình 8 34: Nội lực vách V1 từ tầng 4F đến tầng MF

Hình 8 35: Kết quả tính toán từ tầng 4F đến tầng MF

Hình 8 36: Biểu đồ tương tác 3D từ tầng 4F đến tầng MF

Kết quả: Tất cả các trường hợp tải trọng ở tầng 4F đến tầng MF đều nằm trong vùng an toàn

Qua kết quả kiểm tra, ta thấy tổ hợp nguy hiểm nhất là tổ hợp 4F/V1/ULS-Combo6 Bottom của vách tầng 4F

Hệ số an toàn Safety factor = 1.7 (Cấu kiện đảm bảo khi hệ số an toàn ≥ 1)

(Safety factor = Khả năng chịu lực/Nội lực tính toán)

Hình 8 37: Mặt cắt trục N, M trong biểu đồ tương tác kiểm tra với cặp nội lực nguy hiểm nhất (4F/V1/ULS-Combo6 Bottom)

8.3.5 Kiểm tra khả năng chịu lực của vách bằng Etabs 2016 theo Eurocode 2

Hình 8 38: Khai báo tiếp diện vách vào trong etabs 2016

Hình 8 39: Biểu đồ tương tác của tiếp diện vách V1

125 Hình 8 40: Kết quả kiểm tra vách V1 tầng BF2 trong Etabs 2016

Kết luận: vách đủ khả năng chịu lực (hệ số an toàn 0.468 < 1)

(D/C = Nội lực tính toán /Khả năng chịu lực)

Hình 8 41: Kết quả kiểm tra vách V1 tầng 4F trong Etabs 2016 Kết luận: vách đủ khả năng chịu lực (hệ số an toàn 0.563 < 1)

8.3.6 Kiểm tra khả năng chịu cắt của vách

Thép ngang được thiết kế bằng cách chọn và thực hiện bài toán kiểm tra Dựa vào cấu tạo thộp ngang theo yờu cầu cấu tạo đó trỡnh bày ở trờn  chọn đai ỉ10a200 Ảnh hưởng của ứng suất nén và kéo khi tính toán dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng và khi tính toán các tiết diện nghiêng cần được kể đến bằng hệ số n mà vế phải của công thức

Giá trị hệ số n lấy bằng:

=0.97 khi 0.75R MPa R MPa khi 0 R MPa

m là ứng suất nén trung bình trong bê tông do tác dụng của lực dọc, lấy dấu “dương” Đại lượng m tính bằng ứng suất trung bình trong tiết diện cấu kiện có kể đến cốt thép

F =  =b h m : diện tích của tiếp diện vách

t là ứng suất kéo trung bình trong bê tông do tác dụng của lực dọc, lấy dấu “dương” Cho phép xác định các đại lượng m và t mà không kể đến cốt thép khi hàm lượng cốt thép dọc không quá 3 % n 1 25.

→ 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 b +Q s w (89 – TCVN 5574 – 2018)

+ Q là lực cắt trên tiết diện nghiêng với chiều dài hình chiếu C lên trục dọc cấu kiện, được xác định do tất cả các ngoại lực nằm ở một phía của tiết diện nghiêng đang xét Khi đó, cần kể đến tác dụng nguy hiểm nhất của tải trọng trong phạm vi tiết diện nghiêng

+ Qb là lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

+ Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng

Hình 8 42: Cặp nội lực kểm tra khả năng chiu cắt

Tầng Pier COMB Vị trí P (kN) V2 (kN) V3 (kN)

GF V1 ULS-Combo28 Min Top -32560.2 -5024.26 -1315.1

GF V1 ULS-Combo3 Min Top -36609.72 -1241.9 -2217.2

Bảng 8 4: Tiếp diện của vách theo phương X, Y

Lực cắt theo phương b (mm) h (mm) h 0 (mm) Lực cắt V(kN)

8.3.5.1 Kiểm tra khả năng chịu cắt của vách theo phương Y

− Qb: lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

Và Qb phải thỏa điều kiện: 0.5R bh bt 0 Q b 2.5R bh bt 0

b2 là hệ số, kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc, lực bám dính và đặc điểm trạng thái ứng suất của bê tông nằm phía trên vết nứt xiên, lấy bằng 1,5

− Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng w,1 w w w,2 w w

+ sw là hệ số, kể đến sự suy giảm nội lực dọc theo chiều dài hình chiếu của tiết diện nghiêng

+ Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

=  =     → − Chiều dài hình chiếu C phải thỏa điều kiện: 0 1 0

 = + = + Để Qb,sw nhỏ nhất ta có:

7.4 , 8.99 b s b s b bt s s b bt s s b bt s s dQ d Q Q dC dC q R bh

→ Vách đủ khả năng chịu cắt theo phương Y

8.3.5.2 Kiểm tra khả năng chịu cắt của vách theo phương X

− Qb: lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

Và Qb phải thỏa điều kiện: 0.5R bh bt 0 Q b 2.5R bh bt 0

=     =     b2 là hệ số, kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc, lực bám dính và đặc điểm trạng thái ứng suất của bê tông nằm phía trên vết nứt xiên, lấy bằng 1,5

− Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng w w w 0.75 219.94 4.4 725.8 s s s

+ sw là hệ số, kể đến sự suy giảm nội lực dọc theo chiều dài hình chiếu của tiết diện nghiêng

+ Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

=  =     → − Chiều dài hình chiếu C phải thỏa điều kiện: h 0 =2.48m C 2h 0 =4.96m

 = + = + Để Qb,sw nhỏ nhất ta có:

4.4 b s b s b bt s s b bt s s dQ d Q Q dC dC q R bh

→ Vách đủ khả năng chịu cắt theo phương X

THIẾT KẾ KHUNG CHO CÔNG TRÌNH

Xây dựng mô hình khung không gian

Hình 9 1: Mô hình 3D trong phần mềm Etabs

132 Hình 9 2: Mặt cắt khung trục 3

Khung trục 3 có các cột C1, C5, C45, C68, C75, và dầm B5, B19, B44, B125, B161, B215, B276, B292 Sau khi kiểm tra chuyển vị đỉnh và ổn định tổng thể ta chọn lại tiết diện cột như sau :

Bảng 9 1: Tiếp diện cột trong khung trục 3

C1 C5 C45 C68 C75 b (mm) h (mm) b (mm) h (mm) b (mm) h (mm) b (mm) h (mm) b (mm) h (mm)

Hình 9 3: Mặt cắt khung trục C Khung trục C có các cột C41, C43, C45, C48, C50, C52 và dầm B172, B173, B175, B177, B179, B181, B182, B184, B186, B188, B190 Sau khi kiểm tra chuyển vị đỉnh và ổn định tổng thể ta chọn lại tiết diện cột như sau :

Bảng 9 2: Tiếp diện cột trong khung trục C

C41 C43 C45 b (mm) h (mm) b (mm) h (mm) b (mm) h (mm)

Tầng C48 C50 C52 b (mm) h (mm) b (mm) h (mm) b (mm) h (mm)

Yêu cầu cấu tạo kháng chấn trong cột

9.2.1 Yêu cầu về cốt dọc

Tổng hàm lượng cốt thép dọc ρ1 không được nhỏ hơn 1% và không được vượt quá 4% Trong các tiết diện ngang đối xứng cần bố trí cốt thép đối xứng (ρ = ρ’)

Phải bố trí ít nhất một thanh trung gian giữa các thanh thép ở góc dọc theo mỗi mặt cột để bảo đảm tính toàn vẹn của nút dầm-cột

Theo mục 10.3.2 và mục 10.3.3 của TCVN 5574 – 2018 thì khoảng cách giữa các thanh thép dọc là: 50mm s 400mm

9.2.2 Yêu cầu về cốt đai

− Các vùng trong khoảng cách lcr kể từ cả hai tiết diện đầu mút của cột kháng chấn chính phải được xem như là các vùng tới hạn

− Chiều dài của vùng tới hạn lcr (tính bằng mét) đối với cấp dẻo trung bình có thể được tính toán từ biểu thức sau đây:

  cr ax c ; cl / 6;0.45 l =m h l (Mục 5.4.3.2.2 TCVN 9386 – 2012)

+ hc là kích thước lớn nhất tiết diện ngang của cột (tính bằng mét)

+ lcl là chiều dài thông thuỷ của cột (tính bằng mét)

− Nếu lcl/ hc < 3, toàn bộ chiều cao của cột kháng chấn chính phải được xem như là một vùng tới hạn và phải được đặt cốt thép theo qui định

Bảng chiều dài tới hạn của các cọc xem ở PHỤ LỤC chương 9

− Theo mục 5.4.3.2.2 (TCVN 9386 – 2012) khoảng cách s giữa các vòng đai (tính bằng milimét) không được vượt quá:

+ b 0 là kích thước tối thiểu của lõi bêtông (tính tới đường trục của cốt thép đai) (tính bằng milimét) Với tiết diện cột nhỏ nhất trong khung trục 3 là 500mm x 500mm

+ d bL là đường kính tối thiểu của các thanh cốt thép dọc (tính bằng mi li mét)

− Khoảng cách giữa các thanh cốt thép dọc cạnh nhau được cố định bằng cốt đai kín và đai móc không được vượt quá 200 mm, tuân theo EN1992-1-1:2004, 9.5.3(6)

Hình 7 10: Sự bó lõi bê tông

− Cốt thép đai cột tại vùng nối cốt thép

Chiều dài đoạn nối L1 = 37d = 3725 = 925 mm chọn L1 = 1000 mm

Mục 5.6.3 (TCVN 9386 – 2012) khoảng cách giữa các vùng đai (tính bằng mm):

Trong đó: h: bề rộng nhỏ nhất của tiếp diện ngang (tính bằng mm)

Hình 7 11: Quy định cách thức bố trí cốt thép trong cột

Tính toán cốt thép dầm trong khung

9.3.1 Tính dầm trong khung trục 3

9.3.1.1 Nội lực trong dầm khung trục 3

Hình 9 4: Biểu đồ momen M (ULS – Combao) khung trục 3

138 Hình 9 5: Biểu đồ lực cắt Q (ULS – Combao) khung trục 3

9.3.1.2 Tính toán cốt thép dầm trong khung trục 3

Hàm lượng cốt thép theo TCVN 5574 – 2018

 =    =   =   Hàm lượng cốt thép từ yêu cầu đảm bảo độ dẻo kết cấu cục bộ chịu tải trọng động đất theo Mục 5.4.3.1.2 – TCVN 9386-2012:

− Hàm lượng cốt thép vùng kéo tối thiểu dọc theo chiều dài dầm chính: min

+ fctm = 2.6(Mpa): cường độ chịu kéo trung bình của bê tông B30 ở tuổi 28 ngày được quy đổi theo tiêu chuẩn Eurocode 2

+ fyk = 400(MPa): giá trị giới hạn chảy của cốt thép CB400 – V

− Hàm lượng cốt thép  của vùng kéo không được vượt quá giá trị max: max

+ ’ : Hàm lượng cốt thép vùng nén của dầm

+  =  2q 0 − = 1 2 3.9 1− =6.8: Hệ số dẻo kết cấu khi uốn, với T = 2.203s  TC = 2s + sy.d: Giá trị thiết kế của biến dạng cốt thép chịu kéo tại điểm chảy dẻo

 : Giới hạn chảy thiết kế của cốt thép

 : là giá trị thiết kế của cường độ chịu kéo của bê tông theo [Mục 3.1.6 – EN 1992-1-1:2004]

→ Tại tiết diện bất kỳ của dầm, hàm lượn cốt thép chịu kéo phải thõa mãn: min 0.325% max 2.59%

 =    → Tính điển hình một dầm B215 các dầm còn lại sinh viên lập bảng để tính

❖ Momem tại nhịp M = 100.8 kN.m (tại vị trí 2.91m của dầm B215)

❖ Momem tại gối M = 160.41 kN.m (tại vị trí 6.15m của dầm B215)

Bảng tính thép dầm khung trục C và trục 3 xem ở PHỤ LỤC chương 9

9.3.2.1 Nội lực dầm trong khung trục C

Hình 9 6: Biểu đồ momen M (ULS – Combao) khung trục C

142 Hình 9 7: Biểu đồ lực cắt Q (ULS – Combao) khung trục C

9.3.2.2 Tính toán cốt thép dầm trong khung trục C.

Tính toán cốt thép cột trong khung

9.4.1 Kết quả phân tích nội lực

Sinh viên tiến hành lọc lại nội lực với các tổ hợp cơ bản để dễ dàng tính toán như sau: + Pmin, Mtương ứng

+ M2min, M3tương ứng, Ptương ứng

+ M2max, M3tương ứng, Ptương ứng

+ M3min, M2tương ứng, Ptương ứng

+ M3max, M2tương ứng, Ptương ứng

+ Có N, Mx và My cùng lớn

Trong 6 trường hợp trên thì 5 trường hợp đầu có thể tìm được, trường hợp N và M cùng lớn là không thể xác định chính xác được Do đó trong phạm vi đồ án, sinh viên không tiến hành lọc nội lực mà sử dụng hết tất cả các cặp nội lực của 29 tổ hợp tải trọng để tính toán và chọn diện tích thép lớn nhất để bố trí

9.4.2 Tính cốt thép dọc cho cột chịu nén lệch tâm xiên

Nén lệch tâm xiên là trường hợp phổ biến trong kết cấu công trình

Khi thiết kế thường sử dụng 1 trong 3 phương pháp sau:

− Phương pháp 1: Tính riêng cho từng trường hợp lệch tâm phẳng và bố trí thép theo mỗi phương

− Phương pháp 2: Dùng phương pháp tính gần đúng quy đổi từ bài toán lệch tâm xiên thành bài toán lêch tâm phẳng tương đương và bố trí thép đều theo chu vi

− Phương pháp 3: Dùng biểu đồ tương tác

Trong 3 phương pháp trên thì phương pháp 1 và 2 là phương pháp tính gần đúng Còn phương pháp thử 3 là phương pháp phản ánh đúng thực tế khả năng chịu lực của cấu kiện

Tuy nhiên trong thực hành tính toán thì biểu đồ tương tác chỉ được áp dụng trong bài toán kiểm tra vì số liệu tính toán là khá lớn và tổn nhiều thời gian Phương pháp 2 được sử dụng rộng rãi hiện nay

→ Sinh viên tính toán thép cho cột lệch tâm xiên theo phương pháp 2 Cơ sở lý thuyết dựa vào quyển “Tính toán tiết diện cột bê tông cốt thép” GS.TS NGUYỄN ĐÌNH CỐNG Và kiểm tra lại bằng phương pháp biểu đồ tương tác

Hình 9 9: Nội lực nén lệch tâm xiên Ở phạm vi đồ án sinh viên sử dụng phương pháp tính gần đúng bằng cách quy đổi từ bài toán lệch tâm xiên về bài toán lệch tâm phẳng tương đương và bố trí thép rải đều theo chu vi cột

Lưu ý: theo lý thuyết tính My là moment xoay quanh trục Y và Mx là moment xoay quanh trục X, Cx và Cy lần lượt là các cạnh của tiết diện cột theo phương X và Y

❖ Xác định chiều dài tính toán L 0 (theo mục 8.1.2.4.4 – TCVN 5574 – 2018)

Cho phép lấy chiều dài tính toán L0 của cấu kiện có tiết diện ngang không đổi dọc theo chiều dài L khi có tác dụng của lực dọc như sau:

− Đối với cấu kiện hai đầu khớp: 1,0L

− Đối với cấu kiện một đầu ngàm cứng (loại trừ được sự xoay của tiết diện gối tựa) và một đầu tự do (công xôn): 2,0L

− Đối với cấu kiện một đầu khớp cố định và một đầu:

Ngàm mềm (cho phép xoay một góc hạn chế): 0,9L

− Đối với cấu kiện một đầu khớp mềm (cho phép gối tựa dịch chuyển hạn chế) và một đầu: Ngàm cứng (không xoay): 1,5L

Ngàm mềm (với góc xoay hạn chế): 2,0L

− Đối với cấu kiện hai đầu ngàm cố định:

Ngàm mềm (với góc xoay hạn chế): 0,8L

− Đối với cấu kiện hai đầu ngàm di động hạn chế:

Ngàm mềm (với góc xoay hạn chế): 1,2L

9.4.2.2 Các bước tính toán cột lệch tâm xiên

Bước 1: Kiểm tra điều kiện tính toán gần đúng cột nén lẹch tâm xiên

Với Cx và Cy lần lượt là các cạnh của tiết diện cột theo phương X và Y

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

145 Độ lệch tâm ngẫu nhiên: max ; ;10 ; max ; ;10

600 30 600 30 oy y ox x ax ay l C l C e =  mm e =  mm Độ lệch tâm tĩnh học: 1 x M x ; 1 y M y e e

= Độ lệch tâm tính toán (hệ siêu tĩnh): e ox =max(e ax ,e 1 x ); e oy =max(e ay ,e 1 y ) Độ mảnh theo 2 phương: ;

 = =  = ❖ Tính hệ số ảnh hưởng của uốn dọc:

Theo mục 7.3.2 – TCVN 5574 – 2018 khi độ mảnh của các cấu kiện l0/i  14 thì phải kể đến ảnh hưởng của uốn dọc đến khả năng chịu lực của chúng bằng cách nhân giá trị độ lệch tâm e 0 với hệ số 

Nếu  x 14 x =1 (bỏ qua ảnh hưởng của uốn dọc)

   − (kể đến ảnh hưởng của uốn dọc)

D là độ cứng của cấu kiện ở trạng thái giới hạn về độ bền, được xác định như đối với cấu kiện bê tông cốt thép, nhưng không kể đến cốt thép Cho phép tính theo công thức: b b s s s

− Еb, Es là mô đun đàn hồi lần lượt của bê tông và của cốt thép

− I, Is là mô men quán tính của diện tích tiết diện lần lượt của bê tông và của toàn bộ cốt thép dọc

− đối với trọng tâm tiết diện ngang của cấu kiện

− L: là hệ số, kể đến ảnh hưởng của thời hạn tác dụng của tải trọng:

+ M L là mô men đối với trọng tâm của thanh thép chịu kéo nhiều nhất hoặc chịu nén ít nhất

(khi toàn bộ tiết diện chịu nén) do tác dụng của toàn bộ tải trọng

+ M L1 là mô men đối với trọng tâm của thanh thép chịu kéo nhiều nhất hoặc chịu nén ít nhất (khi toàn bộ tiết diện chịu nén) do tác dụng của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn +  e là giá trị độ lệch tâm tương đối của lực dọc ( e = e 0 /h), lấy không nhỏ hơn 0,15 và không lớn hơn 1,5

Có thể tính Ncr theo công thức của Gs Nguyễn Đình Cống đề xuất :

→ Momen tăng lên khi kể đến độ lệch tâm ngẫu nhiễn và uốn dọc: M x * =N e  x ox

Cho phép giảm giá trị hệ số  để kể đến sự phân bố mô men uốn theo chiều dài cấu kiện, đặc điểm biến dạng của nó và ảnh hưởng của uốn dọc đến giá trị mô men uốn trong tiết diện tính toán bằng cách tính toán kết cấu như một hệ đàn hồi

Theo phương Y: tương tự phương X

Bước 3: Quy đổi bài toán lệch tâm xiên sang bài toán lệch tâm phẳng tương đương

Bước 4: Tính toán diện tích thép yêu cầu

= ( b = 0.85 hệ số điều kiện làm việc của bêtông khi đổ theo phương đứng)

Hệ số chuyển đổi mo

 = +  b Độ lệch tâm tính toán: o 2 e=e + −h a

 =h  → Nén lệch tâm rất bé, tính toán gần như nén đúng tâm

Hệ số uốn dọc phụ khi xét thêm nén đúng tâm: (1 ) e 0.3

Diện tích toàn bộ cốt thép tính như sau: e b b e st sc b b

 = h  và x 1  R h o → Nén lệch tâm bé, xác định chiều cao vùng chịu nén x theo công thức sau: 1 2

Diện tích toàn bộ cốt thép tính như sau: 2

 = h  và x 1  R h o → Nén lệch tâm lớn

Diện tích toàn bộ cốt thép tính như sau: ( 0.5 1 )

Bước 5: Kiểm tra hàm lượng thép

Tính hàm lượng cốt thép: t st 100% b

  A  Khi đặt thép theo chu vi thì lấy Ab là diện tích toàn bộ tiết diện

9.4.3 Tính toán chi tiết một cột điển hình

Trong thuyết minh của đồ án nên sinh viên chỉ trình bày vào bảng kết quả tính thép lớn nhất cho cột cho từng tầng Để tiện cho việc sử dụng bảng Excel, sinh viên tính toán cụ thể cho một trường hợp nội lực cho cột C68 tầng 4F (tính đại diện cho một cột)

Bảng 9 3: Bảng nội lực cột C45 tầng 4F

4F 45 -15163.3 87.6 44.1 700 1100 50 Điều kiện tính toán gần đúng cột lệch tâm xiên:

Tính toán độ ảnh hưởng của uốn dọc theo 2 phương

Chiều dài tính toán: l 0x =l 0 y = =l 0 0.8l=0.8 3150 %20 mm Độ lệch tâm ngẫu nhiên:

600 30 600 30 y y ay l C e =  mm=  = mm Độ lệch tâm tĩnh học:

= N =  Độ lệch tâm tính toán:

0 y max ay ; 1 y max 36.67;5.78 36.67 e = e e = = mm Độ mảnh theo 2 phương:

Hệ số ảnh hưởng của uốn dọc:

Theo phương X:  x 514→ x =1(bỏ qua ảnh hưởng uốn dọc)

→ Momen tăng lên do uốn dọc:

→ Momen tăng lên do uốn dọc:

Quy đổi bải toán lệch tâm xiên sang bài toán lệch tâm phẳng tương đương

C = =  C = = → Đưa về bài toán lệch tâm phẳng tương đương theo phương X

❖ Tính toán diện tích thép

= +   =b +   Độ lệch tâm tính toán: 0 51.33 1100 50 551.33

 = h = =  → Nén lệch tâm rất bé, tính toán gần như nén đúng tâm

Hệ số độ lệch tâm: 1 1

Hệ số uốn dọc khi xét them nén đúng tâm:

 = + −  = + −  Diện tích toàn bộ cốt thép:

❖ Kiểm tra hàm lượng thép

Thỏa yêu cầu kết cấu:  min =1% tt  max =4%

Thỏa yêu cầu kinh tế: 1% tt 3%

= → =  =    thỏa điều kiện về hàm lượng cốt thép hợp lý trong cột

Kết quả tính thép cột khung trục C và trụ 3 xem ở PHỤ LỤC chương 9.

9.4.4 Kiểm tra khả năng chịu lực của cột bằng biểu đồ tương tác

Sinh viên trình bày khả năng chịu lực của cột C45

Bảng 9 4: Biểu đồ tương tác của cột C45

Tầng Tiếp diện Thông số đầu vào

Hệ số an toàn Biểu đồ tương tác

Lo = 3.25m fck = 25 MPa fy = 400 MPa

Tầng Tiếp diện Thông số đầu vào

Hệ số an toàn Biểu đồ tương tác

Lo = 3.15m fck = 25 MPa fy = 400 MPa

Lo = 3.15m fck = 25 MPa fy = 400 MPa

Tầng Tiếp diện Thông số đầu vào

Hệ số an toàn Biểu đồ tương tác

Lo = 3.15m fck = 25 MPa fy = 400 MPa

Lo = 4.55m fck = 25 MPa fy = 400 MPa

Kết luận: Cột C45 đủ khả năng chịu lực.

9.4.5 Kiểm tra khả năng chịu cắt cho cột

Tính toán chi tiết khả năng chịu cắt của cột C45 tầng 10F có lực cắt lớn nhất trong cột là:

Q = 154.6 kN, P = -10243.1kN và có tiếp diện b = 600mm, h = 1000mm

Chọn đường kớnh cốt đai là ỉ8 Ảnh hưởng của ứng suất nén và kéo khi tính toán dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng và khi tính toán các tiết diện nghiêng cần được kể đến bằng hệ số  n mà vế phải của công thức

Giá trị hệ số  n lấy bằng:

=0.97 khi 0.75R MPa R MPa khi 0 R MPa

m là ứng suất nén trung bình trong bê tông do tác dụng của lực dọc, lấy dấu “dương” Đại lượng m tính bằng ứng suất trung bình trong tiết diện cấu kiện có kể đến cốt thép

F =  =b h  = m : diện tích của tiếp diện cột

t là ứng suất kéo trung bình trong bê tông do tác dụng của lực dọc, lấy dấu “dương” Cho phép xác định các đại lượng m và t mà không kể đến cốt thép khi hàm lượng cốt thép dọc không quá 3 % n 1 25.

→ Cột đủ khả năng chịu cắt khi: w b s

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ MÓNG

Tổng quan về nền móng

− Móng là cấu kiện tiếp nhận toàn bộ tải trọng của công trình, rồi truyền tải đó xuống nền sao cho cho cả móng và nền đều làm việc không vượt quá trạng thái giới hạn

− Việc tính toán nền móng phải được tiến hành với tổ hợp nội lực bất lợi nhất trong suốt quá trình sử dụng và thi công

− Việc tính toán nền móng theo biến dạng nhằm xác định kích thước móng, đảm bảo độ lún không vượt quá độ lún cho phép được tiến hành với tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn

− Việc tính toán theo cường độ nhằm đảm bảo nền không bị phá hoại do quá tải, ổn định về trượt, lật của móng Xác định chiều cao móng, cốt thép được tiến hành với tải trọng tính toán

− Việc thiết kế nền móng phải đảm bảo các tiêu chí sau:

+ Áp lực của bất cứ vùng nào trong nền đều không vượt quá khả năng chịu lực của đất (điều kiện cường độ đất nền)

+ Ứng suất trong kết cấu đều không vượt quá khả năng chịu lực trong suốt quá trình tồn tại của kết cấu (điều kiện cường độ kết cấu)

+ Chuyển vị biến dạng của kết cấu (độ lún của móng, độ lún lệch giữa các móng) được khống chế không vượt quá giá trị cho phép

+ Ảnh hưởng của việc xây dựng công trình đến các công trình lân cận được khống chế + Đảm bảo tính hợp lý của các chỉ tiêu kỹ thuật, khả năng thi công và thời gian thi công

Số liệu địa chất

Căn cứ vào kết quả khảo sát hiện trường & kết quả thí nghiệm trong phòng, địa tầng tại công trình có thể chia làm các lớp đất chính như sau:

− Lớp 1: Bùn sét, màu xám xanh - xám đen, trạng thái chảy Độ sâu của lớp 1 từ 0.0 – 19m (dày 18.4m)

− Lớp 2: Sét, màu nâu vàng - xám xanh, trạng thái dẻo cứng Độ sâu của lớp 2 từ 19 – 31.5m (dày 12.5m)

− Lớp 3: Sét pha, màu nâu vàng - xám xanh - xám tro - xám trắng, trạng thái dẻo cứng Độ sâu của lớp 3 từ 31.5 – 37m (dày 5.5m)

− Lớp 4: Sét, màu nâu vàng - xám trắng, trạng thái nửa cứng Độ sâu của lớp 4 từ 37 – 40m (dày 3m) Địa chất thủy văn: Về mặt địa chất thủy văn, mực nước ngầm xuất hiện và ổn định ở thời điểm quan trắc trong 24h ở độ sâu là - 0.7m

− Nhóm hạt thô: d > 0.05mm có % hạt > 40% – 50% (sạn, sỏi, cát)

− Nhóm hạt mịn: d < 0.05mm có % hạt < 40% – 50% (sét, bụi)

− Trạng thái đất hạt mịn

Trạng thái lỏng Trạng thái dẻo Trạng thái nửa cứng hoặc cứng

− Trạng thái đất hạt thô

Loại đất Chặt Chặt trung bình Xốp

Cát sỏi, cát thô, cát trung e < 0.55 0.55 ≤ e ≤ 0.7 e > 0.7

− Tên đất hạt min Đất cát Đất cát pha sét Đất sét pha cát Đât sét

Cát sỏi Trọng lượng các hạt lớn hơn 2 mm chiếm trên 25 %

Cát thô Trọng lượng các hạt lớn hơn 0,5 mm chiếm trên 50 %

Cát thô vừa Trọng lượng các hạt lớn hơn 0,25 mm chiếm trên 50 %

Cát mịn Trọng lượng các hạt lớn hơn 0,1 mm chiếm trên 75 % hoặc hơn

Cát bụi Trọng lượng hạt lớn hơn 0,1 mm chiếm dưới 75 %

Lớp d % hạt cát Nhóm đất Tên đất Trạng thái

32.82 Nhóm hạt mịn Sét (PI = 20.6) Trạng thái chảy

2 52.95 Nhóm hạt thô Cát bụi Chặt trung bình

3 78.43 Nhóm hạt thô Cát hạt mịn Chặt trung bình

4 28.7 Nhóm hạt mịn Sét (PI = 18.5) Trạng thái dẻo

10.2.4 Bảng tổng hợp số liệu địa chất

Bảng 10 2: Hệ số rỗng ứng với từng cấp áp lực

Bảng 10 3: Tổng hợp số liệu địa chất

Chỉ tiêu 1 2 3 4 Độ ẩm tự nhiên W% 88.29 25.45 18.76 17.67

Dung trọng tự nhiên w kN/m 3 14.2 19.4 19.7 20.8

Dung trọng đẩy nổi ’ kN/m 3 4.7 9.7 10.5 11.2 Độ bảo hòa G% 95 90 81 90 Độ rỗng n% 71 43 39 35

Chỉ số dẻo PI 20.6 18.2 11.6 18.5 Độ sệt IL 2.34 0.37 0.36 0.08

Lựa chọn giải pháp nền móng

Quy mô công trình lớn với 2 tầng hầm và 24 tầng nổi, nên có thể xét đến các giải pháp móng như sau:

Móng nông: Lớp đất ngay dưới mặt đáy tầng hầm là lớp đất yếu biến dạng lớn (bùn sét, màu xám xanh - xám đen, trạng thái chảy dày 18.4m) nên chọn phương nông trên nền đất tự nhiên cho công trình có tải trọng lớn là không khả thi

Móng sâu: có thể sử dụng phương án móng cọc ép, cọc khoan nhồi hoặc móng bè cọc Trong đồ án sinh viên tính móng bè - cọc cho công trình Đặc điểm nổi bật của móng bè - cọc là sự ảnh hưởng tương hỗ giữa đất và kết cấu móng theo bốn ảnh hưởng sau:

- Sự tương tác giữa cọc và đất

- Sự tương tác giữa cọc và cọc

- Sự tương tác giữa đất và móng bè

- Sự tương tác giữa cọc và móng bè

Hình 10 1: Ảnh hưởng tương hỗ

Sơ đồ tính móng bè - cọc: Móng bè được mô hình bằng phần tử dầm hoặc bằng phần tử tấm hoặc cả hai Móng bè liên kết với các lò xo tượng trưng cho cọc và cho đất tại các điểm nút Các lò xo tượng trưng cho cọc và đất có kể đến ảnh hưởng tương hỗ giữa bè, cọc

Hình 10 2: Sơ dồ tính Không giống như thiết kế móng cọc thông thường, cọc được thiết kế để chịu phần lớn tải trọng từ công trình, móng bè - cọc được thiết kế kể đến sự phân phối tải trọng bên trên xuống nền đất dưới bè móng và cọc

160 Ưu điểm của kết cấu móng bè - cọc là:

1) phù hợp với điều kiện địa chất khi mà lớp cuội sỏi/đá gốc ở quá sâu

2) phát huy tối đa khả năng chịu tải cùa bè móng

3) giảm giá thành xây dựng

Nghiên cứu của Phung, Poulos, và Katzenbach, cho thấy phần bè móng có thể tiếp nhận từ 30% - 60% tải trọng từ cồng trình trong điều kiện địa chất khác nhau

Một trong những yêu cầu chính khi thiết kế móng bè - cọc là phải đánh giá được sự phân phối tải trọng từ công trình lên cọc và bè Theo độ cứng, tổng tải trọng thẳng đứng của công trình Rtotal truyền vào đất thông qua áp lực tiếp xúc dưới bè Rraft và cọc Rpile Sự phân phối của tồng tải trọng công trình lên bè móng và cọc được mô tả thông qua hệ số  CPRF

, total raft pile i raft CPRF total

 CPRF : tỷ lệ tải trọng phân phối lên bè (CombinedPile - Raft Foundation CPRF)

Rpile,i: là tải tổng tải trọng truyền lên các cọc đơn trong toàn bộ đài

Rtotal: là tổng khả năng chịu tải của móng

Rraft: là tải trọng truyền lên bè

Móng bè - cọc phát huy hiệu quả thực sự trên đất tốt Cụ thể, thành phần bè tham gia chịu tải nhiều hơn nếu lớp đất tiếp xúc ngay bên dưới có sức chịu tải lớn

Theo các bài báo khoa học (“MÓNG BÈ – CỌC (CPRF) GIẢI PHÁP HIỆU QUẢ CHO THIẾT KẾ NHÀ CAO TẦNG VÀ SIÊU CAO TẦNG – Nguyễn Thanh Sơn” và “HIỆU QUẢ KINH TẾ CỦA MÓNG BÈ - CỌC – của Th.S Trần Quang Hộ” và “PHÂN TÍCH CÁC THAM SỐ ẢNH HƯỞNG CỦA HỆ CỌC VÀ ĐẤT NỀN ĐẾN CHIỀU DÀY BÈ TRONG MÓNG BÈ - CỌC – KS Cao Văn Hóa” và “TÍNH TOÁN MÓNG BÈ CỌC CÓ

KỂ ĐẾN TƯƠNG TÁC CỌC-BÈ-ĐẤT VÀ SO SÁNH VỚI KẾT QUẢ QUAN TRẮC THỰC TẾ - Nguyễn Ngọc Trúc”) thì tỷ lệ phân phối tải trọng và bè từ 10% - 60% tổng tải trọng của công trình, từ đó sinh viện chọn tỷ lệ phân phối tải trọng lên kết cấu móng bè là 0.2 20%

 = = tổng tải trọng của công trình và sao đó kiểm tra lại hệ số này bằng phần mềm Plaxis 2D.

Thông số vật liệu và sơ bộ kích thước móng bè cọc

− Vật liệu bê tông cường độ cao

+ cu = 60 Mpa: Cường độ chịu nén mẫu vuông (Cường độ nén trung bình M600)

+ Ec = 37000 Mpa: Môđun đàn hồi

+ E cp =E c  = 37000(0.56 0.006 45+  )0710MPa ( =0.56 0.006 )+ B : modul đàn hồi của bê tông tại thời điểm truyền ứng suất

− Vật liệu thép ứng lực trước

+ pu = 1670 Mpa: giới hạn bền (giới hạn kéo đức của thép)

+ py = 1419.5 Mpa (= 0.85pu): giới hạn chảy cốt thép

+ Ep = 195000 Mpa: modun đàn hồi của thép

+ Cường độ tính toán chịu nén: Rb = 17 Mpa

+ Cường độ tính toán chịu kéo: Rbt = 1.15 Mpa

+ Mô đun đàn hồi: Eb = 32500 Mpa

+ Cường độ tính toán chịu nén: Rs = 350 Mpa

+ Cường độ tính toán chịu kéo: Rsc = 350 Mpa

+ Cường độ tính toán cốt ngang: Rsw = 280 Mpa

+ Mô đun đàn hồi: Es = 200000 Mpa

10.4.2 Chọn sơ bộ kích thước cọc

− Độ sâu chôn móng D f = -11.1m tính từ cao độ ±0.00m

− Chọn sơ bộ chiều dài cọc dựa vào tiêu chí sau:

+ Mũi cọc đặt ở lớp đất có: SPT > 10, e < 1, φ > 20 0 , là lớp đất tốt

+ Mũi cọc ngàm vào cát sỏi >=1m

+ Mũi cọc không nằm trong đất các quá 2m vì khó thi công

− Dựa vào điều kiện địa chất ta chọn chiều sâu chôn cọc nằm trong vùng đất có chỉ số SPT lớn hơn N30 = 15 > 10 và e = 0.537 < 1

→ Chọn chiều dài cọc L = 28m (gồm 2 đoạn cọc, mỗi đoạn dài 14m)

− Cọc ngàm vào đài 100 (mm), đập bỏ 1 phần đầu cọc để neo thép vào đài 400 (mm) Tổng chiều dài cọc neo vào đài là 500 (mm)

− Chiều dài làm việc của cọc: L c = −L 0.5 28 0.5 27.5( ).= − = m

− Chọn cọc thiết kế là cọc ly tâm: chọn D = 500 (mm), chiều dày t = 90 mm, loại C, PHC

Hình 10 3: Mặc cắt ngang của cọc D500

10.4.3 Sơ bộ kích thước móng bè

Hình 10 4: Kích thước móng bè

Tính sức chịu tải của móng

10.5.1 Sức chịu tải của cọc ly tâm D500 (theo chỉ dẫn của TCVN 7888 – 2014)

10.5.1.1 Sức chịu tải dài hạn theo vật liệu của cọc ly tâm D500

+ pi = 0.8×1419.5 = 1135.6: Ứng suất căng ban đầu của thép chủ: pi  0.8py hoặc 0.7pu

+ py: Ứng suất chảy dẻo của thép (Mpa)

+ pu: Ứng suất kéo đứt của thép (Mpa)

= E = = : Tỷ lệ mô đun đàn hồi giữa thép và bê tông tại thời điểm truyền ứng suất

+ Ep: Mô đun đàn hồi của thép

+ Ecp: Mô đun đàn hồi của bê tông tại thời điểm truyền ứng suất

+ k: Hệ số chùng ứng suất, k = 0.025

+ Ap: Mặt cắt ngang của thép chủ (mm 2 )

+ Ac: Mặt cắt ngang của bê tông (mm 2 )

❖ Ứng suất nén ban đầu của bê tông

 =  =  ❖ Tổn thất ứng suất do co ngót

= E = + Ec: Mô đun đàn hồi của bê tông

+ s: Hệ số co ngót khô, s = 1.5x10 -4

❖ Tổn thất ứng suất do chùng ứng suất

 =   =   ❖ Ứng suất hữu hiệu còn lại sau khi chiết trừ các ứng suất tổn thất

− Ứng suất hữu hiệu trong thép chủ

 = −  −  = − − − Ứng suất hữu hiệu trong bê tông

 =  =  ❖ Tính toán sức kháng nén dọc trục của cọc

= −  = −   Đối với cọc PC có cường độ chịu nén của bê tông không thấp hơn 60Mpa, lấy  = 4 Đối với cọc PHC, NPH có cường độ chịu nén bê tông không thấp hơn 60Mpa, lấy  = 3.5

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

+ c: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong nền, lấy c = 0.8 khi cọc tựa trên nền đất dính có Sr < 0.9 và lấy c = 1.0 cho các trường hợp khác

+ cq, cf hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, trên thân cọc (bảng 10.4) + qp: cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc (bảng 10.5)

+ Ap: diện tích tiết diện ngang của cọc

+ u: chu vi tiết diện ngang thân cọc

+ fi: cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc (bảng 10.6)

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

Bảng 10 4: Bảng tra hệ số điều kiện làm việc cf

166 Bảng 10 5: Cường độ sức kháng trên thân cọc đóng (ép) qp

Bảng 10 6: Bảng tra cường độ sức kháng mũi của cọc đóng (ép) fi

− Khi xác định fi trên thân cọc phải chia từng lớp đất thành các lớp phân tố đồng nhất dày tối đa 2 m

− Trường hợp chiều sâu lớp đất và chỉ số sệt IL của đất dính có giá trị trung gian, fi được xác định bằng nội suy

− Giá trị fi đối với cát chặt lấy tăng thêm 30 % so với trị số ghi trong bảng này

− Giá trị fi của cát pha và sét pha có hệ số rỗng e < 0.5 và của sét có hệ số rỗng e < 0.6 đều lấy tăng 15 % so với trị số trong Bảng 10.6 cho chỉ số sệt bất kỳ

− Đối với đất cát pha ứng với chỉ số dẻo IP ≤ 4 và hệ số rỗng e < 0.8 sức kháng tính toán qb và fi được xác định như đối với cát bụi chặt vừa

❖ Tính sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền

− Cọc tự trên lớp 4: sét hạt mịn (IL = 0.08) → c = 1, cq = 1.1

− Diện tích tiết diện ngang của cọc: (500 2 320 2 ) 6 2

=  − Chu vi tiết diện ngang thân cọc: u=  =  d  0.5 1.571 = m

+ h = 38.6m: chiều sâu hạ cọc (từ mặt đất tự nhiên đến cao trình mũi cọc)

Tra bảng 10.5 với cọc đóng ép zm = h = 38.6m → qp = 11000 kN/m 2

(2): cao độ đầu cọc nằm ở lớp thứ i

(3): cao độ cuối cọc nằm ở lớp thứ i

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

10.5.1.3 Sức chịu tải theo cường độ đất nền

− c: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong nền, lấy c = 0.8 khi cọc tựa trên nền đất dính có Sr < 0.9 và lấy c = 1.0 cho các trường hợp khác

− cq, cf hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, trên thân cọc (bảng 10.4)

− Ap: diện tích tiết diện ngang của cọc

− u: chu vi tiết diện ngang thân cọc

− fi: cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc

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

− qp: cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc b u c p q q =c N +q N  (G2 – TCVN 10304 – 2014) + Đối với đất hạt mịn không thoát nước: qp = c u ×Nc

‣ Nc: là các hệ số sức chịu tải của đất dưới mũi cọc Đối với cọc đóng lấy Nc = 9, đối với cọc khoan nhồi lấy Nc = 6

‣ cu: lực dính không thoát nước của đất dưới mũi cọc

+ Đối với đất hạt thô dưới mũi cọc (c = 0): qp = qp ×Nq

‣ qp: ứng suất hữu hiệu theo phương đứng do đất gây ra tại cao trình mũi cọc

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

Bảng 10 7: Bảng tra k, ZL, Nq cho đất hạt thô

Có thể tra Nc và Nq theo Meyerhof 1976

 Nq Nc  Nq Nc  Nq Nc

 Nq Nc  Nq Nc  Nq Nc

Lưu ý: Giá trị qp lớn nhất chỉ tính đến độ sâu giới hạn Z L

− f i : cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc

+ Đối với đất hạt mịn: fi = ×cu,i

‣ cu,i : lực dính không thoát nước của lớp đất thứ i

‣ α: hệ số không thứ nguyên, xác định bằng đồ thị

Chú ý: Nếu không có số liệu thí nghiệm cu thì lấy theo SPT, tức cu = 6.25N N là số búa SPT + Đối với đất hạt thô: f i = k i  Vi Zi , tan a i ,

‣ ki: hệ số áp lực ngang của lớp đất thứ i (bảng 10.7)

‣ σv,zi : ứng suất pháp hiệu quả trung bình theo phương đứng của lớp đất thứ i

‣ φa,i : góc ma sát giữa đất và cọc trong lớp đất rời thứ i (cọc bê tông chọn φa,i = φi ; cọc thép φa,i = 2/3φi)

Lưu ý: Cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc trong đất hạt thô lớn nhất chỉ tính đến độ sâu giới hạn Z L (bảng 10.7)

❖ Tính sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền

− Mũi cọc nằm ở lớp sét hạt mịn: q p =c u N c

+ Đối với đất hạt mịn lớp 1

+ Đối với đất hạt thô lớp 2: f i = k i  Vi Zi , tan a i ,

‣ k i Tra theo trạng thái chặt →k i =1

+ Đối với đất hạt thô lớp 3: f i = k i  Vi Zi , tan a i ,

‣ k i Tra theo trạng thái cát chặt vừa →k i =1

+ Đối với đất hạt mịn lớp 4

− Cọc tự trên lớp 4: sét hạt mịn → c = 1, cq = 1.1

− Diện tích tiết diện ngang của cọc: ( 500 2 320 2 ) 6 2

=  − Chu vi tiết diện ngang thân cọc: u=  =  d  0.5 1.571 = m

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

10.5.1.4 Sức chịu tải theo chỉ số SPT

− Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc qp:

− Mũi cọc nằm trong đất hạt thô (đất cát):

+ qp = 300Np cho cọc đóng (ép)

+ qp = 150Np cho cọc khoan nhồi

− Mũi cọc nằm trong đất hạt mịn (đất dính):

+ qp = 9cu cho cọc đóng (ép)

+ qp = 6cu cho cọc khoan nhồi

− Cường độ sức kháng của đất trên thân cọc fi:

+ Thân cọc nằm trong lớp đất hạt thô: fsi = 3.33×Nsi

+ Thân cọc nằm trong lớp đất hạt mịn: fci = αp × fL × cui

‣ Đối với cọc đóng (ép): các hệ số αp và fL được xác định bằng cách tra đồ thị

‣ Đối với cọc khoan nhồi: hệ số fL = 1.0, còn hệ số αp được xác định bằng cách tra đồ thị

− Np: chỉ số SPT trung bình trong khoảng 4d phía dưới và 1d phía trên mũi cọc

− Nsi: chỉ số SPT trung bình của lớp đất hạt thô thứ i

− lsi: chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất hạt thô thứ i

− lci: chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất hạt mịn thứ i

− cui : lực dính không thoát nước của lớp đất hạt mịn thứ i Nếu không có số liệu từ thí nghiệm có thể xác định theo công thức cui=6.25Nci (kpa), với Nci là chỉ số SPT trong lớp đất hạt mịn thứ i (Nếu giá trị SPT N p hoặc N si lớn hơn 50 thì lấy bằng 50 để tính toán)

❖ Tính sức chịu tải của cọc theo SPT

− Cọc tự trên lớp 4: cát hạt mịn → c = 1, cq = 1.1

− Diện tích tiết diện ngang của cọc: ( 500 2 320 2 ) 6 2

=  − Chu vi tiết diện ngang thân cọc: u=  =  d  0.5 1.571 = m

− Sức chịu mũi đơn vị của cọc qp: Đất tại mũi cọc (lớp 4: sét hạt mịn) → đất sét: qp = 9cu = 96.2515 = 843.75 (kN)

− Ma sát xung quanh cọc:

(2): cao độ đầu cọc nằm ở lớp thứ i

(3): cao độ cuối cọc nằm ở lớp thứ i

(5): nhóm đất (đất hạt mịn/đất hạt thô)

(6): cường độ sức kháng của đất trên thân cọc

+ Đối với cọc đóng (ép): các hệ số  p và f L được xác định bằng cách tra đồ thị

+ Cui: lực dính không thoát nước của lớp đất hạt mịn thứ i Nếu không có số liệu từ thí nghiệm có thể xác định theo công thức cui = 6.25Ni (kPa), với Ni là chỉ số SPT trong lớp đất hạt mịn thứ i

➢ Lớp 1: đất hạt mịn: f i = p f c L ui

➢ Lớp 2: đất hạt thô: f i =3.33N i =3.33 12 9.96(kPa)

➢ Lớp 3: đất hạt thô: f i =3.33N i =3.33 13 C.29(kPa)

➢ Lớp 4: đất hạt mịn: f i = p f c L ui

→ Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu SPT:

10.5.1.5 Ứng dụng plaxis 2D để tính toán sức chịu tải của cọc

Theo mục 7.1.6 TCVN 10304 – 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế Đối với nhưng công trình, không thực hiện được việc thữ tĩnh cọc ngoài hiện trường, thì nên xác định sức chịu tải của cọc theo một số phương pháp trình bày trong 7.2, 7.3 và phụ lục G có kể đến tầm quan trọng của công trình.

Trong trường hợp có kết quả thử cọc chịu tải trọng tĩnh thì sức chịu tải của cọc phải lấy theo kết quả thử này

→ Trong đồ án sinh viên do không có kết quả thử cọc bằng nén tải trọng tĩnh, nên sinh viên ứng dụng phần mềm PLAXIS 2D để mô phỏng quá trình nén tĩnh để tìm sức chịu tải của cọc

Tính các thông số đất nền của mô hình Mohr – Coulomb xem ở mục 10.11 của đồ án này

Bảng 10 8: Tổng hợp thông số đất nền của mô hình Mohr - Coulomb (MC)

STT Đặc trưng Ký hiệu Đơn vị Lớp 1 Lớp2 Lớp 3 Lớp 4

1 Mô hình Kiểu - MC MC MC

STT Đặc trưng Ký hiệu Đơn vị Lớp 1 Lớp2 Lớp 3 Lớp 4

2 Ứng xử của đất Type - Undrained Drained Drained Undrained

5 Hệ sổ thấm đứng ky m/day 2.17 0.032 0.041 8.6410 -4

6 Hệ sổ thấm ngang kx m/day 4.34 0.064 0.082 1.72810 -3

7 Module đán hồi Eref kN/m 2 955.22 17471.83 40248.26 44057.94

12 Hệ số giảm ứng suất phần tứ tiếp xúc Rinter - 0.85 0.9 0.9 0.85

Mực nước ngầm ở mặt đất tự nhiên: +0.000m

Vật liệu cọc: mẫu vật liệu: Linear Elastic, loại tác động: Non-porous, modun đàn hồi

E ref =  kN m , hệ số poisson 0.2

Ta chọn cấp tải trọng tác dụng lên cọc là 100kN và tiếp tục tăng tải cho đến khi cọc phá hoại

Quá trình tính toán sức chịu tải của cọc

Giai đoạn 1: Thi công cọc

Giai đoạn 3: Sức chịu tải cực hạn

Xác định sức chịu tải cực hạn của cọc

Rck = (Cường độ phân bố lực A)  (Giá trị max Sum – MloadA)  Ap

10.5.1.6 Sức chịu tải thiết kế cọc ly tâm D500

Bảng 10 9: Bảng tổng hợp sức chịu tải của cọc ly tâm D500

Sức chịu tải Kết quả R c,u (kN)

Chỉ tiêu cơ lý đất nền 2945.85 Cường độ đất nền 1912.75

− Rc,k = min(Rc,u): giá trị tiêu chuẩn sức chịu tải trọng nén của cọc, được xác định từ sức chịu tải nén cực hạn (Rcu)

− γ0: là hệ số điều kiện làm việc, γ0 = 1.0 đối với cọc đơn, γ0 =1.15 trong móng nhiều cọc

− γn: là hệ số tầm quan trọng của công trình, lấy bằng 1.2, 1.15, 1.1 tương ứng với tầm quan trọng của công trình cấp I, II, III

− Trường hợp cọc treo chịu tải trọng nén trong móng cọc đài thấp có đáy đài nằm trên lớp đất tốt, cọc chống chịu nén không kể đài thấp hay đài cao lấy k = 1.4 (1.2) Riêng trường hợp móng một cọc chịu nén dưới cột, nếu là cọc đóng hoặc ép chịu tải trên 600kN, hoặc cọc khoan nhồi chịu tải trên 2500kN thì lấy k = 1.6 (1.4)

− Trường hợp cọc treo chịu tải trọng nén trong móng cọc đài cao, hoặc đài thấp có đáy đài nằm trên lớp đất biến dạng lớn, cũng như cọc treo hay cọc chống chịu tải trọng kéo trong bất cứ trường hợp móng cọc đài cao hay đài thấp, trị số k lấy phụ thuộc vào số lượng cọc trong móng như sau:

+ Móng có ít nhất 21 cọc ……… k = 1.40 (1.25)

− Trường hợp bãi cọc có trên 100 cọc, nằm dưới công trình có độ cứng lớn, độ lún giới hạn không nhỏ hơn 30 cm thì lấy k = 1.0, nếu sức chịu tải của cọc xác định bằng thí nghiệm thử tải tĩnh

− Giá trị của k trong (…) dùng cho trường hợp sức chịu tải của cọc xác định bằng thí nghiệm thử tải tĩnh tại hiện trường; giá trị ngoài (…) dùng cho trường hợp sức chịu tải của cọc xác định bằng các phương pháp khác

❖ Sức chịu tải thiết kế của cọc:

❖ Khi cọc làm việc ngắn hạn:

❖ Sức chịu tải cọc khi thi công:

10.5.1.7 Tải trọng tác dụng lên móng

Móng công trình được tính toán dựa theo giá trị nội lực nguy hiểm nhất truyền xuống chân cột, vách max

; ; ; ; tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu tu

Tính toán với cặp nội lực Pmax rồi kiểm tra với các cặp còn lại

Hình 10 6: Mặt bằng vị trí cột

Bảng tải nội lực tính toán và tiêu chuẩn tác dụng lên móng xem ở PHỤ LỤC chương 10

− Hệ số tỷ lệ phân phối tải trọng của bè là  = 20% → tỷ lệ phân phối tải trọng cho cọc là 100% - 20% = 80%

Với N = −(1 )N tt =0.8 553928.2 D3142.56 kN: Tải trọng công trình

→ Chọn n = 621 cọc bố trí đều hết công trình

+ Khoảng cách giữa tim các cọc treo đóng không mở rộng mũi tại mặt phẳng mũi cọc không được bé hơn 3d (trong đó d là đường kính cọc tròn hay cạnh cọc vuông hoặc cạnh dài của cọc có mặt cắt chữ nhật) Đối với cọc chống khoảng cách này tối thiểu là 1,5d

+ Khoảng tĩnh không giữa thân cọc khoan nhồi, cọc đóng (ép) nhồi và cọc ống cũng như giữa thành hố khoan của các cọc trụ tối thiểu bằng 1 m

+ Khoảng tĩnh không giữa các phần mở rộng mũi khi thi công trong đất dính trạng thái cứng và nửa cứng lấy bằng 0,5 m, trong các loại đất khác (trừ đá) lấy bằng 1,0 m

+ Khoảng cách giữa các cọc xiên hoặc giữa cọc xiên với cọc đứng tại đáy đài phải lấy dựa vào đặc điểm cấu tạo móng và đảm bảo được tính tin cậy khi hạ cọc xuống đất cũng như bố trí cốt thép và đổ bê tông đài cọc

Hình 10 7: Mặc bằng bố trí cọc

❖ Xét trường hợp cọc chịu tải trọng 100% tải trọng công trình khi đất dưới đài bè bị hóa lỏng khi xảy ra động đất thì bè không chịu tải trọng công trình từ phía trên truyền xuống

❖ Xét hiện tượng hóa lỏng nền

Tính lún từng điểm

Bảng 10 13: Nội lực tiêu chuẩn của cọc

Xác định tải trọng tác dụng lên đầu cọc thứ i:

Trong đó: W = Bd × Ld × D f × tb = 33.1 × 54.2 × (11.1 – 9.1) × 20 = 71760.8 kN

+ N tc : tải trọng tính toán thẳng đứng truyền xuống móng

+ W: Trọng lượng trung bình của đài và đất ở độ sâu D f

+ n: số cọc trong đài móng

+ Mx, My: mô ment xoay quanh trục x và trục y

+ xi, yi: tọa độ tim cọc theo phương x và y (lấy giá trị âm hoặc dương theo chiều dương qui ước)

10.6.1 Tính độ lún cọc đơn

Hình 10 8: Vị trí tính lún của cọc đơn Độ lún cọc đơn không mở rộng mũi được tính theo công thức:

+ P là tải trọng thẳng đứng tác dụng lên cọc

+ G: modun trược của lớp đất

+ : là hệ số xác định theo công thức:

 =     là hệ số tương ứng cọc cứng tuyệt đối (EA=)

  giống như ’ nhưng đối với trường hợp nền đồng nhất có đặc trưng

+ kn, kn1 là các hệ số được xác định theo công thức: k n = 2.82 − 3.78+ 2.18 2 , ứng với

 = G l là độ cứng tương đối của cọc, EA là độ cứng thân cọc chịu nén

+ E: là mô đun của cọc, A: là diện tích tiết diện ngang cọc

+ G1 và 1 là các đặc trưng được lấy trung bình đối với toàn bộ các lớp đất thuộc phạm vi chiều sâu hạ cọc

+ G2 và 2 được lấy trong phạm vi bằng 0,5L, từ độ sâu L đến độ sâu 1,5L kể từ đỉnh cọc với điều kiện đất dưới mũi cọc không phải là than bùn, bùn hay đất ở trạng thái chảy + Cho phép lấy mô đun trượt G = E/2(1+) bằng 0,4E (trong đó E là mô đun biến dạng của đất)

Loại đất Hệ số Poisson v

❖ Tính lún cho cọc đơn:

Kết quả phản lực đầu cọc xem ở PHỤ LỤC chương 10

− : là hệ số xác định theo công thức:

Lớp Độ sâu (m) Tên đất Hệ số Poisson 

2 19.00 – 31.50 Cát bụi, trạng thái xốp 0.3

3 31.50 – 37.00 Cát hạt mịn, trạng chặt trung bình 0.325

❖ Tính modun biến dạng E của đất

− Bước 3: Tìm hàm hồi quy  = f ( ) vo

− Bước 4: Giải phương trình f ( ) vo = vo ' ứng suất giữa lớp đất

− Bước 5: Tìm đạo hàm d ' '( vo ) d f

− Bước 6: E o ed tp _ = f '( ) vo ,E oed _ hieuchinh =E oed _ tp   m k

 là hệ số phụ thuộc vào hệ số biến dạng ngang và được lấy theo từng loại đất:

Sét 0.4 mk tra ở phụ lục A TCVN 4200 : 2012

Loại đất Trị số của các hệ số mk khi hệ số rỗng e bằng

Bảng 10 14: Modun biến dạng trung bình của đất

 = G l =    là độ cứng tương đối của cọc, EA là độ cứng thân cọc chịu nén

+ E = 37000Mpa là mô đun của cọc, A = 0.116m 2 : là diện tích tiết diện ngang cọc

=  = →  =  10.6.2 Tính độ lún cho cọc đơn tại từng vị trí khác nhau có ảnh hưởng đến nhóm cọc

+ S(Pi): độ lún của cọc đơn

+ Pi: tải trọng tác dụng của cọc thứ i

+ G1 là modun trược được lấy trung bình đối với toàn bộ các lớp đất thuộc phạm vi chiều sâu hạ cọc

+ a: khoảng cách giữa cọc thứ “i” và các cọc thứ “j”

Bảng độ lún của cọc đơn xem ở PHỤ LỤC chương 10

❖ Tính lún cho cọc đơn xét ảnh hưởng của nhóm cọc:

Bảng độ lún của cọc đơn có xét ảnh hưởng của nhóm cọc xem ở PHỤ LỤC chương 10

Kết luận: chuyển vị lớn nhất của cọc có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 3.7cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Vậy cọc thỏa điều kiện lún

10.6.3 Tính độ lún của bè tại từng vị trí có cọc Độ sâu chôn móng D f = 11.1 (m)

– Theo TCVN 9362 – 2012, độ sâu dừng tính lún đối với đất thường, tốt (E > 5 MPa) là tại vị trí có  bt  5  gl , đối với đất yếu (E ≤ 5 MPa) là tại vị trí có  bt  10  gl

→ Độ sâu dừng tính lún là tại vị trí phân tố của lớp đất có  bt  10  gl

– Áp lực tại đáy móng:

= +  = +  −  Áp lực p và hệ số rỗng e:

Lớp1 2.425 2.327 2.156 1.951 1.695 - Lớp 2 0.766 0.747 0.728 0.711 0.686 0.647 Lớp 3 0.628 0.556 0.484 0.470 0.449 0.422 Lớp 4 0.537 0.531 0.524 0.507 0.483 0.450 – Chiều dày lớp phân tố: hi < 0.2×b = 0.2×33.1 = 6.62 (m) → Chọn chiều dày lớp phân tố hi = 2 (m)

Tính toán kiểm tra điều kiện lún cho móng theo phương pháp bán không gian đàn hồi:

+ E là modun biến dạng của lớp thứ i

+ : là hệ số không thứ nguyên lấy bằng 0.8

+ hi: là chiều cao lớp thứ i

+ pi: là áp lực trung bình của lớp đất thứ i bằng nửa tổng áp lực them poz tại giới hạn trên và dưới của lớp đó xác định theo công thức C1- TCVN 9362-2012 đối với trường hợp hợp không kể đến ảnh hưởng của các móng lân cận

− Sự phân bố theo độ sâu áp lực pháp tuyến tại điểm C nào đó trong hoặc ngoài phạm vi của móng có áp lực thêm ở đáy móng p0 sẽ tìm được bằng cách dùng phương pháp điểm góc

− Trong phương pháp này áp lực P c oz theo phương thẳng đứng qua điểm C xác định bằng tổng đại số áp lực tại các điểm góc của bốn móng ảo chịu áp lực phân bố đều, theo công thức:

− Áp lực tiêu chuẩn ở độ sâu z theo phương thẳng đứng qua điểm góc của móng chữ nhật tính theo công thức:

−  : là hệ số tính đến sự thay đổi theo độ sâu của áp lực thêm trong đất và lấy theo bảng

C1 – TCVN 9362-2012, phụ thuộc vào độ sâu tương đối m = 2z/b và hình dáng của móng, đối với móng hình chữ nhật thì tùy thuộc vào tỷ số cạnh của nó n = Lm/Bm

Hình 10 9: Vị trí tính lún của móng bè Bảng 10 15: Kích thước móng tại từng điểm

Kích thước móng tại từng điểm còn lại xem ở phụ lục

Tính lún móng bè tại vị trí 5

Bảng 10 16: Tính lún của móng bè tại điểm 5

(kPa) E i (kPa) S i (cm)  bt  gl

(kPa) E i (kPa) S i (cm)  bt  gl

Tổng 36.267 Độ lún của bè và cọc tại từng điểm xem ở PHỤ LỤC chương 10

Kết luận: do móng bè đặt trên nền đất bùn nên độ lún từng điểm của bè lớn (> 10cm) mà trong khi đó móng bè lại tựa lên bãi cọc nên đồ lún từng điểm của móng bè bằng với độ lún của cọc tại từng điểm Để đảm bảo bè và cọc làm việc chung với nhau thì độ lún của bè lớn hơn độ lún của cọc

Vậy độ lún giữa bè và cọc đạt yêu cầu

10.6.4 Kiểm tra lún lệch của móng bè

Theo mục 4.6.5 – TCVN 9362 – 2012 độ lún tương đối và không đều S

 của hai móng, tức là hiệu số chuyển vị đứng của chúng chia cho khoảng cách giữa hai móng ấy không lớn hơn độ lún giới hạn tương đối S 0.001

  Độ lún tương đối của điểm 1 và điểm 15 là:

 = = Độ lún tương đối của điểm 33 và điểm 51 là:

 = = Độ lún tương đối của điểm 603 và điểm 621 là:

 = = Độ lún tương đối của điểm 33 và điểm 621 là:

 = = =  Độ lún tương đối của điểm 51 và điểm 603 là:

Vậy móng bè cọc thỏa độ lún giới hạn tương đối.

Tính và kiểm tra điều kiện ổn định dưới đáy khối móng quy ước

10.7.1 Kiểm tra ổn định của nền dưới đáy khối móng quy ước

− Từ mép ngoài cọc biên ngay dưới đài móng ta hạ một góc  cho với phương thẳng đứng, với tb

 = ,  tb : góc ma sát trung bình của các lớp đất mà cọc đi qua:

→ = − Đáy móng khối qui ước có kích thước:

− Kiểm tra ổn định nền dưới đáy móng khối qui ước: L qu B qu V.313 35.213(m)

− Sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới móng khối qui ước theo TCVN 9362:2012

II qu II f II II II tc

Chỉ tiêu Giá trị ktc 1 m1 1.2 m2 1

− Sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới móng khối qui ước theo TCVN 9362:2012

R II qu II f II II II 0 tc m m AB BD Dc h k   

❖ Áp lực tiêu chuẩn dưới đáy móng khối qui ước

Trọng lượng của móng khối qui ước:

566 9 413233 96 413800 86 n n tc x ,qu xi i i i i n n tc y ,qu yi i i i i

W tc x qu x tc qu tc y qu y tc qu e M m

− Áp lực tiêu chuẩn lớn nhất dưới đáy móng khối qui ước:

35 213 56 313 tc qu y tc x max qu qu qu qu tc qu y tc x min qu qu qu qu

13 tc tc qu tb qu qu

435 31 0 tc max II tc tb II tc min

 Thỏa điều kiện ổn định 

10.7.2 Kiểm tra độ lún cho móng bè cọc theo phương pháp khối móng quy ước Ứng suất bản thân tại đáy khối móng quy ước:

 =  =  +  +  +  Ứng suất gây lún tại đáy móng:

479.31 286.22 193.1 / tc gl P tb bt kN m

 = − = − Áp lực p và hệ số rỗng e:

Chiều dày lớp phân tố: h i 0.4B qu =0.2 34.943 7 = m

– Chia các lớp đất dưới mũi cọc thành các phân tố dày hi = 4 m

– Ta tính lún theo phương pháp cộng lún các lớp phân tố Trong mỗi lớp phân tố thứ i tính độ lún theo công thức sau:

+ : là hệ số không thứ nguyên lấy bằng 0.8

+ Ei: là module biến dạng trung bình của lớp đất thứ i

+ hi: là chiều cao lớp thứ i

+ pi: là áp lực trung bình của lớp đất thứ i bằng nửa tổng áp lực thêm poz tại giới hạn trên và dưới của lớp đó xác định theo công thức C1- TCVN 9362-2012 đối với trường hợp hợp không kể đến ảnh hưởng của các móng lân cận

– Cách tính áp lực đất phụ thêm tại tâm đáy móng: p oz =  ( p−p d )=  p o

+ pd: là áp lực thiên nhiên trong đất tại đáy móng do trọng lượng của đất phía trên (đến cao trình địa hình thiên nhiên) gây ra

+ p: là áp lực thực tế trung bình dưới đáy móng

+ po: là áp lực thẳng đứng trong đất dưới đáy móng

+  : là hệ số tính đến sự thay đổi theo độ sâu của áp lực thêm trong đất và lấy theo bảng C1 – TCVN 9362-2012, phụ thuộc vào độ sâu tương đối m = 2z/b và hình dáng của móng, đối với móng hình chữ nhật thì tùy thuộc vào tỷ số cạnh của nó n = Lm/Bm

Lưu ý: đối với móng hình tròn hoặc có hình dạng bất kỳ thì các giá trị  được lấy như móng tròn có bán kính F m r = 

– Theo TCVN 9362 - 2012, lớp đất số 4 có E > 5 MPa thì độ sâu dừng tính lún là tại vị trí phân tố của lớp đất đó có bt  5×gl và độ lún cho phép là 10 cm (Phụ lục E – TCVN

– Do đó, độ sâu dừng lún là:

= = Bảng 10 17: Tính lún khối móng quy ước

10.7.3 Kiểm tra khả năng chống xuyên thủng của bè

− F là lực xuyên thủng, F =N col i tt ( )

− u là chu vi đường bao của diện tích tiết diện ngang tính toán (xem hình bên dưới, d = ho)

− ho là chiều cao làm việc quy đổi của tiết diện, h 0 =0.5( h ox +h oy ) , hox và hoy là chiều cao làm việc của tiết diện đối với cốt thép dọc nằm theo phương các trục X và Y

− Fb,u là lực giới hạn,F b u , =R bt  u h 0 , Rbt là cường độ chịu kéo của bê tông

− Mx và My là các mô men uốn tập trung theo các trục X và Y

− Mbu,x và Mbu,y là các mô men tập trung giới hạn:

& bt by bt bx bu x bu y

= − Ibx và Iby là mô men quan tính của đường bao tính toán đối với trục đi qua trọng tâm của đường bao tính toán

− xmax và ymax là khoảng cách lớn nhất tính từ đường bao tính toán đến trọng tâm của nó

− Ibx và Iby được tính bằng tổng của mô men quán tính Ibx và Iby của các đoạn thành phần của đường bao tính toán tiết diện ngang đối với các trục trung tâm, đi qua tâm của đường bao tính toán với chiều rộng của mỗi đoạn thành phần được quy ước bằng đơn vị

Vị trí trọng tâm đường bao tính toán:

❖ Tính mô men quán tính 1 cạnh song song với trục X

❖ Tính mô men quán tính 1 cạnh song song với trục Y

Bê tông sử dụng B30: R bt =1.15(MPa R); b (MPa)

Giả thiết chiều cao móng: h = 2000mm

10.7.3.1 Xuyên thủng do cột gây ra

Vị trí N tt (kN) M x (kN.m) M y (kN.m)

Hình 10 10: Vùng bao xiêng thủng cột

& bt by bt bx bu x bu y

= + Vị trí trọng tâm O của đường bao tính toán:

1.325 bt bx bu x bt by bu y

10.7.3.2 Xuyên thủng do vách thang bộ

Vị trí N tt (kN) Mx (kN.m) My (kN.m)

Hình 10 11: Vùng bao xiêng thủng của vách V1

& bt by bt bx bu x bu y

− Vị trí trọng tâm O của đường bao tính toán:

63831.74 4.4 bt bx bu x bt by bu y

Vị trí N tt (kN) Mx (kN.m) My (kN.m)

Hình 10 12: Vùng bao xiêng thủng của vách P1

& bt by bt bx bu x bu y

− Vị trí trọng tâm O của đường bao tính toán:

15089.26 1.825 bt bx bu x bt by bu y

Vậy móng bè thỏa điều kiện xiêng thủng.

Kiểm tra sức chịu tải của cọc

TERZAGHI, 1943 đã phân tích bài toán cọc chịu tải trọng ngang là bài toán ổn định đàn hồi trên cơ sở phân tích tải biến dạng

Sức chịu tải ngang cực hạn của cọc:

− Phụ thuộc kích thước và hình dạng cọc, sức chịu tải ngang cùa đất nền và các nhân tố khác

− Các lời giải có thể tóm lược thành ba nhóm:

+ Đầu cọc ngàm hoặc tự do

+ 1.2 khớp dèo hoặc không có khớp dẻo

Hình 10 13: Mô hình đàn hồi cục bộ WINKLER Bảng 10 18: Bảng hệ số K0 = C z y/Bz

Loại đất quanh cọc Hệ số K 0 (T/m 4 )

Sét, á sét dẻo chảy, IL = [0.75 – 1] 65 - 250 50 - 200

Sét, á sét dẻo mềm, IL = [0.5 – 0.75] Á sét dẻo IL = [0 – 1]

Sét, á sét dẻo và nửa cứng, IL = [0 – 0,5] Á sét cứng, IL < 0

❖ Lời giải trục uốn của Urban được giới thiệu trong TCXD 10304 – 2014

Từ lời giải của phương trình trên ta suy ra các đại lượng cần thiết: áp lực tính toán, ( / 2) z T m

 , moment uốn Mz (T.m) lực cắt Qz (T), trong các tiếp diện của cọc như sau:

= suy ra ứng suất tác dụng lên cọc  y

Trong đó: z e : là chiều sâu tính đổi z e = bd z l e : là chiều dài cọc trong đất tính đổi l e = bd l

: là hệ số biến dạng bd 5 c b

 = E I bc: là chiều rộng quy ước của cọc Theo mục A.4 phụ lục A, TCVN 10304 – 2014, khi d  0.8m thì b c = +d 1m và khi d < 0.8m thì b c =1.5d+0.5m

Hình 10 14: Chiều rộng quy ước của cọc

❖ Lực H 0 =1;M 0 =1 ở cao trình mặt đất gây ra các chuyển vị  HH , HM , MM

Hình 10 15: Chuyển vị ngang của cọc Các chuyển vị ngang của cọc

Moment uốn và lực cắt của cọc tại cao trình mặt đất

Chuyển vị ngang y0 và gôc xoay 0, tại cao trình mặt đất

Chuyển vị của cọc ở cao trình đặt lực hoặc đáy đài

Góc xoay của cọc ở cao trình đặt lực hoặc đáy đài

❖ Ổn định nền đất xung quanh cọc Điều kiện ổn định nền đất xung quanh cọc khi có áp lực ngang do cọc chịu uốn tác động có dạng sau:

−  v ' : là ứng suất hữu hiệu theo phương thẳng đứng tại độ sâu z

−  I : là dung trong đơn vị thể tích tính toán của đât, thông kê với xác suất tin cậy 0.95

− c I ; I : là lực dính và góc ma sát trong tính toán của đất, thông kê với xác suất tin cậy 0.95

− : là hệ số bằng 0.6 cho cọc khoan nhồi và cọc ống, bằng 0.3 cho các loại cọc khác

−  1 : hệ sô bằng 1 cho mọi trường hợp trừ công trình chắn đất, chắn nước lấy bằng 0,7

−  2 : hệ số xét đến tỷ lệ ảnh hưởng của phần tải trọng thường xuyên trong tổng tải

+ Mp: moment do tải trong thường xuyên

+ Mv: moment do tải trọng tạm thời

+ n: lấy bằng 2 trừ các trường hợp sau:

Khi le < 2.5: cọc ngắn hay cọc cứng, ổn định nền theo phương ngang được kiểm tra tại độ sâu z = L và z = L/3

Khi le > 2.5: cọc dài hay cọc chịu uốn, ổn định nền theo phương ngang được kiểm tra tại độ sâu 0.85 bd z = 

Bảng 10 19: Các hệ số A0, B0, C0 để tính  HH , HM , MM

L e Cọc tựa lên đất Cọc tựa lên đá Cọc ngàm trong đá

Bảng 10 20: bảng tra các hệ số A1, B1, C1, D1, A2, B2, C2, D2

Bảng 10 21: Bảng tra hệ số A3, B3, D3, A4, B4, C4, D4

❖ Áp dụng tính toán khả năng chịu tải ngang của cọc

Bảng 10 22: nội lực và tiếp diện cọc của một cọc

STT Đặc trưng Đơn vị Giá trị

Moment quán tính tiếp diện ngang của cọc

= = =  Độ cứng tiếp diện ngang của cọc

Chiều rộng quy ước bc của cọc

Nền đất là đất sét dẻo chảy theo bảng tra có hệ số tỷ lệ K0 = 1575 kN/m 4

Tính hệ số biến dạng:

Chiều dài tính toán quy đổi của cọc nằm trong đất:

0.461 27.5 12.7 l e =  m Các chuyển vị  HH , HM , MM của cọc ở cao trình mặt đất, do các lực đơn vị H = 1, M = 1 đặt tại cao trình này

 Moment uốn và lực cắc của cọc tại cao trình đỉnh cọc

= = n + = +  Chuyển vị ngang y0 và góc xoay 0, tại cao trình đỉnh cọc

 =  +  =   − +   − =  − Chuyển vị của cọc tại cao tình đặt lực ngang H:

Bảng 10 23: Áp lực ngang tính toán của cọc z z e =

Hình 10 16: Biểu đồ áp lực ngang của đất

216 Áp lực ngang cho phép:

12.7 5 l e =  ổn định nền theo phương ngang được kiểm tra tại độ sâu:

I tg c tg kN m cos cos

Kết luận:  y z =3.403kN m/ 2    y z =9.91kN m/ 2 → Thỏa điều kiện áp lực ngang của đất

❖ Moment tính toán trong cọc M(kN.m)

Bảng 10 24: Moment tính toán của cọc

Hình 10 17: Biểu đồ moment của cọc

Xác định độ bền uốn nức thân cọc [M] (kN.m) Độ bền uốn nứt thân cọc được xác định qua mômen uốn nứt thực tế của cọc thí nghiệm theo công thức (2):

− [M]: Mômen uốn nứt thực tế, kN.m

− P: Tải trọng uốn gây nứt, kN

+ M: Mômen uốn nứt tính toán được xác định theo Bảng 1 – TCVN 7888 – 2014, kN.m

M = 103kN.m (PHC, D500 cấp tải lại A)

+ Đối với cọc PC, PHC: m=2.6 pLt D ( − =t ) 2.6 2.5 14 0.09   (0.5−0.09)=3.36, tấn + Đối với cọc NPH: m=2.6 pLt D ( − +t ) m dotcoc , tấn

− D: Đường kính ngoài thân cọc, m

Kết luận: M = 36.36 kN m    M = 103 kN m → Thỏa điều kiện kháng moment của cọc

❖ Lực cắt dọc thân cọc Q(kN)

Bảng 10 25: Lực cắt tính toán dọc thân cọc Q (kN)

Hình 10 18: Biểu đồ lực cắt dọc thân cọc

Khả năng bền cắt của cọc [Q] (kN)

  Q = 228.6 kN (Bảng 1 – TCVN 7888 – 2014) Kết luận: Q = 8.361 kN    Q = 228.6 kN → Thảo điều kiện chống cắt của cọc

Vậy cọc thỏa điều kiện chịu tải trọng ngang.

Tính và bố trí thép cho móng bè

10.8.1 Điều kiện về độ cứng

+ Es: là mô đun đất nền

+ E f : là mô đun đàn hồi của vật liệu làm móng B30, có mô đun đàn hồi là E = 32.5×10 6 kN/m 2

+ Lm: là chiều dài của móng

− Nếu t < 1 thì móng ứng xử như móng tuyệt đối cứng, nếu t > 1 thì móng ứng xử như móng mềm → t = 12.1 móng ứng sử như móng mềm

− Tính toán nội lực cho bè móng khi móng ứng xử mềm:

+ Sơ đồ tính của móng là bản trên nền đàn hồi

+ Hệ số độ cứng lò xo được xác định: K = ks×Ai, với Ailà diện tích chịu tải

+ Hệ số nền ks được xác định theo công thức của Vesic:

+ s: là hệ số poisson của đất được xác định theo công thức:

si: là hệ số poisson của lớp đất thứ i, hilà chiều dày của lớp đất thứ i k: là số lớp đất được xét trong phạm vi vùng nền tính lún

+ Mô đun Es được xác định như sau: Ứng với phương pháp tính lún là phương pháp bán không gian đàn hồi

Ei: là mô đun của lớp đất thứ i

i: là diện tích biểu đồ gây lún trong lớp đất thứ i

− Hệ số poisson của đất được xác định:

   +  +  +  − Hệ số nền ks được xác định:

− Độ cứng lò xo cọc

+ Rc,d = 984.3 kN: sức chịu tải thiết kế của cọc

+ S = 0.378 cm: độ lún trung bình của cọc đơn

− Áp lực đẩy nổi tác dụng lên đáy bè

+ h: độ sâu từ mực nước ngầm tới đáy móng

10.8.2 Mô hình móng bè cọc trong SAFE V12

Hình 10 19: Mô hình móng bè

Hình 10 20: Khai báo độ cứng lò xo và hệ số nền Gán áp lực đẩy nổi cho móng bè: DN = 105kPa

Hình 10 21: Gán lò xo và hệ số nền cho móng bè

224 Hình 10 22: Dãy Strip móng bè theo Layer A

Hình 10 23: Moment Strip móng bè theo Layer A

225 Hình 10 24: Dãy Strip móng bè theo Layer B

Hình 10 25: Moment Strip móng bè theo Layer B

Hình 10 26: Phản lực đầu cọc

10.8.3 Tính thép cho móng bè

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

Theo mục 10.3.3.3 – TCVN 5574 – 2018 trong các kết cấu bê tông cốt thép dạng thanh và bản thì khoảng cách tối đa giữa trục các thanh cốt thép dọc để đảm bảo đưa chúng vào làm việc cùng với bê tông, đảm bảo cho ứng suất và biến dạng được phân bố đều, cũng như để hạn chế chiều rộng vết nứt giữa các thanh cốt thép, trong các dầm và bản bê tông cốt thép không được lớn hơn:

+ 200 mm khi chiều cao tiết diện ngang h ≤ 150 mm

+ 1,5h và 400 mm khi chiều cao tiết diện ngang h > 150 mm

Bảng tính thép móng bè xem ở PHỤ LỤC chương 10.

Kiểm tra móng bè cọc bằng phần mềm PLAXIS 2D

10.9.1 Mô hình Mohr - Coulomb (MC)

Mô hình Mohr - Coulomb là mô hình gần đúng về mối quan hệ của đất Đây là mô hình đàn hồi - thuần dẻo dựa trên cơ sở định luật Hook kết hợp với tiêu chuẩn phá hoại Mohr - Coulomb Trong mô hình đàn hồi - thuần dẻo, biến dạng và tốc độ biến dạng được phân tích thành hai thành phần: phần đàn hồi và phần thuần dẻo Định luật Hook được sử dụng để thể hiện mối quan hệ giữa gia tăng ứng suất và biến dạng Mô hình gồm 5 thông số cơ bản: module đàn hồi E, hệ số Poison ν, lực dính của đất c, góc ma sát trong φ và góc nở của đất ψ Ưu điểm của mô hình Mohr – Coulomb (Possibilities and advantages): Simple and clear model (elastic perfectly - plastic model), First order approach of soil behaviour in genneral, Suitable for many practical applications, Limited numbers and clear parameters, Good representation of failure behaviour (drained), Dilatancy can be included

Khuyết điểm của mô hình Mohr – Coulomb (Limitations and disadvantages): Isotropic and homogenous behaviour, Linear elastic behaviour until failure, No stress – dependent stiffness, No distintion bettween primary loading and unloading or reloading, Dilatancy continues for ever (no critical void)

Mô hình gồm các thông số cơ bản:

+ E ref : Mô đun biến dạng (kN/m 2 )

+ c: Cường độ kháng cắt (kN/m 2 )

+ : Góc dãn nở của vật liệu ( 0 )

+ R int er : Hệ số giảm cường độ sức chống cắt

+ Hệ số thấm kx, ky (m/day)

10.9.2 Mô hình Hardening - Soil (HS)

Mô hình Hardening - Soil là mô hình đường đàn dẻo loại Hyperbolic Đây là mô hình đất tiên tiến sử dụng lý thuyết dẻo thay vì lý thuyết đàn hồi, có xét đến đặc tính chảy của đất và biên phá hoại Mô hình có thể mô phỏng cả sự tăng bền do ứng suất tiếp và ứng suất pháp Khi chịu tác dụng của ứng suất lệch sơ cấp, đất sẽ giảm độ cứng đồng thời phát triển biến dạng dẻo Quan hệ giữa biến dạng dọc trục và ứng suất lệch có thể được mô tả bằng một đường Hyperbol Mô hình này có thể khắc phục được nhược điểm của mô hình Mohr - Coulomb trong mô tả ứng xử của đất nền khi làm việc chịu tải - dở tải - gia tải lại Các thông số của mô hình gồm: E 50 ref module cát tuyến (secant stiffness) xác định từ thí nghiệm nén 3 trục với áp lực buồng Pref ở cấp tải bằng 50% cường độ phá hoại, E oed ref module tiếp tuyến (tangent stiffness) xác định từ thí nghiệm nén 1 trục không nở hông (Oedometer) tại mức áp lực bằng Pref, E ur ref module ở đường dỡ tải - gia tải lại (unloading - reloading), m : hệ số mũ chỉ sự phụ thuộc của module biến dạng vào trạng thái ứng suất của phần tử đất, p ref : áp lực buồng (σ3) khi thí nghiệm nén 3 trục , Plaxis lấy mặc định bằng 100kPa, K 0 NC tỉ lệ ứng suất,

 ur : hệ số poisson giai đoạn làm việc dỡ tải - gia tải lại, Plaxis lấy mặc định bằng 0.2 Tuy nhiên, hạn chế của mô hình là không giải thích được sự giảm bền do đặc tính chảy của đất Nó là mô hình tăng bền đẳng hướng, nên không mô phỏng được các bài toán tải trọng tuần hoàn và đặc tính cản chấn, cũng như đặc tính bất đẳng hướng của đất (Brinkgreve,

Thống kê số liệu địa chất theo mô hình Mohr - Coulomb (MC)

10.11.1 Modun biến dạng E ref (kN/m 2 ) Được tính toán dựa vào các thí nghiệm nén 3 trục, thí nghiệm nén cố kết hoặc thí nghiệm SPT Ở đây dựa vào thí nghiệm nén cố kết để xác định

− Bước 3: Tìm hàm hồi quy  = f ( ) vo

− Bước 4: Giải phương trình f ( ) vo = vo ' ứng suất giữa lớp đất

− Bước 5: Tìm đạo hàm d ' '( vo ) d f

− Bước 6: E o ed = f '( ) vo ,E ref =E oed   m k

+  là hệ số phụ thuộc vào hệ số biến dạng ngang và được lấy theo từng loại đất:

+ mk tra ở phụ lục A TCVN 4200 : 2012

Loại đất Trị số của các hệ số mk khi hệ số rỗng e bằng

Bảng 10 26: Ứng suất hữu hiệu trung bình của lớp đất

Bảng 10 27: Hệ số rỗng ứng với cấp áp lực

Bảng 10 28: Quan hệ giữa ứng suất và biến dạng của lớp 1

Bảng 10 29: Quan hệ giữa ứng suất và biến dạng của lớp 2

Bảng 10 30: Quan hệ giữa ứng suất và biến dạng của lớp 3

Bảng 10 31: Quan hệ giữa ứng suất và biến dạng của lớp 4

− Tìm hàm hồi quy  = f ( ) vo

− Giải phương trình f ( ) vo = tb ' ứng suất giữa lớp đất

→  = =  −  + − Tính: E o ed = f '( ) vo ,E ref =E oed m k 

❖ Tính hệ số thấm theo thí nghiệm nén cố kết

− Đối với đất dính w w (2 3) z v oed x h oed k C E k C E

+ w: trọng lượng riêng của nước

+ Cv: hệ số cố kết phụ thuộc v, lấy Cv ứng với cấp tải thí nghiệm sao cho vo (ứng suất tại giữa lớp đất)

( ) 10 2 ( / ) z k k =C  d mm s d10: đường kính hạt ứng với 10% hạt lọt qua

Giá trị Ck của Hazen

C k Loại đất Phạm vi d 10 (mm)

5 – 8 Cát cấp phối tốt và các bụi (Cu  5) 0.003 – 0.6

❖ Có thể tham khảo một số giá trị theo đề nghị của Plaxis trong tài liệu “Advanced course on Computational Geotechnics Singapore” – National University of Singapore – 23‐25 November 2011, như sau:

Cát thô vừa 10 ‐2 – 5.10 ‐3 Cát hạt nhỏ 5.10 ‐2 – 10 ‐3

Bảng 10 32: Giá trị hệ số thấm ứng với các loại nền theo Burt Look 2007

− Lớp 1: sét trạng thái chảy lấy: ( ) ( )

=  − =  − Lớp 4: sét trạng thái dẻo lấy: ( ) ( )

Bảng 10 33: Phần trăm hạt lọt qua sàn

Lớp Phần trăm hạt lọt qua sàn

Hình 10 27: Biểu đồ cấp phối hạn của lớp 2

Hình 10 28: Biểu đồ cấp phối hạn của lớp 3 Lớp 2: → d10 = 0.0075 mm

→ =  =  =  − =  Lớp Tên đất k y (m/day) k x (m/day)

1 Sét trạng thái chảy (Pt) 0.864 1.728

2 Cát bụi, trạng thái xốp 0.032 0.064

3 Cát hạt mịn, trạng chặt trung bình 0.041 0.082

4 Sét trạng thái dẻo (CL) 8.6410 -4 1.72810 -3

10.11.3 Hệ số tiếp xúc R inter

Bảng 10 34: Hệ số tiếp xúc Rinter

Hai loại vật liệu tiếp xúc R int er

Sét và bê tông 1.0 – 0.7 Đất và lưới địa kỹ thuật 1.0 Đất và vải địa kỹ thuật 0.9 – 0.5

10.11.4 Góc dãn nở của vật liệu  ( 0 )

Góc dãn nở  được tính bằng độ Đất sét xem như không có góc giản nở (   0 ) Góc nở hông của cát phụ thuộc vào tỷ trọng và góc ma sát Cát thạch anh có độ lớn   −30 0 Tuy nhiên trong hầu hết các trường hợp góc giản nở bằng 0 cho góc  30 0

10.11.5 Lực dính đơn vị c (kN/m 2 )

Lớp Độ sâu (m) Tên đất c (kN/m 2 )

2 19.00 – 31.50 Cát bụi, trạng thái xốp 29.3

3 31.50 – 37.00 Cát hạt mịn, trạng chặt trung bình 19.7

Trong đó: N60: chỉ số SPT đã hiệu chỉnh N 60 = Nc E với c E = ( 0.5  0.9 )

2 Cát bụi, trạng thái xốp 6 25 0 57’

3 Cát hạt mịn, trạng chặt trung bình 6.5 26 0 24’

Loại đất Hệ số Poisson v

Lớp Độ sâu (m) Tên đất Hệ số Poisson

2 19.00 – 31.50 Cát bụi, trạng thái xốp 0.3

Lớp Độ sâu (m) Tên đất Hệ số Poisson

3 31.50 – 37.00 Cát hạt mịn, trạng chặt trung bình 0.325

10.11.8 Tổng hợp thông số của mô hình Mohr - Coulomb (MC)

Bảng 10 36: Tổng hợp thông số đất nền của mô hình Mohr - Coulomb (MC)

STT Đặc trưng Ký hiệu Đơn vị Lớp 1 Lớp2 Lớp 3 Lớp 4

1 Mô hình Kiểu - MC MC MC

2 Ứng xử của đất Type - Undrained Drained Drained Undrained

5 Hệ sổ thấm đứng ky m/day 2.17 0.032 0.041 8.6410 -4

6 Hệ sổ thấm ngang kx m/day 4.34 0.064 0.082 1.72810 -3

7 Module đán hồi Eref kN/m 2 955.22 17471.83 40248.26 44057.94

12 Hệ số giảm ứng suất phần tứ tiếp xúc Rinter - 0.85 0.9 0.9 0.85

10.11.9 Quy đổi tiếp diện cọc

Hình 10 29:Quy đổi tiếp diện cọc

Cọ ly tâm có đường kính ngoài D = 500mm, đường kính trong d = 320mm: EI và EA xác định theo moment quán tính tương đương:

16 16 1.6 0.5 max td td td max

Trong đó: htd: là chiều dày tương đương của cọc, Lmax là khoảng cách từ tim cọc tới tim cọc

Bảng 10 37: Thông số cọc quy đổi

Type of behaviour Material type Elastic -

Poisson's ratio  0.2 - w = (γconcrete – γsoil).dreal Với: γsoil lấy bằng γunsat nếu trên mực nước ngầm, và bằng γsat nếu dưới mực nước ngầm

Trình tự thi công bè cọc

Giai đoạn 2: Đổ móng bè

Giải đoạn 4: Kiểm tra ổn định.

Mô hình Plaxis 2D

Khai báo vật liệu cho mô hình

Hình 10 30: Thông số đất của lớp 1

Hình 10 31: Thông số vật liệu của móng bè

Hình 10 32: Thông số vật liệu của cọc D500

Hình 10 33: Gán thông số vật liệu cho mô hình

Kiểm tra hệ số phân phối tải trọng của móng bè coc

10.14.1 Kiểm tra ứng suất của bè

Bảng 10 38: Ứng suất của bè

L: là chiều dài móng bè, B là bề rộng đài bè

10.14.2 Kiểm tra ứng suất cọc

10.14.2.1 Ứng suất kháng hông của cọc

Bảng 10 39: Ứng suất kháng hông của cọc

Bảng 10 40: Ứng suất kháng mũi của cọc

Diện tích mũi quy đổi (m 2 )

Tổng ứng suất của nhóm cọc:

Rhong: ứng suất kháng hông của cọc

Rmui: ứng suất kháng mũi của cọc

10.14.3 Kiểm tra độ lún khối móng quy ước

Hình 10 34: Độ lún của khối móng quy ước

242 Độ lún tính tay là S = 8.12cm Độ lún từ Plaxis là S = 4.01cm

Vậy độ lún tính bằng phương pháp tính tay an toàn hơn

Thỏa điều kiện lún của khối móng quy ước

10.14.4 Kết luận sức chịu tải của bè cọc

Phần trăm tải trọng mà bè tham gia là:

Tính tay ta giải sử bè là việc  = 20% tải trọng công trình, từ Plaxis ta tính được khả năng làm việc của bè là  = 11.5% nhỏ hơn so với phương pháp tính tay

→ Phương pháp tính tay hiên về an toàn hơn

Hình 10 35: Hệ số ổn định tổng thể (FS =2.76 >1.5) Vậy móng bè cọc thỏa điều kiện ổn định

THIẾT KẾT TƯỜNG VÂY BARRETTE

Thông số đất nền

Bảng 11 1: Thông số đất nền

STT Đặc trưng Ký hiệu Đơn vị Lớp 1 Lớp2 Lớp 3 Lớp 4

1 Mô hình Kiểu - MC MC MC

2 Ứng xử của đất Type - Undrained Drained Drained Undrained

5 Hệ sổ thấm đứng ky m/day 2.17 0.032 0.041 8.6410 -4

6 Hệ sổ thấm ngang kx m/day 4.34 0.064 0.082 1.72810 -3

7 Module đán hồi Eref kN/m 2 955.22 17471.83 40248.26 44057.94

12 Hệ số giảm ứng suất phần tứ tiếp xúc Rinter - 0.85 0.9 0.9 0.85

Thông số tường vây Barrette V800

Bảng 11 2: Thông số tường vây Barrette V800

Type of behaviour Material type Elastic -

Poisson's ratio  0.15 - w = (γconcrete – γsoil).dreal Với: γsoil lấy bằng γunsat nếu trên mực nước ngầm, và bằng γsat nếu dưới mực nước ngầm

Thông số thanh chống Shoring và Kingpost

Hệ thanh chống 2H350×350×12×19 Thép sử dụng làm thanh chống có mác CCT42 có:

+ Cường độ tính toán: f = 245 Mpa

Bảng 11 3: Thông số thanh chống 2H350×350×12×19 Đặc trưng chịu lực Ký hiệu Giá trị Đơn vị

Tính chất vật liệu Material type Linear Elastic - Độ cứng dọc trục EA 7.30410 6 kN

Bảng 11 4: Thông số thanh chống H350×350×12×19 Đặc trưng chịu lực Ký hiệu Giá trị Đơn vị

Tính chất vật liệu Material type Linear Elastic - Độ cứng dọc trục EA 3.65210 6 kN

Thông số sàn

Bảng 11 5: Thông số sàn S150 Đặc trưng chịu lực Ký hiệu Giá trị Đơn vị

Tính chất vật liệu Material type Linear Elastic - Độ cứng dọc trục EA 48.7510 5 kN

Bảng 11 6: Thông số móng bè S2000 Đặc trưng chịu lực Ký hiệu Giá trị Đơn vị

Tính chất vật liệu Material type Linear Elastic - Độ cứng dọc trục EA 6510 6 kN

Phụ tải mặt đất

Hoạt tải xung quanh hố đào được lấy bằng 15 kN/m 2 (kể đến tải trọng thi công các khu vực kho bãi vật liệu) phân bố trong phạm vi 6m và cách mép ngoài tường vây cọc barrette là 1.0 m, đặt cách mặt đất tự nhiên -1.5m.

Trình tự thi công tầng hầm

Giai đoạn 1: Gia tải và thi công tường vây

Giai đoạn 2: Hạ mực nước ngầm từ ±0.00m đến -1.50m

Giai đoạn 3: Đào đất đến cao độ -1.00m

Giai đoạn 4: Lắp hệ thanh chống 1, H350×350×12×19, tại cao độ -0.50m

Giai đoạn 5: Hạ cao độ MNN từ -2.00m đến -4.10m

Giai đoạn 6: Đào đất đến cao độ -3.60m

Giai đoạn 7: Lắp hệ thanh chống 2, 2H350×350×12×19, tại cao độ -3.00m

Giai đoạn 8: Hạ MNN từ -4.10m đến -7.10m

Giai đoạn 9: Đào đất đến cao độ -6.60m

Giai đoạn 10: Lắp hệ thanh chống 3, 2H350×350×12×19, tại cao độ -6.00m

Giai đoạn 11: Hạ MNN từ -7.10m đến -9.60m

Giai đoạn 12: Đào đất đến cao độ -9.10m

Giai đoạn 13: Lắp hệ thanh chống 4, 2H350×350×12×19, tại cao độ -8.50m

Giai đoạn 14: Hạ MNN từ -9.60m đến -11.70m

Giai đoạn 15: Đào đất đến cao độ -11.20m

Giai đoạn 16: Thi công sàn tầng hầm BF2 dày 2m tại cao độ -11.20m

Giai đoạn 17: Mực nước ngầm phục hồi

Giai đoạn 18: Tháo thanh chống 4 và 3, 2H350×350×12×19, tại cao độ -8.50m và -6.00m Giai đoạn 19: Thi công sàn tầng hầm BF1 dày 150mm tại cao độ -4.55m

Giai đoạn 20: Tháo thanh chống 2, 2H350×350×12×19, tại cao độ -3.00m

Giai đoạn 21: Thi công sàn tầng trệt GF dày 150mm tại cao độ -1.00m

Giai đoạn 22: Tháo thanh chống 1, H350×350×12×19, tại cao độ -0.50m

Giai đoạn 23: Hệ số an toàn khi đào đến cao độ -1.00m

Giai đoạn 24: Hệ số an toàn khi đào đến cao độ -3.60m

Giai đoạn 25: Hệ số an toàn khi đào đến cao độ -6.60m

Giai đoạn 26: Hệ số an toàn khi đào đến cao độ -9.10m

Giai đoạn 27: Hệ số an toàn khi đào đến cao độ -11.20m.

Mô hình Plaxis 2D

Lựa chọn biên cho bài toán hố đào:

Hình 11 1: Mô hình bài toán bằng Plaxis 2D

Hình 11 2: Thông số tường vây Barrette

Hình 11 3: Thông số sàn tầng hầm S150

Hình 11 4: Thông số cây chống 2H350x350x12x19

Hình 11 5: Thông số cây chống H350x350x12x19

Hình 11 6: Thông số móng bè S2000

❖ Mô phỏng các bước thi công trong phần mềm plaxis 2D

Mô phỏng các bước thi công tường vây xem ở PHỤ LỤC chương 11

Kiểm tra chuyển vị

Hình 11 7: Biểu đồ chuyển vị ngang của tường vây trong từng giai đoạn đào đất Theo tiêu chuẩn Hàn Quốc

Chuyển vị tường vây cho phép:   1 1

Hiện nay ở Việt Nam chưa thống nhất thường lấy chuyển vị tường vây cho phép:

Nếu đỉnh cọc chuyển vị lớn nhất thì so với:  11200 74.67

Nếu bụng cọc chuyển vị lớn nhất thì so với:   11200 224

Chuyển vị lớn nhất của tường vây tại đỉnh cọc, với giá trị Ux,max = 71.814mm

Chuyển vị lớn nhất của tường vây tại bụng cọc, với giá trị Ux,max = 124.43mm

→ Thỏa điều kiện chuyển vị.

Kiểm tra ổn định tổng thể

Trong bài toán plaxis, hệ số an toàn được định nghĩa như sau: maximum available needed for equilibrium

Trong đó: Smaximum available là sức kháng cắt thực tế của đất

Sneeded for equilibrium là sức kháng cắt tối thiểu ở trạng thái cân bằng ổn định

Tham số cr và r là các tham số của sức kháng cắt giảm xuống đúng bằng giá trị tại thời điểm cân bằng ổn định Nguyên tắc này được lấy làm cơ sở cho phương pháp Phi-c-redution trong Plaxis để tính toán ổn định tổng thể của công trình Trong ứng dụng này, lực dính c và hàm tan của góc nội ma sát giảm xuống cùng một tỉ lệ:

Sự suy giảm của thông số sức kháng cắt được kiểm soát bởi cấp số nhân (total multiplier)

 Msf Tham số này tăng lên theo từng bước trong quá trình tính toán cho đến khi phá hoại xuất hiện Gía trị của hệ số an toàn được định nghĩa chính là giá trị  Msf tại thời điểm phá hoại

Hình 11 8: Hệ số an toàn khi đào đất đến cao độ -1.00m

Hình 11 9: Hệ số an toàn khi đào đất đến cao độ -3.60m

Hình 11 10: Hệ số an toàn khi đào đất đến cao độ -6.60m

Hình 11 11: Hệ số an toàn khi đào đất đến cao độ -9.10m

Hình 11 12: Hệ số an toàn khi đào đất đến cao độ -11.20m Theo Võ Phán- Các Phương pháp khảo sát hiện trường và thí nghiệm đất trong phòng: hệ số an toàn tối tiểu là FS =1,5

Hệ số an toàn ổn định tổng thể khi đào đất nhỏ nhất là: FS = 3.2485    FS = 1.5

→ Thõa điều kiện ổn định tổng thể.

Kiểm tra ổn định chống trồi của hố đào

Theo điều kiện chống trồi hố móng có xét cả c và  theo công thức sau: (công thức kiến nghị của nhà nghiên cứu Uông Bỉnh Giám – Đại Học Đồng Tế - Trung Quốc có tham khảo từ công thức xét khả năng chịu lực nền đất của Prandtl và Terzaghi): Sách Thiết kế và thi công hố móng sâu (PGS.TS Nguyễn Bá Kế)

Hình 11 13: Sơ đồ tính đẩy trồi hố đào

Hệ số ổn định chống trồi của hố móng:

D: độ chôn sâu của thân tường, D = 28.9 m

H: độ sâu đào của hố móng, H = 11.1 m q: siêu tải mặt đất do máy móc thi công gây nên; q = 15 kN/m 2

1 và  2 : trong lượng tự nhiên trung bình của đất ngoài và trong hố đào đến đáy tường vây

 =  +  28.9+  +  c: lực dính của lớp đất dưới đáy tường vây; c3.9 (kN/m ) 2

Nc, N q : hệ số tính toán khả năng chịu lực giới hạn của đất Ở đây, ta tính sức chịu tải giới hạn theo công thức của Prandtl (1921)

= −  = −  Khi dùng phương pháp này để kiểm tra hệ số an toàn chống trồi, do không kể đến tác dụng chống trồi lên của cường độ chịu cắt trên mặt A’B’ và lực ma sát giữa khối đất và thành tường, nên hệ số an toàn có thể lấy thấp một chút, thường có thể lấy K L 1.2 1.3

→ Thõa điều kiện ổn định đẩy trồi hố đào

Kiểm tra ổn định chống chảy thấm của hố đào

11.9.1 Kiểm tra ổn định chống phun trào

Khi đào hố móng trong lớp bão hoà nước, phải thường xuyên lưu ý đến áp lực nước, bảo đảm ốn định của hố móng, nhất thiết phải kiểm tra trong quá trình cháy thấm có xuất hiện phun trào (cát chảy) hay không Khi nước ngầm chảy từ bên dưới mặt đáy hô móng lên bên trên mạt đáy hố móng, các hạt đất trong nền đất sẽ chịu lực đẩy nổi của áp lực nước thẩm thấu, một khi xuất hiện áp lực nước thẩm thấu quá lớn, các hạt đất sẽ rơi vào trạng thái huyền phù trong nước đang lưu động, tạo ra hiện tượng phun trào

Hình 11 14: Sơ đồ kiểm tra trào ống

− Toàn bộ lực thẩm thấu J tác dụng trong phạm vi phun trào B là:

Trong đó: h: là tổn thất cột nước trong phạm vị B từ chân tường đến mặt đáy hố móng, thường có thể lấy hh w / 2

B: là phạm vi xảy ra cát chảy, căn cứ vào kết quả thử nghiệm, đầu tiên xảy ra trong phạm vi cách xa thành hố bằng khoảng 1/2 độ cắm sâu vào đất của tường chắt, tức B = D/2

− Trọng lượng trong nước của khối đất W chống lại áp lực thẩm thấu là:

’: trọng lượng đẩy nổi của đất

D: là độ sâu cắm vào đất của tường

− Nếu thỏa mản các điều kiện W > J thì sẽ không xãy ra phun trào, tức thỏa mãn các điều kiện sau đây:

Ks: hệ số chống phun trào, thường lấy Ks  1.5

Vậy công trình đảm bảo điều kiệm chống chảy thấm

11.9.2 Kiểm tra ổn định chống cột nước có áp

Hình 11 15: Trồi hố móng do nước có áp gây ra Trong lớp đất sét không thấm nước, có một tầng chứa nước, có áp hoặc trong tầng chứa nước tuy không phải là nước có áp Nhưng do đào đất mà hình thành chênh lệch cột nước giữa bên trong và bên ngoài hố móng, làm cho áp lực nước trong tầng chứa nước ở bên trong hố móng lớn hơn áp lực nước tĩnh Có thế kiểm tra ổn định chống nước cố áp của đất ở đáy hố mống theo công thức sau đây: w cz y y

Pcz: là áp lực bản thân của lớp đất phủ nằm từ mặt hố móng đến mái của tầng nước có áp

Pwy: là áp lực cột nước của tầng nước có áp

Ky là hệ số an toàn ổn định chống cột nước có áp, lấy bằng 1.05

Do địa chất của công trình không có tầng nước có áp nên không cần phải kiểm tra ổn định chống cột nước có áp.

Kiểm tra khả năng chịu lực của tường vây hố đào và tính toán cốt thép

Kết quả nội lực tường vây barrette xem ở PHỤ LỤC chương 11

11.10.2 Tính toán cốt thép chịu lực

Moment lớn nhất Mmax = 2100kN.m

Tính toán cốt thép chịu lực tại vị trí moment lớn nhất:

→ Bố trớ 2ỉ25a100 (As chọn = 9812.5 mm 2 )

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

 =  =  =   =   11.10.3 Tính toán cốt thép đai

Lực cắt lớn nhất là Qmax = -594.7kN

Thép ngang được thiết kế bằng cách chọn và thực hiện bài toán kiểm tra Dựa vào cấu tạo thộp ngang theo yờu cầu cấu tạo đó trỡnh bày ở trờn chọn đai ỉ14a200

Khả năng chịu lực cắt: QQ b +Q s w (89 – TCVN 5574 – 2018)

+ Q là lực cắt trên tiết diện nghiêng với chiều dài hình chiếu C lên trục dọc cấu kiện, được xác định do tất cả các ngoại lực nằm ở một phía của tiết diện nghiêng đang xét Khi đó, cần kể đến tác dụng nguy hiểm nhất của tải trọng trong phạm vi tiết diện nghiêng

− Qb: lực cắt chịu bởi bê tông trong tiết diện nghiêng

Và Qb phải thỏa điều kiện: 0.5 R bh bt 0  Q b  2.5 R bh bt 0

b2 là hệ số, kể đến ảnh hưởng của cốt thép dọc, lực bám dính và đặc điểm trạng thái ứng suất của bê tông nằm phía trên vết nứt xiên, lấy bằng 1,5

− Qsw là lực cắt chịu bởi cốt thép ngang trong tiết diện nghiêng w w w 0.75 431.032 1.5 484.91 s s s

+ sw là hệ số, kể đến sự suy giảm nội lực dọc theo chiều dài hình chiếu của tiết diện nghiêng

+ Cốt thép ngang được kể đến trong tính toán khi thỏa mãn điều kiện: w w w w

=  =     → − Chiều dài hình chiếu C phải thỏa điều kiện: h 0 = 750 mm  C  2 h 0 = 1500 mm

 = + = + Để Qb,sw nhỏ nhất ta có:

1.5 b s b s b bt s s b bt s s dQ d Q Q dC dC q R bh

Q = kN  Q + Q = + = kN → Tường vây đủ khả năng chịu cắt.

Thiết kế hệ thanh chống (Shoring)

Thiết kế hệ thanh chống với 4 trường hợp:

− Khi thi công hố đào chỉ có hệ thanh 1, thi công đào lần 2 tại độ sâu -3.600

− Khi hố đào có cả 2 hệ thanh chống cùng làm việc, thi công đào lần 3 tại cao độ -6.600

− Khi hố đào có cả 3 hệ thanh chống cùng làm việc, thi công đào lần 4 tại cao độ -9.100

− Khi hố đào có cả 4 hệ thanh chống cùng làm việc, thi công đào lần 5 tại cao độ -11.200 Việc kiểm tra, tính toán bằng phần mềm ETABS 2016 với 4 trường hợp tương ứng

Kết quả nội lực thanh chống trong từng giai đoạn thi công xem ở PHỤ LỤC chương 11

Bảng 11 7: Bảng tổng hợp nội lực thanh chống H350×350×12×19

11.11.2 Mô hình Etabs 2016 và kiểm tra hệ thanh chống Shoring

Hình 11 16: Khai báo vật liệu

Hình 11 17: Khai báo tiếp diện 2H350x350x12x19

Hình 11 18: Khai báo tiếp diện H350x350x12x19

11.11.2.1 Trường hợp hố đào chỉ mới có hệ thanh chống 1

Hình 11 19: 3D hệ Shoring 1 tầng chống

258 Hình 11 20: Tải trọng tác dụng lên hệ chống shoring

Hình 11 21: Biểu đồ lực dọc tầng chống 1

Hình 11 22: Biểu đồ moment của tầng chống 1 Để đơn giản trong tính toán xem thanh chống như cấu kiện chịu kéo – nén đúng tâm

Hệ thanh chống Shoring Thép sử dụng làm thanh chống có mác CCT42 có:

+ Cường độ tính toán: f = 245 Mpa

Bảng 11 8: Thông số tiết diện thanh chống H350×350×12×19 h b f t f t w h w h f A S x

[cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 3 ]

[cm 4 ] [cm 3 ] [cm 4 ] [cm 3 ] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 2 ]

39506.2 2257.5 13581.6 776.1 15.2 8.9 66.5 37.44 Lực dọc lớn nhất trong thanh chống là: Nmax = -792.8kN và Mtư = 2.2kN.m

❖ Kiểm tra điều kiện bền

− Kiểm tra điều kiện theo ứng suất pháp (điều kiện chịu nén) c n

+ N: là lực kéo đúng tâm tính toán

+ An: là diện tích tiết diện thực của cấu kiện

+ f: là cường độ tính toán của thép chịu kéo, nén, uốn lấy theo giới hạn chảy

+ c: hệ số điều kiện làm việc của kết cấu

→Thoả điều kiện bền theo ứng suất pháp

❖ Kiểm tra điều kiện ổn định tổng thể

A: là diện tích tiết diện nguyên;

: là hệ số uốn dọc, phụ thuộc vào độ mảnh qui ước f

 = E được tính theo các công thức:

Giá trị số của hệ số  có thể lấy theo Bảng D.8, Phụ lục D TCVN 5575 – 2012

Chiều dài tính toán trong và ngoài mặt phẳng uốn: l 0 x =l 0 y =L= 1 4.8=4.8m

: hệ số chiều dài tính toán của cột tra theo bảng D1 – TCVN 5575 – 2012 Độ mảnh của thanh chống: 0 4.8 2 0 0 4.8 2

→ Thỏa điều kiện tổng thể

❖ Kiểm tra ổn định cục bộ

− Bản cánh Độ mảnh của bản cánh dầm: 0 0.5 (0.35 0.012)

= Độ mảnh cho phép của bản cánh dầm: 0 0 5 0 5 21000 14 64

Thoả điều kiện ổn định cục bộ bản cánh

− Kiểm tra điều kiện ổn định cục bộ đối với bản bụng: Độ mảnh của bản bụng: 0 312

0 012 26 w w h t = Độ lệch tâm tương đối:

= =  =   Độ mảnh cho phép của bản bụng:

 = E =   là độ mảnh qui ước khi tính toán ổn định trong mặt phẳng tác dụng của mô men Độ mãnh cho phép w w h t

    Thoả điều kiện ổn định cục bộ

11.11.2.2 Trường hợp hố đào có hệ thanh chống 2

Hình 11 23: 3D hệ Shoring 2 tầng chống

Hình 11 24: Tải trọng tác dụng lên hệ chống shoring

Hình 11 25: Biểu đồ lực dọc tầng chống 2

Hình 11 26: Biểu đồ moment tầng chống 2 Để đơn giản trong tính toán xem thanh chống như cấu kiện chịu kéo – nén đúng tâm

Hệ thanh chống Shoring Thép sử dụng làm thanh chống có mác CCT42 có:

+ Cường độ tính toán: f = 245 Mpa

Bảng 11 9: Thông số tiết diện thanh chống H350×350×12×19 h b f t f t w h w h f A S x

[cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 3 ]

[cm 4 ] [cm 3 ] [cm 4 ] [cm 3 ] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 2 ]

39506.2 2257.5 13581.6 776.1 15.2 8.9 66.5 37.44 Lực dọc lớn nhất trong thanh chống là: Nmax = -2221.8kN và Mtư = 19.7kN.m ở tầng chống

Do tầng chống 2 là hệ Shoring kép 2H350x350x12x19 nên lực dọc tác dụng lên 1 thanh Shoring H350x350x12x19 là:

= = = = = ❖ Kiểm tra điều kiện bền

− Kiểm tra điều kiện theo ứng suất pháp (điều kiện chịu nén) c n

+ N: là lực kéo đúng tâm tính toán

+ An: là diện tích tiết diện thực của cấu kiện

+ f: là cường độ tính toán của thép chịu kéo, nén, uốn lấy theo giới hạn chảy

+ c: hệ số điều kiện làm việc của kết cấu

 = = −  − =  =  →Thoả điều kiện bền theo ứng suất pháp 

❖ Kiểm tra điều kiện ổn định tổng thể

A: là diện tích tiết diện nguyên;

: là hệ số uốn dọc, phụ thuộc vào độ mảnh qui ước f

 = E được tính theo các công thức:

Giá trị số của hệ số  có thể lấy theo Bảng D.8, Phụ lục D TCVN 5575 – 2012

Chiều dài tính toán trong và ngoài mặt phẳng uốn: l 0 x =l 0 y =L= 1 4.8=4.8m

: hệ số chiều dài tính toán của cột tra theo bảng D1 – TCVN 5575 – 2012 Độ mảnh của thanh chống: 0 4.8 2 0 0 4.8 2

→ Thỏa điều kiện tổng thể

❖ Kiểm tra ổn định cục bộ

− Bản cánh Độ mảnh của bản cánh dầm: 0 0.5 (0.35 0.012)

= Độ mảnh cho phép của bản cánh dầm: 0 0 5 0 5 21000 14 64

Thoả điều kiện ổn định cục bộ bản cánh

− Kiểm tra điều kiện ổn định cục bộ đối với bản bụng: Độ mảnh của bản bụng: 0 312

0 012 26 w w h t = Độ lệch tâm tương đối:

= =  =   =  Độ mảnh cho phép của bản bụng:

 = E =   là độ mảnh qui ước khi tính toán ổn định trong mặt phẳng tác dụng của mô men Độ mãnh cho phép w w h t

    Thoả điều kiện ổn định cục bộ

11.11.2.3 Trường hợp hố đào có hệ thanh chống 3

Hình 11 27: 3D hệ Shoring 3 tầng chống

Hình 11 28: Tải trọng tác dụng lên hệ chống shoring

Hình 11 29: Biểu đồ lực dọc tầng chống 3

Hình 11 30: Biểu đồ moment chống 3 Để đơn giản trong tính toán xem thanh chống như cấu kiện chịu kéo – nén đúng tâm

Hệ thanh chống Shoring Thép sử dụng làm thanh chống có mác CCT42 có:

+ Cường độ tính toán: f = 245 Mpa

Bảng 11 10: Thông số tiết diện thanh chống H350×350×12×19 h b f t f t w h w h f A S x

[cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 3 ]

[cm 4 ] [cm 3 ] [cm 4 ] [cm 3 ] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 2 ]

39506.2 2257.5 13581.6 776.1 15.2 8.9 66.5 37.44 Lực dọc lớn nhất trong thanh chống là: Nmax = -2582.7kN và Mtư = -74.6kN.m ở tầng chống

Do tầng chống 3 là hệ Shoring kép 2H350x350x12x19 nên lực dọc tác dụng lên 1 thanh Shoring H350x350x12x19 là:

❖ Kiểm tra điều kiện bền

− Kiểm tra điều kiện theo ứng suất pháp (điều kiện chịu nén) c n

+ N: là lực kéo đúng tâm tính toán

+ An: là diện tích tiết diện thực của cấu kiện

+ f: là cường độ tính toán của thép chịu kéo, nén, uốn lấy theo giới hạn chảy

+ c: hệ số điều kiện làm việc của kết cấu

 = = −  − =  =  →Thoả điều kiện bền theo ứng suất pháp 

❖ Kiểm tra điều kiện ổn định tổng thể

A: là diện tích tiết diện nguyên;

: là hệ số uốn dọc, phụ thuộc vào độ mảnh qui ước f

 = E được tính theo các công thức:

Giá trị số của hệ số  có thể lấy theo Bảng D.8, Phụ lục D TCVN 5575 – 2012

Chiều dài tính toán trong và ngoài mặt phẳng uốn: l 0 x =l 0 y =L= 1 4.8=4.8m

: hệ số chiều dài tính toán của cột tra theo bảng D1 – TCVN 5575 – 2012 Độ mảnh của thanh chống: 0 4.8 2 0 0 4.8 2

→ Thỏa điều kiện tổng thể

❖ Kiểm tra ổn định cục bộ

− Bản cánh Độ mảnh của bản cánh dầm: 0 0.5 (0.35 0.012)

= Độ mảnh cho phép của bản cánh dầm: 0 0 5 0 5 21000 14 64

Thoả điều kiện ổn định cục bộ bản cánh

− Kiểm tra điều kiện ổn định cục bộ đối với bản bụng: Độ mảnh của bản bụng: 0 312

0 012 26 w w h t = Độ lệch tâm tương đối:

= =  =   =  Độ mảnh cho phép của bản bụng:

 = E =   là độ mảnh qui ước khi tính toán ổn định trong mặt phẳng tác dụng của mô men Độ mãnh cho phép w w h t

    Thoả điều kiện ổn định cục bộ

11.11.2.4 Trường hợp hố đào có hệ thanh chống 4

Hình 11 31: 3D hệ Shoring 4 tầng chống

Hình 11 32: Tải trọng tác dụng lên hệ chống shoring

Hình 11 33: Biểu đồ lực dọc tầng chống 4

Hình 11 34: Biểu đồ moment tầng chống 4 Để đơn giản trong tính toán xem thanh chống như cấu kiện chịu kéo – nén đúng tâm

Hệ thanh chống Shoring Thép sử dụng làm thanh chống có mác CCT42 có:

+ Cường độ tính toán: f = 245 Mpa

Bảng 11 11: Thông số tiết diện thanh chống H350×350×12×19 h b f t f t w h w h f A S x

[cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 3 ]

[cm 4 ] [cm 3 ] [cm 4 ] [cm 3 ] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 2 ]

39506.2 2257.5 13581.6 776.1 15.2 8.9 66.5 37.44 Lực dọc lớn nhất trong thanh chống là: Nmax = -2788.3kN và Mtư = -21.8kN.m ở tầng chống

Do tầng chống 3 là hệ Shoring kép 2H350x350x12x19 nên lực dọc tác dụng lên 1 thanh Shoring H350x350x12x19 là:

❖ Kiểm tra điều kiện bền

− Kiểm tra điều kiện theo ứng suất pháp (điều kiện chịu nén) c n

+ N: là lực kéo đúng tâm tính toán

+ An: là diện tích tiết diện thực của cấu kiện

+ f: là cường độ tính toán của thép chịu kéo, nén, uốn lấy theo giới hạn chảy

+ c: hệ số điều kiện làm việc của kết cấu

 = = −  − =  =  →Thoả điều kiện bền theo ứng suất pháp 

❖ Kiểm tra điều kiện ổn định tổng thể

A: là diện tích tiết diện nguyên;

: là hệ số uốn dọc, phụ thuộc vào độ mảnh qui ước f

 = E được tính theo các công thức:

Giá trị số của hệ số  có thể lấy theo Bảng D.8, Phụ lục D TCVN 5575 – 2012

Chiều dài tính toán trong và ngoài mặt phẳng uốn: l 0 x =l 0 y =L= 1 4.8=4.8m

: hệ số chiều dài tính toán của cột tra theo bảng D1 – TCVN 5575 – 2012 Độ mảnh của thanh chống: 0 4.8 2 0 0 4.8 2

→ Thỏa điều kiện tổng thể

❖ Kiểm tra ổn định cục bộ

− Bản cánh Độ mảnh của bản cánh dầm: 0 0.5 (0.35 0.012)

= Độ mảnh cho phép của bản cánh dầm: 0 0 5 0 5 21000 14 64

Thoả điều kiện ổn định cục bộ bản cánh

− Kiểm tra điều kiện ổn định cục bộ đối với bản bụng: Độ mảnh của bản bụng: 0 312

0 012 26 w w h t = Độ lệch tâm tương đối:

= =  =   =  Độ mảnh cho phép của bản bụng:

 = E =   là độ mảnh qui ước khi tính toán ổn định trong mặt phẳng tác dụng của mô men Độ mãnh cho phép w w h t

    Thoả điều kiện ổn định cục bộ

11.11.3 Kiểm tra khả năng chịu lực của kingpost

Do kingpost chỉ chịu tải trọng bản thân của hệ shoring nên ta chọn trường hợp có 4 tầng chống để kiểm tra khả năng chịu lực của kingpost

Hình 11 35: Lực dọc trong thanh chống kingpost

Hình 11 36: Moment trong thanh chống kingpost Để đơn giản trong tính toán xem thanh chống như cấu kiện chịu kéo – nén đúng tâm

Hệ thanh chống Shoring Thép sử dụng làm thanh chống có mác CCT42 có:

+ Cường độ tính toán: f = 245 Mpa

Bảng 11 12: Thông số tiết diện thanh chống H350×350×12×19 h b f t f t w h w h f A S x

[cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 3 ]

[cm 4 ] [cm 3 ] [cm 4 ] [cm 3 ] [cm] [cm] [cm 2 ] [cm 2 ]

Lực dọc lớn nhất trong thanh chống là: Nmax = -145.7kN và Mtư = -28.1 kN.m

❖ Kiểm tra điều kiện bền

− Kiểm tra điều kiện theo ứng suất pháp (điều kiện chịu nén) c n

+ N: là lực kéo đúng tâm tính toán

+ An: là diện tích tiết diện thực của cấu kiện

+ f: là cường độ tính toán của thép chịu kéo, nén, uốn lấy theo giới hạn chảy

+ c: hệ số điều kiện làm việc của kết cấu

 = = −  − =  =  →Thoả điều kiện bền theo ứng suất pháp 

❖ Kiểm tra điều kiện ổn định tổng thể

A: là diện tích tiết diện nguyên;

: là hệ số uốn dọc, phụ thuộc vào độ mảnh qui ước f

 = E được tính theo các công thức:

Giá trị số của hệ số  có thể lấy theo Bảng D.8, Phụ lục D TCVN 5575 – 2012

Chiều dài tính toán trong và ngoài mặt phẳng uốn: l 0 x =l 0 y =L= 1 4.8=4.8m

: hệ số chiều dài tính toán của cột tra theo bảng D1 – TCVN 5575 – 2012 Độ mảnh của thanh chống: 0 4.8 2 0 0 4.8 2

→ Thỏa điều kiện tổng thể

❖ Kiểm tra ổn định cục bộ

− Bản cánh Độ mảnh của bản cánh dầm: 0 0.5 (0.35 0.012)

= Độ mảnh cho phép của bản cánh dầm: 0 0 5 0 5 21000 14 64

  Thoả điều kiện ổn định cục bộ bản cánh

− Kiểm tra điều kiện ổn định cục bộ đối với bản bụng: Độ mảnh của bản bụng: 0 312

0 012 26 w w h t = Độ lệch tâm tương đối:

= =  =   =  Độ mảnh cho phép của bản bụng:

 = E =   là độ mảnh qui ước khi tính toán ổn định trong mặt phẳng tác dụng của mô men Độ mãnh cho phép w w h t

    Thoả điều kiện ổn định cục bộ

THIẾT KẾ SÀN LIÊN HỢP COMPOSITE

Tổng quan về kết cấu liên hợp

Kết cấu liên hợp được tạo thành từ hai loại vật liệu cơ bản là bê tông và thép Mặc dù rất khác nhau về bản chất nhưng khi kết hợp lại, hai loại vật liệu này hỗ trợ tốt cho nhau:

− Bê tông chịu kéo kém và thép chịu kéo tốt

− Cấu tạo của các cấu kiện thép tương đối mỏng và dễ bị mất ổn định, trong khi bê tông có khả năng hạn chế hiện tượng mất ổn định này

− Bê tông giúp ngăn cản sự ăn mòn và cung cấp khả năng cách nhiệt cho thép

− Thép tăng cường độ dẻo cho kết cấu

Kết cấu liên hợp được ứng dụng nhiều trong các công trình dân dụng (nhà) và giao thông (cầu) (Hình 12.1) mô tả hiện tượng trượt của cấu kiện dầm và sàn khi được liên kết hoặc không liên kết với nhau bằng các chốt hàn Khi làm việc liên hợp, độ cứng của cấu kiện dầm tăng lên và khả năng chịu lực cũng tăng theo, độ võng và độ trượt giảm

Hình 12 1: Dầm không liên hợp và dầm liên hợp

12.1.2 Tài liệu và tiêu chuẩn áp dụng kết cấu liên hợp

− EN 1993 Eurocode 3 – Thiết kế kết cấu thép

− EN 1994 Eurocode 4 – Thiết kế kết cấu liên hợp thép và bê tông

− Bài giản kết cấu liên hợp của Assoc Prof Dr Nguyen Trung Kien

− Sách Composite Structures according to Eurocode 4 – Worked examples, NXB Wiley,

12.1.3 Ưu nhược điểm của kết cấu liên hợp

− Ngoài các ưu điểm về khả năng chịu lực, độ cứng và độ dẻo, kết cấu liên hợp còn có ưu thế về kiến trúc, kinh tế, sản xuất và sử dụng các loại cấu kiện dầm, sàn và cột

− Kết cấu liên hợp được thiết kế với nhiều dạng kiến trúc thông qua việc kết hợp các loại cấu kiện liên hợp khác nhau Ngoài ra, việc giảm kích thước dầm, tăng chiều dài nhịp, giảm bề dày của sàn và độ mảnh của cột làm tăng khả năng linh hoạt trong việc thiết kế

− Việc sử dụng kết cấu liên hợp giúp tiết kiệm chi phí do kích thước cấu kiện nhỏ hơn (độ cứng cao hơn, độ võng ít hơn, độ bền kéo dài lâu hơn và chiều cao tổng thể ít hơn) và lắp dựng nhanh hơn Chiều cao tầng giảm làm giảm tổng chiều cao công trình hoặc với cùng tổng chiều cao thì công trình có số tầng tăng lên Với chiều dài nhịp tăng lên, không gian phòng lớn hơn Kết cấu liên hợp lắp đặt dễ dàng và nhanh chóng, giúp công trình sớm được hoàn thành và đưa vào sử dụng

− Kết cấu liên hợp có thể tăng cường khả năng chịu lửa bằng cách sử dụng các nguyên tắc của kết cấu bê tông cốt thép, trong đó bê tông bảo vệ thép dựa trên khả năng dẫn nhiệt tương đối thấp của bê tông

− Kết cấu liên hợp có thể dễ dàng được chỉnh sửa, thay đổi một cách nhanh chóng chức năng công trình, đặc biệt với kết cấu dạng khung

− So với kết cấu thép thông thường thì kết cấu liên hợp có độ cứng cao hơn và khả năng chịu tải với kích thước tương tự lớn hơn So sánh dầm liên hợp và hai loại dầm thép không

281 có liên kết chịu cắt với sàn bê tông, nhìn chung kích thước mặt cắt ngang của kết cấu liên hợp là hiệu quả

Bảng 12 1: So sánh dầm liên hợp và dầm thép thông thường

Bảng 12 2: So sánh tiết diện cột, dầm liên hợp với cột dầm bê tông cốt thép

Bảng 12 3: So sánh trọng lượng thép và giá thành cho khung nhà năm tầng một nhịp

Loại khung Trong lượng thép Tổng giá thành

2 Khung liên hợp – đàn hồi 84.5 92.5

4 Khung hỗn hợp – đàn dẻo 70 87

Bảng 12 4: So sánh trọng lượng thép và giá thành cho khung nhà sáu nhịp, ba tầng

Loại khung Trong lượng thép

2 Khung liên hợp – đàn hồi 86 91

4 Khung hỗn hợp – đàn dẻo 66 90

Bảng 12 5: So sánh trọng lượng thép dầm sàn

Loại dầm Trọng lượng thép (%)

Dầm liên hợp, có chống tạm khi thi công 75

Dầm liên hợp tạo ứng lực trước trong thép 55

12.1.4 Các cấu kiện kết cấu liên hợp

Hình 12 2: Các cấu kiện của sàn liên hợp

Hình 12 3: Sàn liên hợp sử dụng tấm tôn hình

− Sàn liên hợp hiện nay là phương pháp ưa thích với những ưu điểm như là tấm tôn trong sàn liên hợp đóng vai trò là sàn công tác trong giai đoạn thi công, đảm bảo tính an toàn, tăng tốc độ xây dựng và tham gia chịu lực, chống co ngót cho bê tông, tăng tính thẩm mỹ trong giai đoạn sử dụng

− Công dụng của tấm tôn:

+ Đóng vai trò sàn công tác (khi thi công)

+ Đóng vai trò cốtpha (khi đổ bê tông)

+ Đóng vai trò chịu lực (cốt thép lớp dưới của sàn)

− Liên kết giữa tấm tôn và bê tông

Tấm tôn cần có khả năng truyền lực cắt dọc sang bê tông thông qua mặt tiếp xúc để đảm bảo ứng xử liên hợp Các biện pháp hạn chế sự trượt giữa hai loại vật liệu:

+ Liên kết cơ học: tạo các gờ nổi hoặc chìm cho tấm tôn

+ Liên kết ma sát: chủ yếu cho tấm tôn sườn đóng

+ Neo đầu sàn: sử dụng các chốt hàn hoặc các loại liên kết khác hoặc làm biến dạng sườn tôn đầu sàn

Một số loại sàn liên hợp:

Hình 12 4: Sàn bê tông cốt thép

Hình 12 5: Sàn bê tông ứng suất trước

Hình 12 6: Liên kết bằng ma sát trong sàn composite

Hình 12 7: Liên kết bằng cơ học trong sàn composite

Hình 12 8: Liên kết bằng neo trong sàn composite

+ Chiều dày sàn liên hợp, h không nhỏ hơn 80mm

+ Chiều dày phần bê tông trên sườn tôn, hc lớn hơn 40mm để đảm bảo ứng xử dẻo cho sàn và bảo vệ cốt thép

+ Nếu sàn làm việc chung với dầm hoặc sử dụng như tấm cứng thì hai giá trị trên lần lượt là 90mm và 50mm

+ Cốt liệu trong bê tông có kích thước không vượt quá 0,4hc, bo/3 (bo là bề rộng trung bình sườn tôn) và 31,5mm

+ Gối tựa sàn liên hợp có bề rộng tối thiểu là 75mm cho dầm thép và 100mm cho dầm bê tông

− Sự làm việc của sàn liên hợp: Ứng xử của sàn liên hợp được xác định thông qua thí nghiệm như trong Hình 12.9

Hình 12 9: Thí nghiệm ứng xử sàn liên hợp

Có hai loại trượt tại mặt tiếp xúc giữa bê tông và tấm tôn thép của sàn liên hợp:

+ Trượt cục bộ rất bé: không nhìn thấy bằng mắt thường nhưng làm phân bố lại nội lực liên kết

+ Trượt tổng thể lớn: có thể thấy và đo được, tùy thuộc vào loại liên kết của sàn liên hợp

Ba dạng ứng xử tại mặt tiếp xúc giữa bê tông và tấm tôn thép của sàn liên hợp (Hình 12.10):

+ Tương tác hoàn toàn: không có trượt tổng thể, sự truyền lực cắt dọc là hoàn toàn và tải tới hạn Pu là lớn nhất Khả năng phá hoại có thể là dòn hoặc dẻo

+ Tương tác bằng không: trượt tổng thể không giới hạn, hầu như không có sự truyền lực cắt Lực tới hạn bé và không có tính liên hợp Phá hoại từ từ

+ Tương tác không hoàn toàn: trượt tổng thể khác không nhưng có giới hạn Sự truyền lực cắt không hoàn toàn và tải tới hạn có giá trị trung gian Phá hoại dòn hoặc dẻo

Hình 12 10: Ứng xử của sàn liên hợp

Các dạng phá hoại của sàn liên hợp (Hình 12.11):

+ Dạng phá hoại I: phá hoại do mô men xảy ra giữa nhịp với sàn nhịp lớn và bậc liên kết cao giữa bê tông và tấm tôn thép

+ Dạng phá hoại II: phá hoại do trượt tại vị trí đầu sàn dọc theo chiều dài trượt Ls, xảy ra khi đạt đến khả năng chịu lực giới hạn của liên kết giữa bê tông và tấm tôn thép

+ Dạng phá hoại III: phá hoại do trượt tại vị trí gối tựa dưới tác dụng của lực cắt, xảy ra với sàn nhịp bé, dày và chịu tải lớn

Hình 12 11: Các dạng phá hoại của sàn liên hợp

Vật liệu sử dụng cho kết cấu liên hợp

Kết cấu liên hợp sử dụng cả hai loại bê tông nặng và bê tông nhẹ được xác định theo tiêu chuẩn Eurocode 2 nhưng chỉ giới hạn từ cấp độ bền C20/25 đến C60/75

Bảng 12 6: Các đặc trưng cơ học của bê tông theo Eurocode 4

Trong đó: f ck : là cường độ chịu nén đặc trưng của mẫu hình trụ ở 28 ngày (giá trị còn lại trong cấp độ bền là của mẫu hình lập phương) f cm : là cường độ chịu nén trung bình của mẫu hình trụ ở 28 ngày f ctk,0.05 : là cường độ chịu kéo đặc trưng f ctm : là cường độ chịu kéo trung bình

E cm : là mô đun đàn hồi cát tuyến

Dựa trên thông số chung là cường độ nén trung bình của cùng một loại mẫu thí nghiệm tiêu chuẩn (mẫu hình lập phương), Bảng 12.6 mô tả mối tương quan cấp độ bền của bê tông giữa tiêu chuNn Eurocode 4 và tiêu chuẩn Việt Nam

Bảng 12 7: Mối tương quan về cấp độ bền bê tông

Theo tiêu chuẩn Châu Âu, các loại thép dùng cho kết cấu liên hợp:

− Cốt thép thanh sử dụng các mác thép S220, S400 và S500 với phần số trong mác thép chỉ giới hạn đàn hồi f sk (N/mm 2 )

− Thép kết cấu (thép lõi) sử dụng các mác thép S235, S275 và S355 với phần số trong mác thép chỉ giới hạn đàn hồi f y (N/mm 2 )

− Tôn định hình bằng thép của sàn liên hợp có giới hạn đàn hồi f yp từ 220 đến 350 N/mm 2 , với bề dày chịu lực tối thiểu là 0,7mm

12.2.3 Phương pháp phân tích kết cấu

Hai phương pháp có thể được sử dụng cho việc phân tích kết cấu liên hợp là phương pháp phân tích đàn hồi và phương pháp phân tích dẻo

Tuy nhiên, cần chú ý khi áp dụng cụ thể cho từng trạng thái giới hạn:

− Trạng thái giới hạn I: có thể sử dụng cả hai phương pháp phân tích đàn hồi và phân tích dẻo

− Trạng thái giới hạn II: chỉ có thể sử dụng phương pháp phân tích đàn hồi.

Các bước thiết kế sàn liên hợp

❖ Tính toán tấm tôn như cốp pha trong giai đoạn thi công:

− Kiểm tra tính hiệu quả với tiết diện và hiệu quả của sườn

❖ Tính toán sàn liên hợp trong giai đoạn sử dụng:

− Kiểm tra độ bền của tiết diện

− Kiểm tra độ võng khi sử dụng

❖ Tính toán liên kết của sàn liên hợp với dầm

Thiết kế sàn liên hợp composite

Hình 12 22: Sàn liên hợp sử dụng tấm tôn hình Để đơn giản trong thiết kết sinh viên chọn ô sàn có kích thước lớn nhất để thiết kế cho toàn bộ công trình

Hình 12 23: Mặt bằng bố sàn liên hợp

− Thép tôn, thép kết cấu γap = 1.10

− Hệ số tính toán lực cắt γvs = 1.25

− Theo EN 1991-1-1 trọng lượng bê tông là 24 kN/m 3 , được gia tăng 1 kN/m 3 để kể đến cốt thép gia và 1 kN/m 3 nhằm kể đến bê tông ướt

− Diện tích sàn bê tông trên 1m bề rộng:

= −  =  −   − Trọng lượng sàn bê tông cốt thép (bê tông ướt):

− Trọng lượng sàn bê tông cốt thép (bê tông khô):

❖ Giai đoạn sàn liên hợp:

Lớp hoàn thiện sàn + đường ống thiết bị: gk,3 = 1.42 kN/m 2

Tải trọng thi công (trong điều kiện thi công ở Việt Nam): qk,1 = 2.5 kN/m 2

❖ Giai đoạn sàn liên hợp:

❖ Vật liệu bê tông cấp độ bền C25/30:

Trọng lượng riêng của bê tông:  %kN m/ 2

Cường độ chịu nén mẫu trụ: f ck %N mm/ 2

Cường độ chịu kéo mẫu trụ: 25 2 2

1.5 ck cd cd c f f N mm f N mm

=  = = Modun đàn hồi cát tuyến: E cm 1000N mm/ 2

Sử dụng loại thép tương thích với điều kiện thực tế ở Việt Nam Đường kính: d = 10mm

Khoảng cách bổ trí thép: a = 200mm

Diện tích cốt thép: As = 471.24 mm 2 /m

Giới hạn đàn hồi: f sk @0N mm/ 2

Giới hạn đàn hồi tính toán: 400 2

Bảng 12 8: Thông số kỹ thuật của tôn sàn deck ComFlor*51 (S350)

(Link nguồn: https://www.tatasteelconstruction.com/en_GB/Products/structural-buildings- and-bridges/Composite-floor-deck/Comflor%C2%AE-51%2B)

Hình 12 24: Tiết diện tấm thép tôn điển hình và sàn liên hợp

1.1 yp k yp k yp d ap f N mm f f N mm

= =  = Modun đàn hồi: E s !0kN mm/ 2

Chiều dày thiết kế: t p =0.96mm

Diện tích tiết diện: A p = A pe 62mm 2

Trọng lượng thép tôn:w p =0.14kN m/ 2

Chiều cao sàn liên hợp: h0mm

Chiều cao tấm thép: h p Qmm

Chiều cao bê tông sàn: h c ymm

Khoảng cách trọng tâm từ đáy tôn:e.5mm

Chiều sâu hữu hiệu: d p = − =h e 113.5mm

Momen quán tính đối với trọng tâm: I p g.09 10 4 mm 4 /m

Momen tới hạn: M Rd =6.78kNm m/

Khả năng chịu lực cắt ngang:m8.5N mm/ 2

12.4.3 Chi tiết kết cấu sàn liên hợp

12.4.3.1 Chiều dày sàn và cốt thép

Về cấu tạo: Sàn composite nên thỏa mãn các điều kiện cho trong Điều 9.2, EN 1994-1-1

- Chiều dày lớp bê tông phía trên sườn tôn hc ≥ 50mm

- Tỉ số bề rộng sườn tôn và khoảng cách sườn r 0.6 s b b 

- Chiều dày tôn tối thiểu được quy định tại Điều 3.5(2), EN 1994-1-1 là 0,7mm

Các điều kiện này đều thỏa mãn: 40

Về hàm lượng cốt thép tối thiểu: Hàm lượng cốt thép tối thiểu theo hai phương không nên nhỏ hơn 80 mm 2 /m Đối với trường hợp có dùng thanh chống, diện tích cốt thép tối thiểu theo 9.8.1(2), EN 194-1-1 là:

Cốt thộp được bố trớ 6ỉ10/1000mm, do đú diện tớch cốt thộp là:

= Khoảng cách giữa các cốt thép: e < 2h = 260mm hoặc < 350mm

12.4.3.2 Kích thước hạt vật liệu

Kích thước hạt vật liệu thành phần thỏa mãn điều kiện sau:

Do đó kích thước hạt vật liệu tối đa cho phép là 31,5mm

Theo Điều 9.2.3(2) EN 1994-1-1, chiều dài chịu lực đề nghị thay đổi theo vật liệu gối tựa và chúng khác nhau theo gối tựa giữa và gối biên

Hình 12 25: Chiều dài chịu lực tối thiểu Đối với sàn composite gối trên kết cấu thép hoặc bê tông thì lbs = 50mm, lbc = 75mm Sàn composite hiện tại được gối trên dầm thép IPE500 với bề rộng cánh trên là 200mm, do đó điều kiện về chiều dài chịu lực của gối tựa thỏa mãn

12.4.4 Kiểm tra sàn theo trạng thái giới hạn thứ I

Hình 12 26: Sơ đồ tính sàn trong giai đoạn thi công

Hình 12 27: Nội lực sàn trong giai đoạn thi công Tải trọng thiết kế trong giai đoạn thi công:

Do đó, mô men uốn và lực cắt có giá trị:

Kiểm tra điều kiện chịu uốn:

→ Thỏa mãn điều kiện chịu uốn

Sơ đồ tính tĩnh và tải trọng trong giai đoạn sàn liên hợp như Hình 12.28

Hình 12 28: Sơ đồ tính và tải trọng trong giai đoạn sàn liên hợp Tải trọng thiết kế:

Do đó, giá trị thiết kế cho mô men uốn và lực cắt như sau:

= = a Kiểm tra khả năng chịu moment

Giả thiết trục trung hòa nằm trên sườn tôn, sự phân bố ứng suất dọc trục giả thiết như Hình 12.25

Hình 12 29: Mặt mắt ngang sàn liên hợp và sự phân bố ứng suất vùng lõm

❖ Khả năng chịu moment dương

Lực nén thiết kế trong bê tông Nc,f xác định như sau:

Lực kéo thiết kế trong tôn đối với bề rộng tôn b được tính toán với tiết diện hữu hiệu Ape như sau:

Vì N p N c f , nên trục trung hòa dẻo nằm trên sườn tôn Mô men cường độ dẻo được thiết kế trong vùng lõm được tính toán theo sự phân bố ứng suất như Hình 12.29

Vị trí trục trung hòa dẻo của tiết diện composite xpl xác định như sau:

= = =      Đối với liên kết chống cắt một cách đầy đủ, mô men cường độ dẻo trong vùng lõm Mpl,Rd được tính toán như sau:

❖ Khả năng chịu moment âm

Trạng thái phá hoại I khi chịu mô men âm thường xảy ra với trường hợp trục trung hòa dẻo nằm trong sóng tôn Khả năng chịu nén của tấm tôn và khả năng chịu kéo của sàn bê tông được bỏ qua Vùng chịu nén của bê tông đạt giới hạn chịu nén 0.85f ck /γ c và cốt thép chảy dẻo trong vùng chịu kéo f sk /γ s

Cân bằng hợp lực, xác định được chiều cao vùng chịu nén bê tông:

Trong đó: bc là bề rộng trung bình của phần bê tông chịu nén bằng tổng bề rộng trung bình của phần bê tông chịu nén trong các sườn tấm tôn trong một đơn vị bề rộng sàn liên hợp b

Hợp lực chịu nén của phần bê tông trong sườn tấm tôn:

Khả năng chịu mô men âm của sàn liên hợp:

→ Thỏa mãn điều kiện b Kiểm tra cường độ chịu cắt dọc

Cường độ cắt dọc được tính toán theo Điều 9.7.3, EN 1994-1-1 Cường độ thiết kế sàn liên hợp chống lại cắt dọc được xác định bằng phương pháp bán thực nghiệm, gọi là phương pháp m-k, theo đó lực cắt thiết kế lớn nhất theo phương đứng VEd đối với bề rộng sàn b bị giới hạn bởi cường độ cắt dọc VL,Rd cho bởi:

+ Ap: diện tích mặt cắt ngang của tôn mm2

+ m, k: các giá trị thiết kế hệ số thực nghiệm N/mm 2 , nhận được từ các thí nghiệm thỏa mãn + các yêu cầu cơ bản phương pháp m-k

+ Ls: chiều dài cắt mm, được định nghĩa tại 9.7.3(5), EN 1994-1-1,

+ γVs: hệ số từng phần đối với TTGH 1, giá trị này được đề xuất bằng 1,25

Nếu phương pháp m-k được sử dụng, nên kiểm tra lực cắt thiết kế theo phương đứng VEd không vượt quá cường độ cắt thiết kế VL,Rd:

Giá trị thiết kế của các hệ số thực nghiệm m và k được dựa trên các thí nghiệm sàn và được cung cấp bởi nhà sản xuất tôn:

Theo 9.7.3(5), EN 1994-1-1, chiều dài cắt Ls đối với tải trọng phân bố đều tác dụng lên chiều dài nhịp:

Cường độ cắt dọc thiết kế:

→ Thỏa điều kiện c Kiểm tra cường độ chịu cắt ngang

Theo 9.7.5, EN 1994-1-1, cường độ chịu cắt ngang Vv,Rd nên được xác định theo phương pháp cho trong EN 1992-1-1 Theo 6.2.2, EN 1992-1-1, cường độ cắt ngang thiết kế Vv,Rd được tính toán như sau:

, , , 100 1 w , ,min v Rd Rd c Rd c l ck cp p v Rd

Giá trị tối thiểu của Vv,Rd,min được xác định như sau:

V =  +k b d Điều kiện tối thiểu đối với Vv,Rd liên quan đến việc các thành phần không có cốt thép gia cường vẫn có khả năng chống cắt Điều kiện kiểm tra:

Theo 6.2.2(1), EN 1992-1-1, các giá trị cần cho tính toán Vv,Rd là:

Cường độ mặt cắt ngang phụ thuộc vào diện tích cốt thép chịu kéo mà diện tích tiết diện của nó phải được kéo dài bởi một đoạn neo phù hợp (lbd+ d) (xem Hình 6.3, EN 1992-1-1) trong đó lbd là chiều dài neo thiết kế và d là chiều cao hữu hiệu của tiết diện (xác định từ mặt trên đến trọng tâm tôn sóng) Neo của tôn sóng được xác định bằng cách kiểm tra điều kiện cắt dọc và tôn có thể được xem như cốt thép với Asl = Ape = 1762 mm 2

Bề rộng nhỏ nhất tiết diện mặt cắt ngang trong vùng chịu kéo bw trên 1m được xác định như sau: w 0

=b  =  Phần trăm cốt thép dọc: w

Lực dọc thiết kế Ned = 0, do đó: cp Ed 0 c

Cường độ cắt thiết kế:

75.04 / 1 v Rd Rd c Rd c l ck cp p v Rd v Rd v Rd

(0.495 0.15 0) 733.33 113.5 10 41.2 75.04 / 1 v Rd cp p min ck v Rd v Rd

Vì không chắc chắn rằng tôn sóng có thể thỏa mãn điều kiện neo đầy đủ nên cường độ cắt thiết kế được lấy bằng giá trị tối thiểu:

Tương tự, điều kiện cường độ được thỏa mãn vì:

V =V = kN mV = kN m d Kiểm tra khả năng chịu cắt đứng

Khi liên kết chống trượt dọc tốt, dạng phá hoại III xảy ra do lực cắt tại gối tựa và vết nứt phát triển trên tiết diện nghiêng góc 45 o giống như dầm bê tông cốt thép Khả năng chịu cắt được xác định như sau:

+ bc là bề rộng trung bình của phần sườn bê tông trên 1m bề rộng

+ τRd là cường độ chịu cắt của bê tông:

=  =  =   + Ap = 1762 mm 2 : là diện tích hữu hiệu của tấm tôn vùng chịu kéo nằm trong phần bề rộng bc

+ k 1 = ( 1.6 − d p ) = (1.6 − 0.1135) = 1.4865  1 với dp có đơn vị tính bằng m

12.4.5 Kiểm tra theo trạng thái thứ II

12.4.5.1 Kiểm tra nứt bê tông

Bề rộng vết nứt trong vùng mô men âm của sàn liên tục cần kiểm tra theo Eurocode 2 Với các công trình có điều kiện sử dụng bình thường, bề rộng vết nứt cho phép là 0,3mm Nếu bề rộng vết nứt lớn hơn thì cần sử dụng cốt thép gia cường

Với các sàn liên tục được thiết kế như sàn có nhịp đơn giản, diện tích cốt thép chống nứt không nhỏ hơn 0,2% diện tích phần bê tông gây co ngót cho trường hợp không có thanh chống khi thi công và 0,4% cho trường hợp có thanh chống

Vì sàn được thiết kế như dầm đơn giản nên nó chỉ đòi hỏi gia cường cốt thép đối với giới hạn bề rộng vết nứt

Theo 9.8.1(2), EN 1994-1-1, thi công có thanh chống thì diện tích tiết diện ngang cốt thép tối thiểu As là 0,4% diện tích tiết diện bê tông bên trên sườn tôn

Cỏc thanh cốt thộp được giả thiết là 6ỉ10 /1m, do đú diện tớch mặt cắt ngang cốt thộp là:

12.4.5.2 Giới hạn tỉ số nhịp/chiều dày sàn

Theo 9.8.2(4), EN 1994-1-1, tính toán độ võng của sàn composite có thể bỏ qua nếu hai điều kiện sau được thỏa mãn

− Điều kiện 1: tỉ số nhịp/chiều dày sàn không vượt quá giới hạn cho trong EN 1992-1-1 như sau:

L d  : đối với sàn nhịp đơn giản

L d  : đối với nhịp ngoài sàn liên tục

L d  : đối với nhịp trong sàn liên tục

− Điều kiện 2: (9.8.2(6) EN 1994-1-1): Tải trọng gây ra một dịch chuyển vị tại hai đầu sàn

0,5mm trong các thí nghiệm trên sàn composite vượt quá 1,2 lần tải trọng tiêu chuẩn Nếu điều kiện thứ 2 không thỏa mãn, hai giải pháp sau có thể sử dụng:

+ Neo đầu mút nên được thực hiện

+ Độ võng nên được tính toán bao gồm cả hiệu ứng trượt hai đầu mút Đối với sàn xem xét, L = 2900mm, dp = 113, mm, tỉ số nhịp/chiều dày như sau:

Kiểm tra khả năng chịu lực của dầm thép H150x100x6x9

12.5.1 Mô hình SAFEv12 Để kiểm tra dầm thép sinh viên chỉ quan tâm đến tải trọng tác dụng lên dầm và từ đó lấy nội lực kiểm tra lại tiếp diện thực của dầm nên sinh viên quy đổi tiếp diện sàn và dầm theo khối lượng tương đương mà không quan đến độ cứng của nó:

❖ Quy đổi tiếp diện sàn

Từ phần mềm autocad ta tính được diện tích mặt cắt ngang của sàn deck là A = 120343 mm 2

❖ Quy đổi tiếp diện dầm

Từ phần mềm Autocad ta tính được diện tích mặt cặt ngang của dầm là A = 8192mm 2

102.4 dam td td td td td

Từ phần mềm Autocad ta tính được diện tích mặt cặt ngang của dầm là A = 2592mm 2

80 dam td td td td td

Hình 12 39: Mô hình dầm liên hợp

Hình 12 40: Biểu đồ moment của dầm

Hình 12 41: Biểu đồ lực cắt của dầm

12.5.2 Kiểm tra dầm H150x100x6x9 thép theo trạng thái giới hạn I

❖ Khả năng chịu moment dương

Chiều rộng tham gia của bản sàn:

Khả năng chịu kéo của dầm thép:

= = Khả năng chịu nén của phần sàn bê tông:

= = Vì N cf < N pla nên trục trung hòa dẻo nằm trong dầm thép (bảng cánh hoặc bảng bụng)

Khả năng chịu nén của bản cánh dầm thép:

= = Khả năng chịu kéo của bản cánh và bản bụng dầm thép:

= = Do N cf +N pla 1 y4.61 286.4+ 81.01kN N pla 2 S8.4kN nên trục trung hòa nằm trong bảng cánh của dầm thép

Hình 12 42: Biểu đồ phân phối ứng suất trên tiết diện dầm liên hợp khi trục trung hòa dẻo nằm trong bản cánh dầm thép

Vị trí trục trung hòa:

Mô men bền dẻo của tiết diện:

824.73 0.5 0.15 0.5 0.079 0.051 0.5 824.73 794.61 0.13047 0.051 133.76 pl Rd pla a c p pla cf p

Mô men dương lớn nhất do tải trọng gây ra:

M + = kN Điều kiện bền chịu uốn: M Sd + =6.8kN< M pl Rd + 3.76kN→ Thỏa

❖ Khả năng chịu moment âm

Khả năng chịu kéo của cốt thép

= = Khả năng chịu nén của dầm thép

= = Vì F s < F a nên trục trung hòa dẻo nằm trong dầm thép (bảng cánh hoặc bảng bụng)

Khả năng chịu kéo của bản cánh dầm thép:

= = Khả năng chịu nén của bản cánh và bản bụng dầm thép:

= = Do N s +F a 1 3.91 286.4+ E0.31kNN pla 2 S8.4kN nên trục trung hòa nằm trong bản bụng của dầm thép

Hình 12 43: Biểu đồ phân phối ứng suất trên tiết diện dầm liên hợp khi trục trung hòa dẻo nằm trong bản bản bụng dầm thép

Vị trí trục trung hòa dẻo:

Mô men bền dẻo của tiết diện:

+ F c khả năng chịu nén của phần sàn bê tông:

= = + M apl Rd khả năng chịu mô men của bản thân dầm thép

Mô men âm lớn nhất do tải trọng gây ra:

M − = − kN Điều kiện bền chịu uốn: M Sd − = −13.7kN< M pl Rd − 2.2kN→ Thỏa

❖ Khả năng chịu cắt của dầm liên hợp:

Với A v =t w h w = 6 132y2mm 2 : diện tích bản bụng

Lực cắt lớn nhất trong dầm là V Sd 2.4kN Điều kiện bền chịu cắt: V pl Rd , 8kN V Sd 2.4kN → Thỏa

Bản bụng chỉ có khả năng chịu cắt V pl Rd , nếu không bị mất ổn định cục bộ Điều kiện bản bụng không mất ổn định cục bộ: w

PHƯƠNG ÁN MÓNG CỌC KHOAN NHỒI

Thông số thiết kế

Tính sức chịu tải cọc khoan nhồi đường kính 800mm (D800)

Bảng 13 1: Bảng thông số thiết kế cọc khoan nhồi D800

Thông số Đơn vị Giá trị Đường kính m 0.8

Bề dày đài móng thường m 2

Bề dày đài móng lõi thang máy m 2

Chiều dài cọc m 40 Đoạn âm vào đài móng m 0.2

Chiều dài cọc tính từ đáy đài m 39.8

Cao độ đài móng thường m -11.1

Cao độ đài móng lõi thang máy m -13.1

Chu vi tiết diện cọc u m 2.513

Diện tích tiết diện ngang Ab m 2 0.497

Số cốt thộp dọc ỉ25 thanh 11

Diện tích tiết diện thép dọc Ast m 2 0.0054

Hàm lượng cốt thép dọc  % 1.086

Sức chịu vật liệu cọc khoan nhồi D800

( ' ) vl cb cb b b sc st

− Rvl: sức chịu tải theo vật liệu của cọc

− Rb: cường độ chịu nén tính toán của bê tông

− Rsc: cường độ chịu nén tính toán của cốt thép

− Ab: diện tích tiết diện ngang của bê tông thân cọc

− As: tổng diện tích cốt thép trong cọc

− φ: hệ số xét đến ảnh hưởng của uốn dọc phụ thuộc vào độ mảnh λ, và được xác định theo công thức:

=  Đối với cọc vuông lấy cạnh hoặc cọc tròn lấy đường kính r Đối với cọc chữ nhật lấy bề rộng d

cb: hệ số điều kiện làm việc khi đổ bê tông theo phương đứng, cb = 0.85 (mục 7.1.9, TCVN 10304-2014)

Hệ số uốn dọc  được lấy nhỏ nhất trong hai trường hợp cọc thi công và cọc làm việc

 cb : hệ số điều kiện làm việc kể đến biện pháp thi công (mục 7.1.9, TCVN 10304-2014):

 cb = 1 khi khoan trong đất dính, đổ bê tông khô, không gia cố thành và MNN thấp hơn cao trình mũi cọc

 cb = 0.9 khi khoan trong các loại đất khác, đổ bê tông khô, có dung ống vách chuyên dụng và guồng xoắn rỗng ruột

 cb = 0.8 khi khoan và đổ bê tông dưới nước, có dùng ống vách giữ thành

 cb = 0.7 khi khoan và đổ bê tông vào lòng hố khoan dưới dung dịch khoan hoặc dưới nước chịu áp lực dư, không dung ống vách giữ thành

Xác định chiều dài tính toán của cọc:

= + (1 – TCVN 10304-2014) l0 là chiều dài cọc kể từ đáy đài cao đến cao độ san nền là hệ số biến dạng xác định theo phụ lục A, TCVN 10304-2014

Nếu hạ cọc khoan nhồi xuyên qua nền đất và ngàm vào nền đá với tỷ số 2 /  h thì lấy

0 l tt = +l h h là chiều sâu hạ cọc, tính từ mũi cọc tới mặt đất thiết kế đối với móng cọc đài cao và tới đáy đài đối với móng cọc đài thấp

Hệ số được xác định như sau:

 =  (A.4 – TCVN 10304 – 2014) Trong đó: k là hệ số tỷ lệ (tra bảng A.1 – TCVN 10304-2014, tức bảng 6) được lấy trong khoảng chiều dày lớp đất lk = 3.5d + 1.5, d là đường kính (hoặc cạnh) cọc, được tính từ mặt đất đối với cọc đài cao và đáy đài đối với cọc đài thấp

Nếu trong phạm vi lk có 2 lớp đất thì hệ số được hiệu chỉnh theo công thức sau:

Với: l1 là chiều dày của lớp đầu tiên trong phạm vi lk từ mặt đất

E =  kN m : là mô đun đàn hồi của vật liệu làm cọc

I =d = = m : là mô men quán tính tiết diện cọc bp là đường kính cọc quy ước Nếu d  0.8m thì lấy bb = d+1m, ngược lại lấy bp = 1.5d+0.5m

c là hệ số điều kiện làm việc, đối với cọc độc lập thì c = 3 d là đường kính cọc đối với cọc tròn hoặc cạnh cọc đối với cọc vuông

Bảng 13 2: Hệ số tỷ lệ k

Tên Đơn vị Giá trị

Kết luận: Sức chịu tải cọc theo vật liệu Rvl = 6917.12 (kN).

Sức chịu tải cọc theo cơ lý đất nền

− c: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong nền, lấy c = 0.8 khi cọc tựa trên nền đất dính có Sr < 0.9 và lấy c = 1.0 cho các trường hợp khác

− cq: hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, lấy cq = 0.9 khi đổ bê tông dưới

316 nước, lấy cq = 1.0 cho các trường hợp khác

− cf: hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc (bảng 13.3)

− qp: cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc

+ Đối với đất dính: lấy qp tra theo bảng 13.4

Trong đó: α1 α2 α3 α4: các hệ số không thứ nguyên (Bảng 13.6), nhân với hệ số chiết giảm 0.9

1: dung trọng tính toán của nền đất dưới mũi cọc (có xét đến đẩy nổi)

2: dung trọng tính toán trung bình của nền đất nằm trên mũi cọc (có xét đến đẩy nổi) d: đường kính cọc khoan nhồi, hoặc cọc ống h: chiều sâu hạ cọc (từ mặt đất tự nhiên đến cao trình mũi cọc)

− Ap: diện tích tiết diện ngang của cọc

− u: chu vi tiết diện ngang thân cọc

− fi: cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc (bảng 13.5)

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

Bảng 13 3:Bảng tra hệ số điều kiện làm việc cf

317 Bảng 13 4: Cường độ sức kháng trên thân cọc đóng (ép) qp

Bảng 13 5: Bảng tra cường độ sức kháng mũi của cọc đóng (ép) fi

Bảng 13 6: Bảng tra hệ số α1 α2 α3 α4

❖ Tính sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền

− Cọc tự trên lớp 4: sét hạt mịn có độ bảo hòa Sr = 90% → c = 1

− cq = 0.9: hệ số điều kiện làm việc của đất ở dưới mũi cọc có kể đến trường hợp đổ bê tông dưới nước

− Diện tích tiết diện ngang của cọc:

− Chu vi tiết diện ngang thân cọc: u=  =  d  0.8=2.513 m

+ h = 50.9m: chiều sâu hạ cọc (từ mặt đất tự nhiên đến cao trình mũi cọc)

Tra bảng 13.4 với đất dính có IL = 0.08, zm = h = 50.9m → qp = 3650 kN/m 2

(2): cao độ đầu cọc nằm ở lớp thứ i

(3): cao độ cuối cọc nằm ở lớp thứ i

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

Sức chịu tải cọc theo cường độ đất nền

− c: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong nền, lấy c = 0.8 khi cọc tựa trên nền đất dính có Sr < 0.9 và lấy c = 1.0 cho các trường hợp khác

− cq: hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc, lấy cq = 0.9 khi đổ bê tông dưới nước, lấy cq = 1.0 cho các trường hợp khác

− cf: hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc (bảng 13.3)

− Ap: diện tích tiết diện ngang của cọc

− u: chu vi tiết diện ngang thân cọc

− fi: cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc

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

− qp: cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc b u c p q q =c N +q N  (G2 – TCVN 10304 – 2014) + Đối với đất hạt mịn không thoát nước: q p = c u ×N c

‣ Nc: là các hệ số sức chịu tải của đất dưới mũi cọc Đối với cọc đóng lấy Nc = 9, đối với cọc khoan nhồi lấy Nc = 6

‣ cu: lực dính không thoát nước của đất dưới mũi cọc

+ Đối với đất hạt thô dưới mũi cọc (c = 0): q p = q p ×N q

‣ qp: ứng suất hữu hiệu theo phương đứng do đất gây ra tại cao trình mũi cọc

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

Bảng 13 7: Bảng tra k, ZL, Nq cho đất hạt thô

Có thể tra Nc và Nq theo Meyerhof 1976

 Nq Nc  Nq Nc  Nq Nc

Lưu ý: Giá trị qp lớn nhất chỉ tính đến độ sâu giới hạn Z L

− f i : cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc

+ Đối với đất hạt mịn: f i = ×c u,i

‣ cu,i : lực dính không thoát nước của lớp đất thứ i

‣ α: hệ số không thứ nguyên, xác định bằng đồ thị

Chú ý: Nếu không có số liệu thí nghiệm cu thì lấy theo SPT, tức cu = 6.25N N là số búa SPT + Đối với đất hạt thô: f i = k i  Vi Zi , tan a i ,

‣ ki: hệ số áp lực ngang của lớp đất thứ i (bảng 13.7)

‣ σv,zi : ứng suất pháp hiệu quả trung bình theo phương đứng của lớp đất thứ i

‣ φa,i : góc ma sát giữa đất và cọc trong lớp đất rời thứ i (cọc bê tông chọn φa,i = φi ; cọc thép φa,i = 2/3φi)

Lưu ý: Cường độ sức kháng trung bình trên thân cọc trong đất hạt thô lớn nhất chỉ tính đến độ sâu giới hạn Z L (bảng 13.7)

❖ Tính sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền

− Sức kháng mũi của cọc: q b =c N u c +q N  p q

+ Đối với đất hạt mịn lớp 1

+ Đối với đất hạt thô lớp 2: f i = k i  Vi Zi , tan a i ,

‣ k i Tra theo trạng thái chặt →k i =1

+ Đối với đất hạt thô lớp 3: f i = k i  Vi Zi , tan a i ,

‣ k i Tra theo trạng thái cát chặt vừa →k i =1

+ Đối với đất hạt mịn lớp 4

− Cọc tự trên lớp 4: sét hạt mịn có độ bảo hòa Sr = 90% → c = 1

− cq = 0.9: hệ số điều kiện làm việc của đất ở dưới mũi cọc có kể đến trường hợp đổ bê tông dưới nước

− Diện tích tiết diện ngang của cọc:

− Chu vi tiết diện ngang thân cọc: u=  =  d  0.8=2.513 m

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

Sức chịu tải cọc theo chỉ số SPT

− Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc qp:

− Mũi cọc nằm trong đất hạt thô (đất cát):

+ qp = 300Np cho cọc đóng (ép)

+ qp = 150Np cho cọc khoan nhồi

− Mũi cọc nằm trong đất hạt mịn (đất dính):

+ qp = 9cu cho cọc đóng (ép)

+ qp = 6cu cho cọc khoan nhồi

− Cường độ sức kháng của đất trên thân cọc fi:

+ Thân cọc nằm trong lớp đất hạt thô: fsi = 3.33×Nsi

+ Thân cọc nằm trong lớp đất hạt mịn: fci = αp × fL × cui

‣ Đối với cọc đóng (ép): các hệ số αp và fL được xác định bằng cách tra đồ thị

‣ Đối với cọc khoan nhồi: hệ số fL = 1.0, còn hệ số αp được xác định bằng cách tra đồ thị

− Np: chỉ số SPT trung bình trong khoảng 4d phía dưới và 1d phía trên mũi cọc

− Nsi: chỉ số SPT trung bình của lớp đất hạt thô thứ i

− lsi: chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất hạt thô thứ i

− lci: chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất hạt mịn thứ i

− cui : lực dính không thoát nước của lớp đất hạt mịn thứ i Nếu không có số liệu từ thí nghiệm có thể xác định theo công thức cui=6.25Nci (kpa), với Nci là chỉ số SPT trong lớp đất hạt mịn thứ i (Nếu giá trị SPT N p hoặc N si lớn hơn 50 thì lấy bằng 50 để tính toán)

❖ Tính sức chịu tải của cọc theo SPT

− Cọc tự trên lớp 4: sét hạt mịn có độ bảo hòa Sr = 90% → c = 1

− cq = 0.9: hệ số điều kiện làm việc của đất ở dưới mũi cọc có kể đến trường hợp đổ bê tông dưới nước

− Diện tích tiết diện ngang của cọc:

− Chu vi tiết diện ngang thân cọc: u=  =  d  0.8=2.513 m

− Sức chịu mũi đơn vị của cọc qp: Đất tại mũi cọc (lớp 4: sét hạt mịn) → đất sét: qp = 9cu = 96.2515 = 843.75 (kN)

− Ma sát xung quanh cọc:

(2): cao độ đầu cọc nằm ở lớp thứ i

(3): cao độ cuối cọc nằm ở lớp thứ i

(5): nhóm đất (đất hạt mịn/đất hạt thô)

(6): cường độ sức kháng của đất trên thân cọc

+ Đối với cọc đóng (ép): các hệ số  p và f L được xác định bằng cách tra đồ thị

+ Cui: lực dính không thoát nước của lớp đất hạt mịn thứ i Nếu không có số liệu từ thí nghiệm có thể xác định theo công thức cui = 6.25Ni (kPa), với Ni là chỉ số SPT trong lớp đất hạt mịn thứ i

➢ Lớp 1: đất hạt mịn: f i = p f c L ui

➢ Lớp 2: đất hạt thô: f i =3.33N i =3.33 12 9.96(kPa)

➢ Lớp 3: đất hạt thô: f i =3.33N i =3.33 13 C.29(kPa)

➢ Lớp 4: đất hạt mịn: f i = p f c L ui

→ Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu SPT:

Ứng dụng plaxis 2D để tính toán sức chịu tải của cọc

Theo mục 7.1.6 TCVN 10304 – 2014 Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế Đối với nhưng công trình, không thực hiện được việc thữ tĩnh cọc ngoài hiện trường, thì nên xác định sức chịu tải của cọc theo một số phương pháp trình bày trong 7.2, 7.3 và phụ lục G có kể đến tầm quan trọng của công trình.

Trong trường hợp có kết quả thử cọc chịu tải trọng tĩnh thì sức chịu tải của cọc phải lấy theo kết quả thử này

→ Trong đồ án sinh viên do không có kết quả thử cọc bằng nén tải trọng tĩnh, nên sinh viên ứng dụng phần mềm PLAXIS 2D để mô phỏng quá trình nén tĩnh để tìm sức chịu tải của cọc

Tính các thông số đất nền của mô hình Mohr – Coulomb xem ở mục 10.11 của đồ án này

Bảng 13 8: Tổng hợp thông số đất nền của mô hình Mohr - Coulomb (MC)

STT Đặc trưng Ký hiệu Đơn vị Lớp 1 Lớp2 Lớp 3 Lớp 4

1 Mô hình Kiểu - MC MC MC

2 Ứng xử của đất Type - Undrained Drained Drained Undrained

5 Hệ sổ thấm đứng ky m/day 2.17 0.032 0.041 8.6410 -4

6 Hệ sổ thấm ngang kx m/day 4.34 0.064 0.082 1.72810 -3

7 Module đán hồi Eref kN/m 2 955.22 17471.83 40248.26 44057.94

12 Hệ số giảm ứng suất phần tứ tiếp xúc Rinter - 0.85 0.9 0.9 0.85

Mực nước ngầm ở mặt đất tự nhiên: +0.000m

Vật liệu cọc: mẫu vật liệu: Linear Elastic, loại tác động: Non-porous, modun đàn hồi

E ref =  kN m , hệ số poisson 0.2

Ta chọn cấp tải trọng tác dụng lên cọc là 100kN và tăng tải từ từ cho đến khi cọc phá hoại

Quá trình tính toán sức chịu tải của cọc

Giai đoạn 1: Thi công cọc

326 Giai đoạn 3: Sức chịu tải cực hạn

Xác định sức chịu tải cực hạn của cọc

Rc,u = (Cường độ phân bố lực A)  (Giá trị max Sum – MloadA)  Ap

Sức chịu tải thiết kế cọc khoan nhồi D800

Bảng 13 9: Bảng tổng hợp sức chịu tải của cọc khoan nhồi D800

Sức chịu tải Kết quả Rc,u (kN)

Chỉ tiêu cơ lý đất nền 6416.2 Cường độ đất nền 6127.35

− Rc,k = min(Rc,u): giá trị tiêu chuẩn sức chịu tải trọng nén của cọc, được xác định từ sức chịu tải nén cực hạn (Rcu)

− γ0: là hệ số điều kiện làm việc, γ0 = 1.0 đối với cọc đơn, γ0 =1.15 trong móng nhiều cọc

− γn: là hệ số tầm quan trọng của công trình, lấy bằng 1.2, 1.15, 1.1 tương ứng với tầm quan trọng của công trình cấp I, II, III

− Trường hợp cọc treo chịu tải trọng nén trong móng cọc đài thấp có đáy đài nằm trên lớp đất tốt, cọc chống chịu nén không kể đài thấp hay đài cao lấy k = 1.4 (1.2) Riêng trường hợp móng một cọc chịu nén dưới cột, nếu là cọc đóng hoặc ép chịu tải trên 600kN, hoặc cọc khoan nhồi chịu tải trên 2500kN thì lấy k = 1.6 (1.4)

− Trường hợp cọc treo chịu tải trọng nén trong móng cọc đài cao, hoặc đài thấp có đáy đài nằm trên lớp đất biến dạng lớn, cũng như cọc treo hay cọc chống chịu tải trọng kéo trong bất cứ trường hợp móng cọc đài cao hay đài thấp, trị số k lấy phụ thuộc vào số lượng cọc trong móng như sau:

+ Móng có ít nhất 21 cọc ……… k = 1.40 (1.25)

− Trường hợp bãi cọc có trên 100 cọc, nằm dưới công trình có độ cứng lớn, độ lún giới hạn không nhỏ hơn 30 cm thì lấy k = 1.0, nếu sức chịu tải của cọc xác định bằng thí nghiệm thử tải tĩnh

− Giá trị của k trong (…) dùng cho trường hợp sức chịu tải của cọc xác định bằng thí nghiệm thử tải tĩnh tại hiện trường; giá trị ngoài (…) dùng cho trường hợp sức chịu tải của cọc xác định bằng các phương pháp khác

❖ Sức chịu tải thiết kế của cọc:

Bảng 13 10: Sức chịu tải thiết kế của cọc

Móng có ít nhất 21 cọc 1.4 3316.97 Móng có 11 đến 20 cọc 1.55 2995.97 Móng có 06 đến 10 cọc 1.65 2814.40 Móng có 01 đến 05 cọc 1.75 2653.58

13.8 Sơ bộ số lượng cọc

Hình 13 1: Mặt bằng vị trí cột Để sơ bộ số lượng cọc ta lấy cặp nội lực P max ;M 2 tu ;M 3 tu ;V 2 tu ;V 3 tu để chọn sơ bộ:

STT N tt V2 tt V3 tt M2 tt M3 tt

Số lượng cọc được xác định theo công thức sơ bộ:

+ N: Tải trọng lực dọc truyền xuống móng

+ Rc,d: Giá trị sức chịu tải thiết kế cọc đơn

Bố trí cọc theo các nguyên tắc sau: (theo mục 8.13 – TCVN 10304 – 2014)

+ Khoảng cách giữa tim các cọc treo đóng không mở rộng mũi tại mặt phẳng mũi cọc không được bé hơn 3d (trong đó d là đường kính cọc tròn hay cạnh cọc vuông hoặc cạnh dài của cọc có mặt cắt chữ nhật) Đối với cọc chống khoảng cách này tối thiểu là 1,5d

+ Khoảng tĩnh không giữa thân cọc khoan nhồi, cọc đóng (ép) nhồi và cọc ống cũng như giữa thành hố khoan của các cọc trụ tối thiểu bằng 1 m

+ Khoảng tĩnh không giữa các phần mở rộng mũi khi thi công trong đất dính trạng thái cứng và nửa cứng lấy bằng 0,5 m, trong các loại đất khác (trừ đá)… lấy bằng 1,0 m

+ Khoảng cách giữa các cọc xiên hoặc giữa cọc xiên với cọc đứng tại đáy đài phải lấy dựa vào đặc điểm cấu tạo móng và đảm bảo được tính tin cậy khi hạ cọc xuống đất cũng như bố trí cốt thép và đổ bê tông đài cọc

Gải sử móng có 01 đến 05 cọc → Rc,d = 2653.58 (kN)

Bảng 13 11: Bảng sơ bộ số lượng cọc

STT N tt n Số lượng chọn

STT N tt n Số lượng chọn

Do kích thước các móng nằm giao nhau nên sinh viên hiệu chỉnh thành các móng sau:

Bảng 13 12: Bảng số lượng cọc chọn

Móng Vị trí cột N (kN) R c,d (kN) n Số lượng cọc

Xác định độ lún cọc đơn và độ lún ảnh hưởng của nhóm cọc của móng

Độ lún cọc đơn không mở rộng mũi được tính theo công thức:

+ P là tải trọng thẳng đứng tác dụng lên cọc

N tc : tải trọng tính toán thẳng đứng truyền xuống móng

W: Trọng lượng trung bình của đài và đất ở độ sâu D f

W = Bd × Ld × D f × tb n: số cọc trong đài móng

Mx, My: mô ment xoay quanh trục x và trục y xi, yi: tọa độ tim cọc theo phương x và y (lấy giá trị âm hoặc dương theo chiều dương qui ước)

+ G: modun trược của lớp đất

+ : là hệ số xác định theo công thức:

 =     là hệ số tương ứng cọc cứng tuyệt đối (EA=)

=    giống như ’ nhưng đối với trường hợp nền đồng nhất có đặc trưng

+ kn, kn1 là các hệ số được xác định theo công thức: k n = 2.82 − 3.78+ 2.18 2 , ứng với

 = G l là độ cứng tương đối của cọc, EA là độ cứng thân cọc chịu nén

+ E: là mô đun của cọc, A: là diện tích tiết diện ngang cọc

+ G1 và 1 là các đặc trưng được lấy trung bình đối với toàn bộ các lớp đất thuộc phạm vi chiều sâu hạ cọc

+ G2 và 2 được lấy trong phạm vi bằng 0,5L, từ độ sâu L đến độ sâu 1,5L kể từ đỉnh cọc với điều kiện đất dưới mũi cọc không phải là than bùn, bùn hay đất ở trạng thái chảy + Cho phép lấy mô đun trượt G = E/2(1+) bằng 0,4E (trong đó E là mô đun biến dạng của đất)

Loại đất Hệ số Poisson v

Sét cứng 0.20÷0.50 Độ lún của cọc có ảnh hưởng của nhóm cọc: Độ lún của nhóm cọc có thể tính toán từ độ lún của các cọc trong nhóm, có kể đến tác dụng tương hỗ giữa chúng Độ lún phụ thêm của cọc thứ “i” do cọc thứ “j” cách cọc “i” một khoảng là a, chịu tải trọng Nj, bằng:

=  (36 – TCVN 10304 – 2014) Độ lún của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc:

+ S(Pi): độ lún của cọc đơn

+ Pi: tải trọng tác dụng của cọc thứ i

+ G1 là modun trược được lấy trung bình đối với toàn bộ các lớp đất thuộc phạm vi chiều sâu hạ cọc

+ a: khoảng cách giữa cọc thứ “i” và các cọc thứ “j”

Bảng 13 13: Tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên móng (Pmax)

STT N tc V2 tc V3 tc M2 tc M3 tc

STT N tc V2 tc V3 tc M2 tc M3 tc

Bảng 13 14: Bảng nội lực của móng

Bảng 13 15: Bảng tổng hợp nội lực của móng

Bảng 13 16: Các thông số tính độ lún của cọc

Ký hiệu Kích thước Đơn vị

Chiều dài coc 39.8 m Đường kính cọc d 0.8 m

Modun E cọc 32500 Mpa kn 1.748 - kv 1.748 -

Ký hiệu Kích thước Đơn vị

Hình 13 4: Vị trí các cọc trong móng

Bảng 13 17: Độ lún cọc của móng M1

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

Bảng 13 18: Độ lún cọc của móng M2

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

Kết luận: Độ lún trung bình của cọc đơn là S(P) = 0.521cm và độ lún lớn nhất của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 1.21cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Bảng 13 19: Độ lún cọc của móng M3

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

Kết luận: Độ lún trung bình của cọc đơn là S(P) = 0.521cm và độ lún lớn nhất của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 1.33cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Bảng 13 20: Độ lún cọc của móng M4

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

Kết luận: Độ lún trung bình của cọc đơn là S(P) = 0.44cm và độ lún lớn nhất của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 1.85cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Bảng 13 21: Độ lún cọc của móng M5

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

Kết luận: Độ lún trung bình của cọc đơn là S(P) = 0.617cm và độ lún lớn nhất của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 2.11cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Bảng 13 22: Độ lún cọc của móng M6

STT Pi (kN) S(Pi) (cm) S i,j (cm) S(cm)

Kết luận: Độ lún trung bình của cọc đơn là S(P) = 0.578cm và độ lún lớn nhất của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 2.9cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Bảng 13 23: Độ lún cọc của móng M7

(cm) S(cm) STT Pi (kN) S(Pi)

(cm) S(cm) STT Pi (kN) S(Pi)

45 1248.73 0.329 8.204 8.532 90 1251.44 0.329 3.568 3.898 Kết luận: Độ lún trung bình của cọc đơn là S(P) = 0.57cm và độ lún lớn nhất của cọc đơn có ảnh hưởng của nhóm cọc là S = 8.95cm < 10cm (Phụ lục E – TCVN 10304 – 2014)

Kiểm tra ổn định nền và độ lún dưới đáy khối móng quy ước

− Từ mép ngoài cọc biên ngay dưới đài móng ta hạ một góc  cho với phương thẳng đứng, với tb

 = ,  tb : góc ma sát trung bình của các lớp đất mà cọc đi qua:

→ = − Đáy móng khối qui ước có kích thước:

− Sức chịu tải tiêu chuẩn của đất nền dưới móng khối qui ước theo TCVN 9362:2012

II qu II f II II II tc

Chỉ tiêu Giá trị ktc 1 m1 1.2 m2 1

− Áp lực tiêu chuẩn dưới đáy móng khối qui ước:

6 6 1 tc qu y tc x max qu qu qu qu tc qu y tc x min qu qu qu qu tc tc qu tb qu qu

W tc x qu x tc qu tc y qu y tc qu e M

1 1 n n tc x ,qu xi i i i i n n tc y ,qu yi i i i i

Trọng lượng của móng khối qui ước: W qu =W 1 +W 2 +W 3

Bảng 13 24: Trọng lượng khối móng quy ước

Móng W 1 (kN) W 2 (kN) W 3 (kN) W qu (kN)

− Điều kiện ổn định nền và độ lún dưới đáy khối móng quy ước

0 tc max II tc tb II tc min

Bảng 13 25: Nội lực khối móng quy ước

(m) W qu (kN) N tc (kN) tc x ,qu

Bảng 13 26: Bảng áp lực của khối móng quy ước

M1 100.22 99.46 99.84 1313.97 1576.76 M2 276.59 273.72 275.16 1329.09 1594.91 M3 305.88 296.56 301.22 1324.65 1589.57 M4 406.61 298.46 352.53 1335.32 1602.39 M5 393.41 344.08 368.74 1329.09 1594.91 M6 490.90 387.01 438.96 1346.00 1615.20 M7 621.91 572.18 597.05 1399.38 1679.26 Kết luận: Các móng thỏa điều kiện ổn định.

Kiểm tra lún cho khối móng quy ước

Ứng suất bản thân tại đáy khối móng quy ước:

 =  =  +  +  +  Ứng suất gây lún tại đáy móng: tc gl P tb bt

 = − Áp lực p và hệ số rỗng e:

Chiều dày lớp phân tố: h i 0.4B qu

– Chia các lớp đất dưới mũi cọc thành các phân tố dày hi = 2 m

– Ta tính lún theo phương pháp cộng lún các lớp phân tố Trong mỗi lớp phân tố thứ i tính độ lún theo công thức sau:

+ : là hệ số không thứ nguyên lấy bằng 0.8

+ Ei: là module biến dạng trung bình của lớp đất thứ i

+ hi: là chiều cao lớp thứ i

+ pi: là áp lực trung bình của lớp đất thứ i bằng nửa tổng áp lực thêm poz tại giới hạn trên và dưới của lớp đó xác định theo công thức C1- TCVN 9362-2012 đối với trường hợp hợp không kể đến ảnh hưởng của các móng lân cận

– Cách tính áp lực đất phụ thêm tại tâm đáy móng: p oz =  ( p−p d )=  p o

+ pd: là áp lực thiên nhiên trong đất tại đáy móng do trọng lượng của đất phía trên (đến cao trình địa hình thiên nhiên) gây ra

+ p: là áp lực thực tế trung bình dưới đáy móng

+ po: là áp lực thẳng đứng trong đất dưới đáy móng

+  : là hệ số tính đến sự thay đổi theo độ sâu của áp lực thêm trong đất và lấy theo bảng

C1 – TCVN 9362-2012, phụ thuộc vào độ sâu tương đối m = 2z/b và hình dáng của móng, đối với móng hình chữ nhật thì tùy thuộc vào tỷ số cạnh của nó n = Lm/Bm

Lưu ý: đối với móng hình tròn hoặc có hình dạng bất kỳ thì các giá trị  được lấy như móng tròn có bán kính F m r = 

– Theo TCVN 9362 - 2012, lớp đất số 4 có E > 5 MPa thì độ sâu dừng tính lún là tại vị trí phân tố của lớp đất đó có bt  5×gl và độ lún cho phép là 10 cm (Phụ lục E – TCVN

– Do đó, độ sâu dừng lún là:

  Bảng 13 27: Bảng tính lún của móng M1

Bảng 13 28: Bảng tính lún của móng M2

Bảng 13 29: Bảng tính lún của móng M3

Bảng 13 30: Bảng tính lún của móng M4

Bảng 13 31: Bảng tính lún của móng M5

Bảng 13 32: Bảng tính lún của móng M7

Kết luận: độ lún lớn nhất trong móng cọc là S = 5.39cm < 10cm → Thỏa điều kiện chịu lún.

Kiểm tra xuyên thủng

− F là lực xuyên thủng, F = N col i tt ( )

− u là chu vi đường bao của diện tích tiết diện ngang tính toán (xem hình bên dưới, d = ho)

− ho là chiều cao làm việc quy đổi của tiết diện, h 0 =0.5( h ox +h oy ) , hox và hoy là chiều cao làm việc của tiết diện đối với cốt thép dọc nằm theo phương các trục X và Y

− Fb,u là lực giới hạn,F b u , =R bt  u h 0 , Rbt là cường độ chịu kéo của bê tông

− Mx và My là các mô men uốn tập trung theo các trục X và Y

− Mbu,x và Mbu,y là các mô men tập trung giới hạn:

& bt by bt bx bu x bu y

= − Ibx và Iby là mô men quan tính của đường bao tính toán đối với trục đi qua trọng tâm của đường bao tính toán

− xmax và ymax là khoảng cách lớn nhất tính từ đường bao tính toán đến trọng tâm của nó

− Ibx và Iby được tính bằng tổng của mô men quán tính Ibx và Iby của các đoạn thành phần của đường bao tính toán tiết diện ngang đối với các trục trung tâm, đi qua tâm của đường bao tính toán với chiều rộng của mỗi đoạn thành phần được quy ước bằng đơn vị

Vị trí trọng tâm đường bao tính toán: 0 1 0 1

❖ Tính mô men quán tính 1 cạnh song song với trục X

❖ Tính mô men quán tính 1 cạnh song song với trục Y

Bê tông sử dụng B30: R bt =1.15(MPa R); b (MPa)

Giả thiết chiều cao móng: h = 2000mm

13.11.1 Xuyên thủng do cột gây ra ở móng M6

Vị trí N tt (kN) M x (kN.m) M y (kN.m)

Hình 10 36: Vùng bao xiêng thủng cột

& bt by bt bx bu x bu y

+ Vị trí trọng tâm O của đường bao tính toán:

1.325 bt bx bu x bt by bu y

13.11.2 Xuyên thủng do vách thang bộ của móng M7

Vị trí N tt (kN) Mx (kN.m) My (kN.m)

Hình 10 37: Vùng bao xiêng thủng của vách V1

& bt by bt bx bu x bu y

− Vị trí trọng tâm O của đường bao tính toán:

63831.74 4.4 bt bx bu x bt by bu y

13.11.1 Xuyên thủng do vách P1 của móng M7

Vị trí N tt (kN) Mx (kN.m) My (kN.m)

Hình 10 38: Vùng bao xiêng thủng của vách P1

& bt by bt bx bu x bu y

− Vị trí trọng tâm O của đường bao tính toán:

15089.26 1.825 bt bx bu x bt by bu y

Vậy móng bè thỏa điều kiện xiêng thủng.

Tính thép cho móng cọc

13.12.1 Tính độ cứng lò xo cho cọc của từng móng

− Độ cứng lò xo cọc được xác định bằng công thức:

+ Rc,d: sức chịu tải thiết kế của cọc

+ S(P): độ lún trung bình của cọc đơn

13.12.2 Mô hình móng bè cọc trong SAFE V12

Hình 13 5: Mô hình móng cọc

357 Hình 13 6: Khai báo lò xo cọc

358 Hình 13 7: Gán lò xo cho móng

Hình 13 11: Biểu đồ moment theo phương Y

Hình 13 12: Phản lực đầu cọc móng M1

Hình 13 13: Phản lực đầu cọc móng M2

Hình 13 14: Phản lực đầu cọc móng M3

Hình 13 15: Phản lực đầu cọc móng M4

Hình 13 16: Phản lực đầu cọc móng M5

Hình 13 17: Phản lực đầu cọc móng M6

Hình 13 18: Phản lực đầu cọc móng M7

❖ So sánh phản lực đầu cọc tính tay với phần mền safe

Bảng 13 33: Bảng so sánh phản lực đầu cọc móng M3

STT Tính tay SAFE Lệch (%)

STT Tính tay SAFE Lệch (%)

Có sự chênh lệch là do đặt trọng tâm đài móng không trùng với trọng tâm của hợp lực nên có sự phân phối lại nội lực

13.12.3 Tính thép cho móng bè

Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

 =  =   =   =    Theo mục 10.3.3.3 – TCVN 5574 – 2018 trong các kết cấu bê tông cốt thép dạng thanh và bản thì khoảng cách tối đa giữa trục các thanh cốt thép dọc để đảm bảo đưa chúng vào làm việc cùng với bê tông, đảm bảo cho ứng suất và biến dạng được phân bố đều, cũng như để hạn chế chiều rộng vết nứt giữa các thanh cốt thép, trong các dầm và bản bê tông cốt thép không được lớn hơn:

+ 200 mm khi chiều cao tiết diện ngang h ≤ 150 mm

+ 1,5h và 400 mm khi chiều cao tiết diện ngang h > 150 mm

Bảng 13 34: Tính thép theo phương X

As/m (mm²) μ% Đường kính a As chọn μ%

Bảng 13 35: Tính thép theo phương Y

STT Strip Vị trí M3 Bề rộng strip (m)

As/m (mm²) μ% Đường kính a As chọn μ%