chung cư căn hộ kingdom 101

Em xin gửi niềm tri ân và lời cảm ơn chân thành nhất đến thầy Lê Phương Bình, thầy là giảng viên hướng dẫn luận văn phần kết cấu của em, thầy cũng cho chúng em cảm nhận được một sự nhiệt

SƠ LƯỢC VỀ CÔNG TRÌNH

THÔNG TIN DỰ ÁN

Vị trí: 334 Tô Hiến Thành, Quận 10, TP Hồ Chí Minh

Chủ đầu tư: Công ty Đông Dương, Trực thuộc tập đoàn Hoa Lâm

Diện tích đất xây dựng: 106.209 m²

Tổng số căn hộ: 986 căn Đơn vị quản lý: TẬP ĐOÀN JLL

Thiết kế cảnh quan: Verticall studio

Quản lý giám sát xây dựng: FQM

Riêng tại Kingdom 101, chủ đầu tư đang xây dựng mọi thứ để đáp ứng chuẩn 5 sao này và cộng thêm đặc quyền sống xanh dành cho cư dân của dự án Ngoài ra, dự án còn sở hữu rất nhiều những tiện ích đặc biệt mà chỉ cư dân của KINGDOM 101 mới có cơ hội trải nghiệm Tự hào là dự án khép kín duy nhất tại quận 10, Kingdom101 mang đến sự an toàn tuyệt đối với hệ thống an ninh nhiều lớp Tất cả tiện ích, dịch vụ cao cấp như công viên, hồ bơi vô cực, phòng tập gym, trung tâm spa, vườn ươm, nhà hàng, nhà trẻ đạt chuẩn… đều được thiết kế để phục vụ riêng cho cư dân Kingdom

Lấy cảm hứng từ những công quốc xinh đẹp phủ kín bởi màu xanh của cây cỏ KINGDOM 101 chính là sự kết hợp giữa yếu tố thiên nhiên cùng với kiến trúc độc đáo tạo nên một khu dân cư cao cấp và sang trọng Cư dân có thể tản bộ dưới bóng cây, ngồi thưởng trà trong lúc thả mình tận hưởng vẻ đẹp tươi mát của thiên nhiên trong công viên nội khu Đây là một trong những điểm sáng của dự án, vì gia chủ có thể sở hữu căn hộ đẳng cấp, hòa mình với thiên nhiên trong điều kiện quỹ đất trung tâm đang ngày càng hạn hẹp Khi hoàn thiện, dự án Kingdom 101 được giới chuyên gia nhận định sẽ là tổ hợp căn hộ – thương mại hiện đại nhất khu vực, là biểu tượng mới của Quận 10

Dự án có 3 tháp, quy mô 30 tầng với diện tích sàn xây dựng hơn 100.000 m2, được khởi công vào ngày 29/09/2017 hứa hẹn là một dự án tầm cở tại trung tâm Sài Gòn

VỊ TRÍ KHU CĂN HỘ KINGDOM 101

Khu căn hộ cao cấp Kingdom 101 tọa lạc tại số 334 đường Tô Hiến Thành, Phường

14, Quận 10, Thành phố Hồ Chí Minh và là cấu nối của nhiều khu vực trung tâm trong thành nên Kingdom 101 mang đến sự tiện lợi bậc nhất trong việc di chuyển đến các điểm khác nhau

Quận 10 được coi là một nơi sinh sống khá lý tưởng Bên cạnh đó, hàng loạt các địa điểm lân cận khu căn hộ này làm cho tiện ích ngoại khu của Kingdom 101 Quận 10 thêm phần hấp dẫn:

Chỉ 10 phút để đi đến chợ Bến Thành tại Quận 1, Sân Bay Tân Sơn Nhất tại

Chỉ 05 phút để đi đên Bệnh viện Hùng Vương, Bệnh viện Chợ Rẫy

Chỉ mất từ 03 đến 05 phút để đi đến các địa điểm khác như Đại học Bách Khoa, Chợ Lớn, Chợ An Đông, chợ Kim Biên, Trung tâm TDTT Phú Thọ, hay các siêu thị lớn như Coopmart, trung tâm thương mại Parkson Hùng Vương

Hình 1.1 Vị trí công trình

Dự án Kingdom 101 có nhiều tiện ích ngoại khu đáng sống nhất khu vực Căn hộ nằm gần trung tâm thương mại cao 18 tầng đẳng cấp và cao nhất trong trung tâm TP.HCM thuận lợi cho việc mua sắm, sinh hoạt Công viên cây xanh 1ha lớn nhất khu trung tâm TPHCM mang đến cảnh quan cây xanh mát mẻ, trong lành cùng môi trường sống khỏe mạnh cho cư dân thể dục thể thao thư giãn

Xung quanh dự án còn hỗ trợ nhiều tiện ích công cộng nhằm phục vụ nhu cầu an sinh đa dạng cho cư dân hư phòng tập gym, yoga, khu vui chơi trẻ em, khu sinh hoạt cộng đồng, Khu BBQ ngoài trời, khu chăm sóc sức khỏe, …

GIẢI PHÁP THIẾT KẾ CÔNG TRÌNH

TIÊU CHUẨN ÁP DỤNG

TCVN 323:2004: Nhà ở cao tầng -tiêu chuẩn thiết kế

TCVN 2737:2023: 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 10304:2014: Móng cọc - Tiêu chuẩn thiết kế

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

QCVN 02:2022/BXD: Số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng

QCVN 03:2022/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.

TỔNG QUAN

Hệ kết cấu của công trình là hệ kết cấu khung – vách BTCT toàn khối

Mái phẳng bằng bê tông cốt thép và được chống thấm

Cầu thang bằng bê tông cốt thép toàn khối

Tường bao che và tường ngăn căn hộ là tường 200mm, tường ngăn phòng là tường 100mm

Công trình lựa chọn phương án sàn sườn toàn khối

GIẢI PHÁP KẾT CẤU

2.3.1 Hệ kết cấu chịu lực chính

Căn cứ vào bản vẽ kiến trúc và phân khu chức năng, sinh viên đề xuất 2 giải pháp kết cấu như sau:

1 Hệ khung chịu lực kết hợp lõi cứng

Là hệ bao gồm các cấu kiện dạng thanh như cột dầm liên kết với nhau tại các nút cứng, lõi tiếp nhận tải trọng ngang Ưu điểm: Tạo ra nhiều không gian, ít tạo cảm giác nặng nề, đóng kín trong không gian sử dụng, linh hoạt cho việc chuyển đổi chức năng sử dụng

Nhược điểm: Độ cứng chống uốn phương ngang thấp, chuyển vị ngang đỉnh công trình và chu kì dao động lớn

⟹ Chọn giải pháp kết cấu hệ khung chịu lực + lõi cứng cho 2 tầng hầm và tầng 1

2 Hệ vách chịu lực kết hợp lõi cứng

Là hệ bao gồm cấu kiện dạng bản như vách liên kết với nhau, có thể có dầm để truyền lực hoặc chỉ có sàn để truyền nội lực giữa các vách (bề dày sàn phải lớn) Ưu điểm: Do độ cứng của vách lớn theo 1 phương, nên chủ yếu lực ngang sẽ do vách và lõi chịu, độ cứng theo phương ngang của công trình lớn, chuyển vị ngang đỉnh công trình nhỏ

Nhược điểm: Nếu chỉ làm vách + lõi cứng, không gian sẽ bị chiếm dụng nhiều, phạm vi sử dụng thu hẹp, khó thay đổi công năng

⟹ Chọn giải pháp kết cấu hệ vách chịu lực + lõi cứng cho các tầng còn lại

Công trình sử dụng 2 loại sàn sau:

Khi bản sàn được liên kết (dầm hoặc tường) ở một cạnh (liên kết ngàm) hoặc ở hai cạnh đối diện (kê tự do hoặc ngàm) và chịu tải phân bố đều

Bản chỉ chịu uốn theo phương có liên kết, bản chịu lực một phương gọi là bản một phương hay bản loại dầm

2 Loại bản kê bốn cạnh

Khi bản có liên kết ở cả bốn cạnh (tựa tự do hoặc ngàm), tải trọng tác dụng trên bản truyền đến các liên kết theo cả hai phương

Bản chịu uốn hai phương được gọi là bản hai phương hay bản kê bốn cạnh.

NGUYÊN TẮC TÍNH TOÁN KẾT CẤU

Khi thiết kế kết cấu theo phương pháp trạng thái giới hạn hay TCVN 5574:2018, các cấu kiện luôn cần đảm bảo cả tiêu chí về trạng thái giới hạn I (TTGH I) về khả năng chịu lực (phá họai, mất ổn định) và về trạng thái giới hạn II (TTGH II) về hạn chế biến dạng, hư hỏng (vết nứt, góc xoay, độ võng, )

Vì vậy khi sinh viên thiết kế sàn theo TCVN 5574:2018 thì cần kiểm tra TTGH I và THGH II

Khi tính toán, kiểm tra trạng thái giới hạn một, ta phải đảm bảo các yêu cầu về cường độ, mất ổn định, hình dáng và vị trí…

2.4.2 Trạng thái giới hạn II

Nứt: Do dầm, sàn là kết cấu bê tông cốt thép nên vết nứt xảy ra tại các vị trí chịu lực lớn là không thể tránh được, tuy nhiên bề rộng vết nứt này cần được giới hạn để tránh làm giảm khả năng chịu lực của kết cấu cũng như ảnh hưởng tâm lý người sử dụng

Võng: Kết cấu sàn, dầm là kết cấu nằm ngang chịu tải trọng đứng nên sẽ có độ võng kết cấu đáng kể, độ võng này sẽ gây ảnh hưởng đến tâm sinh lý người sử dụng Vì vậy ta cần hạn chế độ võng để không ảnh hưởng tâm lý người sử dụng.

PHƯƠNG PHÁP XÁC ĐỊNH NỘI LỰC

Nội lực được xác định thủ công, phương pháp cơ học kết cấu truyền thống đối với tính toán cầu thang Việc này được thực hiện bằng cách tách rời các cấu kiện trong công trình với sơ đồ và quan niệm tính phụ hợp với điều kiện làm việc thực tế cũng như tính an toàn Sau đó quy đổi tải trọng chính xác Giải nội lực theo cơ học kết cấu, bảng tra, các công thức cơ học hoặc phần mềm giải nội lực

Tuy nhiên, với sự phát triển của các phần mềm và khoa học máy tính, ngày nay các phần mềm giải bằng phương pháp phần tử hữu hạn ngày cáng phát triển, dẫn tới việc mô hình hóa trở nên nhanh chóng, dễ dàng và chính xác hơn việc tính toán thủ công

→ Do đó sinh viên giải nội lực theo phương pháp tính tay cho các kết cấu chịu lực đơn giản: cầu thang, móng cọc, và giải bằng phần mềm (giải theo phương pháp phần tử hữu hạn FEM) cho hệ kết cấu khung của công trình

Tuy nhiên khi sử dụng phần mềm, ta phải đảm bảo các thông số đầu vào, các liên kết giữa các phần tử Kiểm tra lại với các tiêu chí biến dạng, nội lực phù hợp

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

Phần mềm ETABS 2018: Phần mềm phần tử hữu hạn phân tích sự làm việc của kết cấu khung công trình

Phần mềm SAFE: phần mềm phần tử hữu hạn chuyên phân tích cấu kiện dạng tấm (bản sàn, móng, …)

VẬT LIỆU SỬ DỤNG

Sàn, dầm, đài: sinh viên chọn B30

Khối lượng riêng bê tông cốt thép γ = 25 kN/m 3 , γ b = 1

Cường độ chịu nén tính toán Rb = 17 MPa

Cường độ chịu kéo tính toán Rbt = 1.15 MPa

Mô đun đàn hồi Eb = 32.5 x 10 3 MPa

Cột vách: sinh viên chọn B35

Cường độ chịu nén tính toán Rb = 19.5 MPa

Chọn cốt thép CB300T cho thép có d < 10

Cường độ chịu kéo, nén tính toán Rs = Rsc = 260 MPa

Cường độ chịu cắt tính toán Rsw = 210 MPa

Mô đun đàn hồi Es = 2.0 x 10 5 Mpa

Chọn cốt thép CB400V cho thép có d ≥ 10

Mô đun đàn hồi Es = 2.0 x 10 5 MPa

TẢI TRỌNG VÀ TÁC ĐỘNG

MỞ DẦU

KINGDOM 101 gồm có 2 tầng hầm và 24 tầng nổi Hệ kết cấu sử dụng là kết cấu khung – vách cứng, lõi cứng Do đó, việc tính toán khung phải là khung không gian Kết cấu công trình được tính toán bằng phần mềm ETABS

Hình 3.1 Mô hình khung không gian

TẢI TRỌNG PHƯƠNG THẲNG ĐỨNG

Tải trọng thẳng đứng bao gồm tĩnh tải và hoạt tải

Tĩnh tải tác dụng lên công trình gồm có:

Tải trọng lượng bản thân công trình

Tải trọng các lớp hoàn thiện, tường, kính, đường ống thiết bị…

Hoạt tải: Hoạt tải tiêu chuẩn tác dụng lên công trình được xác định theo công năng sử dụng của sàn ở các tầng (Theo TCVN 2737:2023 – Tải trọng và tác động)

Tĩnh tải và hoạt tải được tính toán dựa trên TCVN 2737:2023 - Tải trọng và tác động tiêu chuẩn thiết kế

3.2.1.1 Trọng lượng bản thân kết cấu

Tải trọng bản thân kết cấu phần mềm sẽ tự động tính toán với khối lượng riêng bê tông cốt thép là 2500 kg/m 3

Hệ số độ tin cậy lấy bằng 1.1 đối với bê tông cốt thép theo bảng 1 TCVN 2737:2023

3.2.1.2 Các lớp cấu tạo sàn

Hình 3.2 Các lớp cấu tạo sàn Bảng 3.1 Tải hoàn thiện của phòng vệ sinh, ban công, sàn mái

Các lớp cấu tạo Chiều dày Trọng lượng riêng n g tc g tt mm kN/m 3 kN/m 2 kN/m 2

Gạch ceramic 10 24 1.2 0.24 0.288 lớp vữa lót và tạo dốc 35 18 1.3 0.63 0.819

Bảng 3.2 Tải hoàn thiện của phòng sinh hoạt

Bảng 3.3 Tải hoàn thiện của sàn hầm

Gạch ceramic 10 24 1.2 0.24 0.288 lớp vữa lót và tạo dốc 30 18 1.3 0.54 0.702

Tải tường: g t = b t × h t × n g × γ t (kN/m) n g : hệ số độ tin cậy n g = 1.2 γ t : trọng lượng riêng của tường γ t = 18 kN/m 3 b t : bề dày tường (m) h t : chiều cao tường (m), h t = H − h d

H: chiều cao tầng nhà (m) h d : chiều cao dầm (m)

Bảng 3.4 Tải tường lên các sàn

Tính toán m m kN/m 3 n g kN/m kN/m

Tường 100 đặt trên sàn 0.1 3.2 18 1.2 5.76 6.912 Tường 100 đặt trên dầm 0.1 2.8 18 1.2 5.04 6.048 Tường 200 đặt trên sàn 0.2 3.2 18 1.2 11.52 13.824 Tường 200 đặt trên dầm 0.2 2.8 18 1.2 10.08 12.096

Giá trị hoạt tải được xác định theo công năng phòng và giá trị lấy theo bảng 4

STT Chức năng Khu vực

Hoạt tải tiêu chuẩn kN/m^2

Hệ số giá trị tiêu chuẩn giảm

1 Nhà ở, phòng ngủ, bếp và vệ sinh A 1.5 1.3 0.35

2 Hành lang, Sảnh khu vực A A 3 1.3 0.35

3 Mái có người sử dụng A 1.5 1.3 0.35

4 Mái không có ng sử dụng H 0.3 1.3 1

ĐỘNG LỰC HỌC CÔNG TRÌNH

3.3.1 Khối lượng tham gia dao động

Cách tính toán tải trọng gió trong tiêu chuẩn mới là kết hợp cả thành phần tĩnh và động Tuy nhiên, tiêu chuẩn lại không nêu rõ khối lượng tham gia dao động khi phân tích động lực công trình nên ta sử dụng 100% tĩnh tải và 50% hoạt tải (Theo điều 3.2.4 TCXD 229:1999)

Hình 3.3 Khai báo Mass source cho tải gió

Khối lượng tham gia dao động được khai báo khi phân tích động đất được lấy theo điều 3.2.4.(2)P TCVN 9386:2012, công thức (17)

Tải trọng loại A và tải trọng loại G: ψ E,I = φ × ψ 2,i = 0.8 × 0.3 = 0.24 (mục 4.2.4 TCVN 9386:2012)

Tải trọng loại C: ψ E,I = φ × ψ 2,i = 0.8 × 0.6 = 0.48 φ: hệ số ảnh hưởng bởi hoạt tải ở các tầng xảy ra không đồng thời

(Bảng 4.2 TCVN 9386:2012) ψ 2,i : Hệ số kể đến tải trọng Q k,i không xuất hiện trên toàn bộ công trình

Hình 3.4 Khai báo khối lượng tham gia động đất

3.3.2 Kết quả phân tích động lực học

Bảng 3.5 Chu kì, tần số, tỷ lệ khối lượng tham gia dao động trường hợp tải động đất

Tỉ lệ tham gia dao động của các phương

Bảng 3.6 Chu kì, tần số, tỷ lệ khối lượng tham gia dao động trường hợp tải gió

Tỉ lệ tham gia dao động của các phương

Tần số dao động riêng 3.113s nằm trong khoảng (1.1-1.3) x 0.1 x n, với n là tổng số tầng của công trình Với công trình 25 tầng thì tầng số dao động hợp lý nằm trong khoảng 2.75 - 3.25 (s) Vậy chu kì dao động trên là hợp lý

TẢI TRỌNG PHƯƠNG NGANG

Xác định tải trọng gió theo TCVN 2737:2023

Công trình tọa lạc tại quận 10 TP.HCM nên công trình thuộc

Vùng gió: II Áp lực gió cơ sở W0, (3s,20y): 0.95 kN

Giá trị tiêu chuẩn của tải trọng gió Wk tại cao độ tương đương Ze được xác định theo công thức:

𝑊 3𝑠,10 : Áp lực gió 3s ứng với chu kỳ lặp 10 năm:

𝑊 3𝑠,10 = 0.852 × 𝑊 0 = 0.852 × 0.95 = 0.8094 𝑘𝑁 𝐾(𝑍 𝑒 ): Hệ số kể đến sự thay đổi áp lực gió theo độ cao và dạng địa hình

𝑍 𝑔 : Độ cao gradient, lấy theo bảng 8 TCVN 2737:2023

𝛼: Hệ số dùng trong hàm lũy thừa đối với vận tốc gió 3s, lấy theo bảng 8 TCVN 2737:2023

Cao độ tương đương 𝑍 𝑒 đối với nhà được xác định như sau:

87.9 > 2 × 21.6 = 43.2 ⟹ Trường hợp 3 Đối với gió Y

𝐾(𝑍 𝑒 ) không được lấy lớn hơn 1.98 đối với địa hình C

𝑐: Hệ số khí động, lấy theo bảng F.4 TCVN 2737:2023

𝐺 𝑓 : Hệ số hiệu ứng giật, đối với kết cấu “mềm” T > 1s thì

) 𝐼(𝑍 𝑠 ): Là hệ số độ rối ở cao độ tương đương 𝑍 𝑠

𝑐 𝑟 : Hệ số phụ thược vào các dạng địa hình khác nhau, lấy theo Bảng 10

𝑍 𝑠 : Cao độ tương đương lấy bằng 0.6ℎ = 0.6 × 87.9 = 52.74 𝑚

𝑔 𝑣 : Là hệ số đỉnh cho thành phần phản ứng của gió, lấy bằng 3.4

𝑔 𝑄 : Là hệ số đỉnh cho thành phần xung của gió, lấy bằng 3.4

𝑔 𝑅 : Là hệ số đỉnh cho thành phần cộng hưởng của gió, được xác định

Q là hệ số kể đến thành phần phản ứng nền của kết cấu chịu tải trọng gió

𝐿(𝑍 𝑠 ) là thang nguyên kích thước xoáy (chiều dài rối) tại độ cao tương đương 𝑍 𝑠

R: Là hệ số phản ứng cộng hưởng

𝛽𝑅 𝑛 𝑅 ℎ 𝑅 𝑏 (0.53 + 0.47𝑅 𝑑 ) 𝛽: Là độ cản, lấy bằng 0.02 với kết cầu bê tông cốt thép

Hệ số giật theo phương X

Hệ số giật theo phương Y

𝑏, 𝛼: Tra bảng 10 TCVN 2737:2023 Với địa hình C ta có 𝑏 = 0.45, 𝛼 = 1/4

2 b i,x/y : bề rộng đón gió h i : chiều cao tầng trên h i-1 : chiều cao tầng dưới h i + h i-1

2 : Chiều cao đón gió có thể tính khác với sân thượng và tầng trệt

Bảng trình bày tính toán tải trọng gió được trình bày tại bảng 1.1 và bảng 1.2 phụ lục tính toán.

Bảng 3.7 Bảng kết quả tính toán tải trọng gió

Tầng W k,x (kN) W k,y (kN) Tầng W k,x (kN) W k,y (kN)

Tải trọng động đất được tính toán theo TCVN 9386:2012 Sử dụng phương pháp phân tích phổ phản ứng Đây là một phương pháp dự đoán phản ứng lớn nhất của hệ chịu tác động động đất dựa trên số liệu các trận động đất xảy ra trước đó

Phương pháp phân tích phổ phản ứng là phương pháp có thể áp dụng cho tất cả các loại nhà (Mục 4.3.3.3 TCVN 9386: 2012)

Phương pháp này cần kể đến số dạng dao động cần xét đến Phải xét đến phản ứng của tất cả các dao động góp phần đáng kể vào phản ứng tổng thể của công trình xác định theo điều 4.3.3.3.1.(3) TCVN 9386:2012 Điều này yêu cầu phải đáp ứng một trong hai điều kiện sau:

Tổng các trọng lượng hữu hiệu của các dạng dao động (mode) được xét chiếm ít nhất 90% tổng trọng lượng kết cấu

Tất cả dạng dao động (mode) có trọng lượng hữu hiệu lớn hơn 5% của tổng trọng lượng đều được xét đến

Khi các yêu cầu trên không thỏa ta phải áp dụng điều 4.3.3.3.1.(5):

Số lượng tối thiểu các dạng dao động k được xét trong tính toán khi phân tích không gian cần thỏa mãn cả hai điều kiện sau: k ≥ 3√n và T k ≤ 0.2s

Trong đó: k: số dạng dao động được xét tới trong tính toán n: số tầng trên móng hoặc ở đỉnh của phần cứng phía dưới

Tk: chu kỳ dao động thứ k

3.4.2.2 Xác định loại đất nền

Tra bảng 3.1 – TCVN 9386:2012, công trình xây trên nền đất loại C, đất cát, cuội sỏi chặt, chặc vừa hoặc có sét cứng, SPT từ 15–50 (nhát/30cm), Cu từ 70–250(Pa)

Từ loại đất nền, ta tra bảng 3.1 – TCVN 9386:2012 các tham số mô tả các phổ phản ứng đàn hồi

Bảng 3.8 Tham số mô tả phổ phản ứng đàn hồi Loại nền đất S TB(s) TC(s) TD(s)

TB là giới hạn dưới của chu kỳ

TC là giới hạn trên của chu kỳ

TD là giá trị xác định điểm bắt đầu của phần phản ứng dịch chuyển không đổi trong phổ phản ứng

3.4.2.3 Xác định gia tốc nền thiết kế

Tra phụ lục H TCVN 9386:2012 giá trị gia tốc nền tham chiếu Vị trí công trình ở quận 10, Thành phố Hồ Chí Minh nên ta có, g = 0.06

Gia tốc nền tham chiếu a gR = 0.0612 × g = 0.06 × 9.81 = 0.5886 m/s 2

Hệ số tầm quan trọng phụ thuộc vào cấp của công trình xây dựng được quy định tại Phụ lục E TCVN 9386:2012 Công trình KINGDOM 101 có 2 tầng hầm và 24 tầng nổi thuộc cấp I (công trình từ 20 – 60 tầng) Hệ số tầm quan trọng γ1 = 1.25

Gia tốc nền thiết kế: a g = a gR ×γ 1 = 0.5886 × 1.25 = 0.7358 m/s 2 Theo quy định của TCVN 9386:2012 0.04g ≤ a g < 0.08g thuộc nhóm động đất yếu, giải pháp kháng chấn đã được giảm nhẹ Tuy nhiên trong phạm vị luận văn, sinh viên vẫn thiết kế kháng chấn cho công trình

3.4.2.4 Xác định hệ số ứng xử q

Công trình được thiết kế với cấp dẻo trung bình Theo mục 5.2.2.2 TCVN

9386:2012, hệ số ứng xử q theo phương nằm ngang: q = q 0 k w ≥ 1.5 q 0 = 3𝛼 𝑢 /𝛼 1 đối với hệ khung, hệ hỗn hợp và hệ tường kép

Theo 5.2.2.2(5) TCVN 9386:2012 kết cấu hỗn hợp tương đương tường có

Do kết cấu không đều đặn trong mặt đứng nên giá trị q cần được giảm xuống 20% theo điều 5.2.2.2(3) q = 3.6 × 0.8 = 2.88 Kết cấu không đều đặn theo mặt đứng không thỏa mục 4.2.3.3 TCVN 9386:2012 0.15𝐻 = 0.15 × 87.9 = 13.185 Đoạn giật cấp 19.6m > 13.185m nên

72.1 = 0.29 > 0.2 ⟹Không thỏa tính đều đặn theo mặt đứng

3.4.2.5 Xác định số dạng dao động cần xét đến

Khối lượng hữu hiệu được xác định bằng công thức:

Trong đó: n: tổng bậc tự do xét đến theo phương X u i,j : giá trị chuyển vị đang xét trên mặt bằng tại điểm đặt khối lượng thứ j của dạng dao động riêng thứ i

M j : khối lượng tập trung tại tầng thứ j của công trình

Theo mục 4.3.3.3.2(1) đối với các dạng dao động được tính toán theo mỗi phương, nếu chu kì dao động của chúng thỏa điều kiện độc lập Tj ≤ 0.9 × Ti thì tổ hợp phản ứng dạng dao động được lấy theo phương pháp SRSS, ngược lại cần thực hiện các quy trình chính xác hơn để tổ hợp các phản ứng cực đại của các dạng dao động như

“Tổ hợp bậc hai đầy đủ”

Bảng 3.9 Tính toán khối lượng hữu hiệu mode dao động 1 Tầng Mode u 1,j M j u 1,j × M j u 1,j 2 × M j

070074.78 456.475 = 24251.21 (tấn) Tính toán tương tự với các mode còn lại, ta có Bảng 3.10 và Bảng 3.11

Bảng 3.10 Số dạng dao động kể đến trong tính toán theo phương X

Bảng 3.11 Số dạng dao động kể đến trong tính toán theo phương Y

3.4.2.6 Xác định lực cắt đáy

Phổ phản ứng đàn đồi thiết kế không thứ nguyên theo phương ngang

≥β a g Với β là hệ số ứng với cận dưới của phổ thiết kế theo phương nằm ngang, β = 0.2

Lực cắt ở chân công trình được phân phối lên các tầng theo điều 4.3.3.2.3 TCVN 9386:2012

S d (T i ): Phổ thiết kế Các thông số tính S d xem Bảng 3.8

M i : Khối lượng hữu hiệu tương ứng với dạng dao động thứ i λ: Là hệ số hiệu chỉnh λ =0.85 nếu T 1 ≤ 2T 𝐶 với nhà có trên 2 tầng hoặc λ = 1,0 với các trường hợp khác

Bảng 3.12 Lực cắt đáy của các mode dao động cần xét

Lực cắt ở chân công trình được phân phối lên các tầng theo điều 4.3.3.2.3

F j : lực ngang tác động tại tầng thứ j của dao động thứ i

F b, i : lực cắt đáy của mode dao động thứ i u i,j : giá trị chuyển vị đang xét trên mặt bằng tại điểm đặt khối lượng thứ j của dạng dao động riêng thứ i

M j : khối lượng tập trung tại tầng thứ j của công trình

Bảng tính toán tải trọng động tại các mode dao động được trình bày tại bảng 1.3, bảng 1.4, bảng 1.5 bảng 1.4, bảng 1.6, bảng 1.7, bảng 1.8, bảng 1.9 phụ lục tính toán

Bảng 3.13 Kết quả tính toán tải trọng động đất

F 14,j (kN) ROOF 11.421 -57.915 30.575 20.362 -53.345 34.315 -28.554 Terrace 185.428 -438.569 142.588 225.387 -461.875 259.646 -195.377 Story23 268.801 -552.761 175.095 319.792 -565.729 276.311 -164.114 Story22 261.173 -447.999 136.447 304.082 -443.838 162.630 -38.934 Story21 252.656 -344.330 95.753 290.260 -323.066 53.032 76.525 Story20 244.140 -233.256 47.876 275.181 -202.294 -53.032 167.817 Story19 235.623 -125.884 -7.181 260.103 -84.541 -146.721 224.204 Story18 225.687 -18.512 -67.027 245.024 27.174 -222.733 238.972 Story17 214.332 81.454 -131.660 228.689 135.869 -275.765 213.464 Story16 204.396 177.718 -196.293 213.611 232.487 -304.048 154.392 Story15 191.621 262.875 -251.350 197.276 317.027 -305.816 69.812 Story14 180.266 340.627 -292.045 182.198 389.491 -279.300 -24.166 Story13 167.491 403.569 -308.802 165.863 449.877 -226.268 -114.116 Story12 153.297 455.404 -292.045 149.528 492.147 -153.792 -189.298 Story11 139.103 488.726 -244.169 134.449 519.321 -65.406 -234.944 Story10 126.328 510.941 -162.779 119.371 528.379 31.819 -248.370

F 14,j (kN) Story9 112.134 518.346 -52.664 104.292 525.360 127.276 -224.204 Story8 97.940 507.238 71.814 89.214 504.225 215.662 -166.475 Story7 83.746 485.023 201.080 75.392 471.012 288.139 -81.895 Story6 69.551 451.701 315.983 62.827 425.723 337.635 16.110 Story5 56.845 407.763 407.439 50.322 371.823 362.820 112.909 Story4 64.243 618.732 841.747 61.245 504.567 615.437 383.275 Story3 42.895 467.298 800.005 40.206 359.606 524.777 460.605 Story2 30.279 348.828 676.600 26.804 257.628 417.936 427.194 Story1 12.996 183.060 403.290 11.505 132.696 233.070 280.267 Basement1 5.286 68.940 156.004 4.679 44.975 85.578 112.491

TỔ HỢP TẢI TRỌNG

3.5.1 Tổ hợp tải trọng động đất

Theo điều 4.3.3.3.2 TCVN 9386 – 2012, phản ứng ở hai dạng dao động j và k được xem là phụ thuộc tuyến tính lẫn nhau nếu các chu kì dao động riêng tương ứng Tj và

Tk thỏa mãn điều kiện sau:

T k ≤ 1.0 Còn nếu ngược lại thì được xem là độc lập tuyến tính với nhau

Khi các dao động đang xét đến thỏa mãn điều kiện về độc lập tuyến tính như trên thì giá trị lớn nhất EE (nội lực, chuyển vị) của hệ quả tác động động đất có thể lấy bằng:

EE: hệ quả của tác động động đất đang xét (nội lực, chuyển vị…)

Ei: giá trị của hệ quả tác động của động đất này do dạng dao động riêng thứ i gây ra k: số dạng dao động độc lập tuyến tính cần xét

Khi tổ hợp các thành phần nằm ngang tác động động đất được thực hiện bằng cách tổ hợp tải trọng động đất được xác định theo phương pháp căn bậc hai của tổng bình phương:

+ E Emax Các giá trị hệ quả tác động lớn nhất do tác động đồng thời của các lực động đất ngang trong cả 2 phương chính gây ra

+ E Edx và E Edy tương ứng là các giá trị hệ quả tác động do các lực động đất tác động theo phương x-x và y-y gây ra

→ Trong thực tế, lực động đất tác động theo hai phương không phải lúc nào cũng cùng pha với nhau Theo điều 4.3.3.5.1(3) TCVN 9386:2012 cho phép sử dụng một phương án tổ hợp khác trong đó lấy 100% hệ quả tác động động đất theo phương này kết hợp với 30% hệ quả tác động động đất theo phương kia

3.5.2 Tổ hợp tải trọng khác

Tổ hợp tải trọng được tuân theo Điều 6.2a TCVN 2737:2023

𝛾 𝑛 : Hệ số tầm quan trọng của công trình được tra theo phụ lục H TCVN 2737:2023 kèm theo phân cấp hậu quả của công trình theo QCVN 03:2022/BXD Công trình có kết cấu dạng nhà và có chiều cao trên 75m được xếp vào công trình cấp C3 nên có hệ số tầm quan trọng 𝛾 𝑛 = 1.15

𝐺 𝑘,𝑖 : là giá trị tiêu chuẩn của tải trọng thường xuyên thứ i

𝑄 𝑘,𝐿,𝑗 : là giá trị tiêu chuẩn của tải trọng tạm thời dài hạn thứ j

𝑄 𝑘,𝑡,𝑚 : là giá trị tiêu chuẩn của tải trọng tạm thời ngắn hạn thứ m

𝛾 𝑓,𝑖 : là hệ số độ tin cậy về tải trọng của tải trọng thường xuyên thứ i

𝛾 𝑓,𝑗 : là hệ số độ tin cậy về tải trọng của tải trọng tạm thời dài hạn thứ j

𝛾 𝑓,𝑚 : là hệ số độ tin cậy về tải trọng của tải trọng tạm thời ngắn hạn thứ m

𝜓 𝐿,𝑗 : là hệ số tổ hợp của tải trọng tạm thời dài hạn thứ j

𝜓 𝑡,𝑚 : là hệ số tổ hợp của tải trọng tạm thời ngắn hạn thứ m

Bảng 3.14 Chú thích tải trọng Tên tổ hợp Chú thích

DEAD Trọng lượng bản thân kết cấu

HT_TT Tải hoàn thiện (giá trị tính toán)

HT_TC Tải hoàn thiện (giá trị tiêu chuẩn)

LL_A Hoạt tải khu A theo TCVN 2737:2023

LL_C Hoạt tải khu C theo TCVN 2737:2023

LL_H Hoạt tải khu H theo TCVN 2737:2023

LL_G Hoạt tải khu G theo TCVN 2737:2023

WX Tải trọng gió phương X

WY Tải trọng gió phương Y

EX Tải động đất phương X

EY Tải động đất phương Y

3.5.3 Tổng hợp tổ hợp tải trọng

Bảng 3.15 Tổ hợp tải trọng TTGHI

Tổ hợp DEAD WALL HT_TT HT_TC LL_A LL_C LL_H LL_G WX WY EX EY

Bảng 3.16 Tổ hợp tải trọng TTGHII

Tổ hợp DEAD WALL HT_TC LL_A LL_C LL_H LL_G WX WY

ỔN ĐỊNH TỔNG THỂ CÔNG TRÌNH

Kiểm tra chuyển vị đỉnh của công trình

Chuyển vị đỉnh giới hạn của công trình được quy định trong cả 2 tiêu chuẩn

TCVN 198:1997 và TCVN 2737:2023, tuy nhiên TCVN 198:1997 đã được ban hành khá lâu không còn phù hợp với các công trình hiện đại, sinh viên xem xét áp dụng TCVN

2737:2023 (thay thế cho phụ lục M của TCVN 5574:2018) cho điều kiện ổn định này

Theo bảng G.5 phụ lục G TCVN 2737:202318, chuyển vị giới hạn theo phương ngang của nhà nhiều tầng phải thỏa mãn điều kiện f u ≤ H

Hình 4.1 Chuyển vị lớn nhất của công trình (trường hợp max)

Hình 4.2 Chuyển vị lớn nhất của công trình (trường hợp min) f max = 71 𝑚𝑚 < f u = 175.8 mm

Kiểm tra gia tốc đỉnh của công trình

Gia tốc đỉnh của công trình phải thỏa điều kiện theo điều 2.6.3 TCVN

Nhận thấy gia tốc đỉnh không thỏa mãn yêu cầu theo TCVN 198:1997, tuy nhiên do tiêu chuẩn này chỉ áp dụng cho nhà cao tầng có chiều cao không quá 75 m nên tiêu chuẩn này không phù hợp với công trình này (chiều cao công trình 87.9 m)

Kiểm tra ổn định chống lật cho công trình

Theo TCVN 198:1997, tỉ lệ chiều cao trên chiều rộng lớn hơn 5 phải kiểm tra ổn định chống lật dưới tác động của tải trọng động đất và tải trọng gió Ổn định chống lật là đảm bảo bảo tỉ lệ giữa moment lật do tải trọng ngang (gồm tải gió hoặc tải động đất) gây ra phải thỏa mãn điểu kiện

Combo chống lật được quy định ở mục 3.2 TCVN 198:1997 rằng khi tính moment chống lật, hoạt tải trên các tầng được kể đến 50%, còn tĩnh tải lấy 90% và dùng tải tiểu chuẩn để kiểm tra

Công trình có chiều cao H = 87.9 m, chiều rộng B = 18 m (thiên về an toàn nên xét bề rộng công trình tại tầng điển hình)

B = 4.88 < 5 ⟹ không cần kiểm tra ổn định chống lật.

Kiểm tra chuyển vị lệch tầng do gió

Chuyển vị chênh lệch giữa các tầng của công trình dưới tác dụng của tải trọng gió được quy định trong bảng G.5 phụ lục G TCVN 2737:2023, chuyển vị liên tầng theo phương ngang của nhà nhiều tầng với liên kết giữa tường ngăn với khung nhà thuộc loại tường mềm phải thỏa mãn f i+1 − f i ≤ h si

Trong ETABS có chỉ số drifts i =f i+1 − f i h si

Từ đó ta có thể biến đổi công thức: f i+1 − f i ≤ h si

Mà trong đó f i , f i+1 là chuyển vị tầng i và tầng i+1 h si là khoảng cách từ sàn tầng i đến tầng i+1 drifts i là chuyển vị tương đối của tầng i, được xuất trực tiếp từ ETABS

Hình 4.3 Biểu đồ chuyển vị tương đối do tải trọng gió driftsmax = 0.001 ≤ 1

Kiểm tra chuyển vị lệch tầng do động đất

Chuyển vị chênh lệch giữa các tầng của công trình theo yêu cầu hạn chế hư hỏng khi có tác động của tải trọng động đất được quy định theo điều 4.4.3.2 TCVN

9386:2012 d r ν ≤ 0.001h d r : chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng d r = d s = q d × d c q d : hệ số ứng xử chuyển vị, lấy bằng q trừ phi có quy định khác d c : là chuyển vị tương đối (drifts, trogn ETABS) ν: là hệ số chiết giảm xét đến chu kỳ lặp thấp hơn của tác động động đất liên quan đến yêu cầu hạn chế hư hỏng Tiêu chuẩn cũng khuyến nghị dùng v = 0.4 cho công trình có mức độ quan trọng I

Từ đó ta biến đổi công thức d r ν ≤ 0.001h ⟺ q ×f i+1 − f i h si × ν ≤ 0.005 drifts max ≤0.005

Hình 4.4 Biểu đồ chuyển vị tương đối do tải trọng động đất driftsmax = 0.001 ≤ 0.004 ⟹ 𝑇ℎỏ𝑎

Kiểm tra hiệu ứng P-DELTA

Hiệu ứng bậc 2 là sự xét đến nội lực gia tăng trong cấu kiện do tác dụng lệch trục của tải trọng thẳng đứng Được đề cập đến trong mục 4.4.2.2.(2) TCVN 9386:2012

Dưới tác dụng của tải trọng động đất và do sự cho phép làm việc ngoài giới hạn đàn hồi, kết cấu thường có chuyển vị ngang lớn, các tải trọng thẳng đứng do đó không nằm ở vị trí ban đầu (đúng trục) mà bị lệch sang vị trí mới làm gia tăng nội lực trong các cấu kiện do tác dụng lệch trục

Bên cạnh hiệu ứng P-Delta (P-) thì cũng có hiệu ứng P-delta (P-) − hiệu ứng này được xét đến khi tính toán cấu kiện chịu nén, chịu nén uốn

Hiệu ứng P-Delta được đánh giá thông qua hệ số độ nhạy được đề cập trong mục 4.4.2.2.(2) TCVN 9386:2012 Không cần xét đến hiệu ứng bậc 2 P-Delta (P-) khi thỏa θ = (P tot × d r )/(V tot × h) ≤ 0.1 θ là hệ số độ nhạy của chuyển vị ngang tương đối giữa các tầng

P tot là tổng tải trọng trường tại tầng đang xét và các tầng bên trên nó khi thiết kế chịu động đất d r là chuyển vị ngang thiết kế tương đối giữa các tầng được xác định như hiệu của các chuyển vị ngang trung bình ds tại trần và sàn của tầng đang xét (tương tự tính toán chuyển vị liên tầng do tải trọng động đất) d r = d s = q d × d c

Từ đó ta biến đổi công thức θ =(P tot × d r ) (V tot × h) =P tot

P tot : bao gồm tĩnh tải x 1 và hoạt tải x 0.3 theo điều 3.2.3.(1)P TCVN 9386:2012

V tot : bao gồm tất cả các tải động đất

Hình 4.5 Khai báo combo Ptot (trái), Vtot (phải)

Bảng 4.1 Tính toán kiểm tra hiệu ứng P-Delta

Story Drifts X Drifts Y Ptot VtotX VtotY x y X Y

ROOF 0.0004 0.0009 590 114 124 0.01 0.01 ĐẠT ĐẠT Terrace 0.0005 0.0010 12694 969 1175 0.02 0.03 ĐẠT ĐẠT Story23 0.0006 0.0010 29597 2074 2421 0.02 0.04 ĐẠT ĐẠT Story22 0.0006 0.0011 45688 2995 3370 0.03 0.04 ĐẠT ĐẠT Story21 0.0006 0.0010 61779 3741 4052 0.03 0.05 ĐẠT ĐẠT Story20 0.0007 0.0010 77869 4301 4517 0.03 0.05 ĐẠT ĐẠT Story19 0.0007 0.0010 93960 4688 4819 0.04 0.06 ĐẠT ĐẠT Story18 0.0007 0.0010 110050 4909 5013 0.04 0.06 ĐẠT ĐẠT Story17 0.0007 0.0010 126141 4996 5139 0.05 0.07 ĐẠT ĐẠT Story16 0.0007 0.0010 142232 4984 5232 0.06 0.08 ĐẠT ĐẠT Story15 0.0007 0.0010 158322 4933 5317 0.06 0.08 ĐẠT ĐẠT Story14 0.0007 0.0009 174413 4909 5416 0.07 0.09 ĐẠT ĐẠT Story13 0.0007 0.0009 190503 4973 5547 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story12 0.0007 0.0009 206594 5158 5739 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story11 0.0007 0.0009 222685 5455 6005 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story10 0.0007 0.0009 238775 5830 6349 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story9 0.0007 0.0008 254866 6233 6755 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story8 0.0007 0.0008 270956 6636 7201 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story7 0.0007 0.0008 287047 7026 7662 0.08 0.09 ĐẠT ĐẠT Story6 0.0007 0.0007 303138 7418 8122 0.08 0.08 ĐẠT ĐẠT Story5 0.0006 0.0007 319228 7828 8569 0.08 0.07 ĐẠT ĐẠT Story4 0.0006 0.0006 345760 8635 9293 0.07 0.06 ĐẠT ĐẠT Story3 0.0005 0.0005 373865 9487 9967 0.06 0.05 ĐẠT ĐẠT Story2 0.0005 0.0004 399805 10282 10570 0.05 0.05 ĐẠT ĐẠT Story1 0.0003 0.0003 428313 10769 10938 0.04 0.03 ĐẠT ĐẠT Basement 1 0.0002 0.0001 456002 10962 11078 0.02 0.01 ĐẠT ĐẠT

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ SÀN ĐIỂN HÌNH

MỞ ĐẦU

Các bước tính toán thiết kế sàn điển hình như sau:

+ Xác định tải trọng tác dụng

+ Tính toán lặp bề dày sàn, tiết diện dầm sao cho tiết diệ vè bề dày hợp lý nhất

+ Tính toán cốt thép cho sàn (TTGHI)

+ Kiểm tra nứt và độ võng của sàn (TTGHII)

TẢI TRỌNG VÀ TÁC ĐỘNG

XÂY DỰNG MÔ HÌNH TÍNH SÀN TẦNG BẰNG PHẦN MỀM SAFE

5.3.1 Phương pháp tính nội lực

Phương án thiết kế sàn sử dụng phần mềm SAFE để tính toán nội lực

Phương pháp tính toán nội lực bằng phương pháp phần tử hữu hạn đang được sử dụng phổ biến hiện nay do tận dụng được khả năng tính toán mạnh của máy tính Với các phần mềm chuyên dụng như SAFE

Ta xuất mặt bằng dầm sàn từ ETABS sang SAFE Kiểm tra lại các tải trọng

Hình 5.1 Mô hình 3D phần mềm SAFE sàn tầng điển hình

Hình 5.2 Tĩnh tải tường xây (kN/m)

Hình 5.3 Tải trọng hoàn thiện (kN/m2)

Hình 5.4 Hoạt tải khu vực A: khu vực ở (kN/m2)

Hình 5.5 Hoạt tải khu vực H: khu vực bồn cây, lấy tải sửa chữa (kN/m2)

THIẾT KẾ THEO THGH I

Chiều cao giới hạn vùng chịu nén của bê tông ξ R = 0.8

Diện tích cốt thép yêu cầu

Hàm lượng cốt thép hợp lý cho sàn bản dầm: μ c = (0.3% ÷ 0.8%)

5.4.2 Tính toán cốt thép lớp trên

Hình 5.10 Quy ước thứ tự thép gối sàn phương X

Bảng 5.1 Tính cốt thép gối phương X của sàn điển hình

Vị trí hs Mtt a Astt Bố trí A s,chọn μ c mm kN.m mm mm 2 d(mm), a (mm) mm 2 %

Hình 5.11 Quy ước thứ tự thép gối sàn phương Y

Bảng 5.2 Tính cốt thép gối phương Y của sàn điển hình

Vị trí hs Mtt a Astt Bố trí A s,chọn μ c mm kN.m mm mm 2 Phân bố Gia cường mm 2 %

5.4.3 Tính toán cốt thép lớp dưới

Hình 5.12 Quy ước thứ tự thép nhịp sàn phương X

Bảng 5.3 Tính cốt thép nhịp phương X của sàn điển hình

Hình 5.13 Quy ước thứ tự thép nhịp sàn phương Y

Bảng 5.4 Tính cốt thép nhịp phương Y của sàn điển hình

THIẾT KẾ THEO TTGHII

5.6.1 Kiểm tra điều kiện hình thành vết nứt

Trước khi tính toán độ võng cần phải xem vị trí tính toán kết cấu có bị nứt hay không Theo mục 8.2.2 TCVN 5574:2018, công thức kiểm tra sự hình thành vết nứt:

𝑀 ≤ 𝑀 crc = 𝑅 bt,ser × 𝑊 pl Trong đó:

𝑅 bt,ser : Là cường độ chịu kéo dọc trục tính toán của bê tông (B30) đối với trạng thái giới hạn thứ 2, 𝑅 bt, ser = 1.75 (MPa)

𝑊 pl Là moment kháng uốn của tiết diện quy đổi, theo công thức (159)

𝑊 pl =γW red Trong đó: γ: là hệ số lấy bằng 1.3

W red : Là momen kháng uốn đàn hồi của tiết diện quy đổi theo vùng chịu kéo của tiết diện

Ví dụ tính toán kiểm tra cho vị trí gối 2 phương X

Ired là moment quán tính của diện tích quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó:

 là tỉ số moment đàn hồi của cốt thép và bê tông:

32500 = 6.154 yt là hệ số xác định theo công thức:

𝐴 𝑟𝑒𝑑 Diện tích tiết diện ngang quy đổi khi coi vật liệu đàn hồi

Moment tĩnh của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với thớ bê tông chịu kéo nhiều hơn

= 26671844.77(mm 3 ) Khoảng cách từ thớ bê tông chịu kéo nhiều nhất đến trọng tâm tiết diện quy đổi của cấu kiện

𝑦 𝑡 &671844.77 238216.4731 = 111.96(mm) Moment kháng uốn đàn hồi của tiết diện quy đổi theo vùng chịu kéo của tiết diện

111.96 = 9604366.67(mm 3 ) Moment kháng uốn đàn dẻo của tiết diện đối với thớ bê tông chịu kéo ngoài cùng

⟹ 𝑊 pl = 1.3 × 9604366.67 = 12485676.67(mm 3 ) Moment kháng nứt của tiết diện

Kết quả tính nứt được trình bày trong bảng 2.5 phụ lục tính toán

5.6.2 Tính toán bề rộng vết nứt

Tính toán bề rộng vết nứt được tiến hành theo điều kiện:

𝑎 crc ≤ 𝑎 crc,u Trong đó: acrc là chiều rộng vết nứt do tác dụng ủa ngoại lực acrc,u là chiều rộng vết nứt giới hạn cho phép, lấy theo bảng 17

Chiều rộng vết nứt dài hạn được xác định theo công thức; acrc= acrc,1

Chiều rộng vết nứt ngắn hạn: acrc= acrc,1 + acrc,2 - acrc,3

Trong đó: acrc,1 là chiều rộng vết nứt do tác dụng dài hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn acrc,2 là chiều rộng vết nứt do tác dụng ngắn hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời (dài hạn và ngắn hạn) acrc,3 là chiều rộng vết nứt do tác dụng ngắn hạn của tải trọng thường xyên và tạm thời dài hạn

𝜎 𝑠 là ứng suất trong cốt thép chịu kéo tại tiết diện thẳng góc có vết nứt do ngoại lực tương ứng

𝐿 𝑠 là khoảng cách cơ sở ( không kể đến ảnh hưởng của loại bề mặt cốt théo) giữa các vết nứt thẳng góc kề nhau

𝜓 𝑠 là hệ số, kể đến sự phân bố không đều biến dạng tương đối của cốt thép chịu kéo giữa các vết nứt, cho phép lấy 𝜓 𝑠 = 1 Nếu không thỏa tính lại theo công thức:

𝜙 1 là hệ số, kể đến thời hạn tác dụng của tải trọng, lấy bằng:

1.0 - Khi có tác dụng ngắn hạn của trải trọng;

1.4 - Khi có tác dụng ngắn hạn của trải trọng;

𝜙 2 là hệ số, kể đến thời hạn tác dụng của tải trọng, lấy bằng:

0.5 - đối với cốt thép có gân và cáp;

0.8 - đối với cốt thép trơn;

𝜙 3 là hệ số, kể đến đặc điểm chịu lực, lấy bằng:

1.0 - đối với cấu kiện chịu uốn và chịu nén lệch tâm;

1.4 - đối với cấu kiện chịu kéo;

3 )𝐴 𝑠 Trong đó: zs à khoảng cách từ tọng tâm cốt thép chịu kéo đến điểm đặt hợp lựuc của các nội lực trong vưng chịu nén của cấu kiện

Giá trị Ls lấy không nhỏ hơn 10ds và 100mm và không lớn hơn 40ds và 400mm

Abt là diện tích tiết diện bê tông chịu kéo;

As là diện tích tiết diện cốt thép chiu kéo;

58 ds là đường kính danh nghĩa của cốt thép;

Chiều rộng vết nứt ngắn hạn được xác định theo công thức:

1335 = 503.15(mm) (Gía trị Ls lấy không nhỏ hơn 10ds và 120mm và không lớn hơn 40ds và 400 mm)

20 × 10 4 × 400 = 0.22(mm) Tính toán tương tự ta được

𝑎 crc,3 = 0.2(mm) Chiều rộng vết nứt dài hạn

𝑎 crc = 𝑎 crc,1 = 0.28(mm) ≤ 𝑎 crc,u = 0.3mm

Chiều rộng vết nứt ngắn hạn

𝑎 crc = 𝑎 crc,1 + 𝑎 crc,2 − 𝑎 crc,3 = 0.28 + 0.22 − 0.2 = 0.31(mm) ≤ 𝑎 crc,u = 0.4mm

Kết quả kiểm tra bề rộng vết nứt được trình bày trong bảng 2.6 phụ lục tính toán

TCVN 5574:2018 mục 8.2.3.2 hướng dẫn cách tính toán độ võng cho cấu kiện bê tông cốt thép như sau:

Tính toán độ võng của cấu kiện bê tông cốt thép được tiến hành theo điều kiện(177)

𝑓 ≤ 𝑓 𝑢 Trong đó: f là độ võng của cấu kiện bê tông cốt thép dưới tác dụng của ngoại lực fu là độ võng giới hạn cho phép của cấu kiện bê tông cốt thép, lấy theo Bảng G.1 phụ lục G TCVN 2737:2023 Độ võng tại giữa nhịp cấu kiện được xác định theo công thức (180) mực 8.2.3.2.4 TCVN 5574:2018:

𝑟) max s là hệ số phụ thuộc vào sơ đồ tính toán 5/48 đối với dầm tự do, 1/4 đối với dầm console Thiên về an toàn, sinh viên sử dụng hệ số của sơ đồ dầm tựa tự do để tính toán

𝑟) max: Là độ cong toàn phần tại tiết diện có moment uốn lớn nhất. Độ cong của cấu kiện có vết nứt trong vùng kéo được xác định:

(1/r)1 là độ cong do tác dụng ngắn hạn của toàn bộ tải trọng mà dùng để tính toán biến dạng (1/r)2 là độ cong do tác dụng ngắn hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn (1/r)3 là độ cong do tác dụng dài hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn

Công thức (187) mục 8.2.3.3.3 TCVN 5574:2018 hướng dẫn cách tính độ cong (1/r) như sau:

M là moment uốn do ngoại lực (có kể đến moment do lực dọc N) đối với trục vuông góc với mặt phẳng tác dụng của moment uốn và đi qua trọng tâm tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện;

D là độ cứng chống uốn của tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện

Tính toán chi tiết cho Nhịp 1 phương X (tác động ngắn hạn của tỉnh tải + hoạt tải dài hạn)

Công thức (188) mục 8.2.3.3.3 TCVN 5574:2018 hướng dẫn xác định độ cứng của cấu kiện:

Khi có tác dụng ngắn hạn của tải trọng:

𝐸 b1 =0.85E 𝑏 = 14666.67 𝑀𝑃𝑎 Khi có tác dụng dài hạn của tải trọng:

𝜙 b,cr là hệ số từ biến của bê tông, lấy theo bảng 11, trang 40 TCVN 5574:2018

Moment quán tính Ired của tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó được xác định như đối với vật thể đặc theo theo các nguyên tắc chung về sức bền của các cấu kiện đàn hồi có kể đến toàn bộ diện tích tiết diện bê tông và diện tích tiết diện cốt thép với hệ số quy đổi cốt thép về bê tông 

I là moment quán tính của tiết diện bê tông đối với trọng tâm tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện

Is, Is’ là moment quán tính của tiết diện cốt thép lần lượt chịu kéo và chịu nén đối với trọng tâm tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện

Moment quán tính Ired của tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó được xác định như đối với vật thể đặc theo theo các nguyên tắc chung về sức bền của các cấu kiện đàn hồi có kể đến toàn bộ diện tích tiết diện bê tông và diện tích tiết diện cốt thép với hệ số quy đổi cốt thép về bê tông : Đối với tiết diện chữ nhật chỉ có cốt thép chịu kéo thì chiều cao vừng nén của bê tông được xác định theo công thức sau:

s là hàm lượng cốt thép thanh:

s2 s1: Là tỉ số quy đổi giữa cốt thép và bê tông:

Es, red: là module biến dạng quy đổi của cốt thép nằm trong vùng chịu kéo của cấu kiện có vết nứt:

12.01 × 10 12 = 2.74 × 10 −6 (1/𝑚𝑚) Tính toán tương tự ta có:

48× (8.5 × 1000) 2 × 3.26 × 10 −6 = 24.6 𝑚𝑚 Độ võng giới hạn được lấy thiên về an toàn bằng cách lấy giá trị giới hạn ở cận trên thay vì nội suy theo độ dài nhịp

⟹ 𝑓 𝑚 = 24.6 𝑚𝑚 < 𝑓 𝑢 = 34 𝑚𝑚 ⟹ Thỏa điều kiện võng Kết quả kiểm tra độ võng được trình bày trong bảng 2.7 phụ lục tính toán

5.6.4 So sánh kết quả tính võng trong SAFE

Trường hợp tải trọng khi tính võng trong SAFE

Bảng 5.5 Chú thích trường hợp tải trọng khi tính võng bằng SAFE

Tên tổ hợp Tác động Tải trọng ff1 Tác động ngắn hạn Tĩnh tải + hoạt tải ff2 Tác động ngắn hạn Tĩnh tải + hoạt tải dài hạn ff3 Tác động dài hạn Tĩnh tải + hoạt tải dài hạn

Chù thích: hoạt tải dài hạn tương đương với giá trị tiêu chuẩn giảm của tải trọng tạm thời ngắn hạn trong TCVN 2737:2023

Hình 5.14 Khai báo Load Case F1 cho trường hợp tác dụng ngắn hạn của toàn bộ tải trọng

Hình 5.15 Khai báo Load Case F2 cho trường hợp tác dụng ngắn hạn của tải trọng thường xuyên và tải trọng tạm thời dài hạn

Hình 5.16 Khai báo Load Case F2 cho trường hợp tác dụng dài hạn của tải trọng thường xuyên và tải trọng tạm thời dài hạn

Hình 5.17 Khai báo Combination Load cho độ võng toàn phần

Hình 5.18 Độ võng tính toán trong SAFE (23.2 mm)

Giá trị tính võng bằng công thức tại vị trí ô sàn 1 (24.6mm) không chênh lệch nhiều với giá trị tính trong SAFE (23.2mm) nên kết luận là kết quả tính toán đáng tin cậy

TÍNH TOÁN KHUNG

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ DẦM

Hình 6.1 Mặt bằng kết cấu tầng điển hình

Hình 6.2 Biểu đồ moment tầng điển hình

Hình 6.3 Biểu đồ lực cắt tầng điển hình.

Quy trình tính toán diện tích cốt thép dọc của dầm tương tự của sàn

Tính toán cốt đai cho dầm

1 Kiểm tra điều kiện cấu kiện không bị phá hoại do tác dụng ứng suất nén chính

2 Chọn cốt đai và khoảng rãi q sw =R sw A sw s w

3 Xác định chiều dài hình chiếu tiết diện nghiêng nguy hiểm nhất h 0 ≤ C 0 = √1.5 × γ b × R bt × b × h 0 2

4 Xác định khả năng chịu lực cắt của bê tông vùng nén

5 Xác định khả năng chịu lực cắt của cốt đai

6 Xác định khả năng chịu lực cắt của bêtông và cốt đai:

7 Kiểm tra khả năng chịu lực cắt của tiết diện:

Bố trí cốt đai phải đảm bảo các điều kiện thiết kế kháng chấn đảm độ dẻo kết cấu cục bộ theo quy định tại Mục 5.4.3.1.2 TCVN 9386:2012 thỏa các yêu cầu sau: Đường kính d bw của các thanh cốt đai không được nhỏ hơn 6mm

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

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

+ ℎ 𝑤 là chiều cao tiết diện của dầm

+ d bw =8 mm là đường kính cốt đai

+ d bL mm là đường kính cốt thép dọc nhỏ nhất

+ Cốt đai đầu tiên được đặt cách mút dầm không quá 50 (mm)

Hình 6.4 Cốt thép ngang và cốt đai trong vùng tới hạn của dầm

Hình 6.5 Quy ước vị trí mặt cắt dầm

Hình 6.6 Sơ đồ dầm của tầng điển hình

Kết quả thép dọc của dầm được trình bày trong bảng 3.1 phụ lục tính toán

Bảng 6.1 Bảng bố trí thép dọc cho dầm tầng 5 (tầng điển hình)

Tên dầm Vị trí b h Bố trí thép dưới

VB3.1 Gối phải 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB3.1 Nhịp 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB3.1 Gối trái 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB2.1 Gối phải 500 650 5d18 1272 0.43 5d25+5d25 4909 1.66 VB2.1 Nhịp 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25 2454 0.83 VB2.1 Gối trái 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25+5d22 4355 1.48 VB2.2 Gối phải 500 650 5d18 1272 0.43 5d25+5d25 4909 1.66 VB2.2 Nhịp 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25 2454 0.83 VB2.2 Gối trái 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25+5d22 4355 1.48 VB2.5 Gối phải 500 650 5d18 1272 0.43 5d25+5d25 4909 1.66 VB2.5 Nhịp 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25 2454 0.83 VB2.5 Gối trái 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25+5d22 4355 1.48 VB3.3 Gối phải 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB3.3 Nhịp 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB3.3 Gối trái 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB1.3 Gối phải 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.3 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.3 Gối trái 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.4 Gối phải 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.4 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.4 Gối trái 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.1 Gối phải 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.1 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.1 Gối trái 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.2 Gối phải 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.2 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 VB1.2 Gối trái 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22+4d18 2538 1.18 HB8.1 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+2d22 2281 1.06 HB8.1 Nhịp 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70 HB8.1 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB9.1 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB9.1 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22 1521 0.70 HB9.1 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB10 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB10 Nhịp 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70

HB10 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB11.1 Gối trái 300 600 3d18 763 0.47 3d22 1140 0.70 HB11.1 Nhịp 300 600 3d18 763 0.47 3d22 1140 0.70 HB11.1 Gối phải 300 600 3d18 763 0.47 3d22 1140 0.70 HB11.2 Gối trái 300 600 3d18 763 0.47 3d22 1140 0.70 HB11.2 Nhịp 300 600 3d18 763 0.47 3d22 1140 0.70 HB11.2 Gối phải 300 600 3d18 763 0.47 3d22 1140 0.70 HB9.2 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB9.2 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22 1521 0.70 HB9.2 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB8.2 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB8.2 Nhịp 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70 HB8.2 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+2d22 2281 1.06 HB5.1 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB5.1 Nhịp 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70 HB5.1 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70 HB6.1 Gối trái 200 400 2d18 509 0.75 2d22 760 1.12

HB6.1 Gối phải 200 400 2d18 509 0.75 2d22 760 1.12 HB7.1 Gối trái 200 400 2d18 509 0.75 2d22 760 1.12

HB6.2 Gối phải 200 400 2d18 509 0.75 2d22 760 1.12 HB5.2 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70 HB5.2 Nhịp 400 600 4d18 1018 0.47 4d22 1521 0.70 HB5.2 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 VB2.4 Gối phải 500 650 5d18 1272 0.43 5d25+5d25 4909 1.66 VB2.4 Nhịp 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25 2454 0.83 VB2.4 Gối trái 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25+5d22 4355 1.48 VB2.3 Gối phải 500 650 5d18 1272 0.43 5d25+5d25 4909 1.66

VB2.3 Nhịp 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25 2454 0.83 VB2.3 Gối trái 500 650 5d18+2d18 1781 0.60 5d25+5d22 4355 1.48 HB1.3 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB1.3 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22 1521 0.70 HB1.3 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB1.1 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB1.1 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22 1521 0.70 HB1.1 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB3.3 Gối trái 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.3 Nhịp 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.3 Gối phải 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB4.1 Gối trái 300 550 3d18 763 0.52 3d22+2d18 1649 1.12 HB4.1 Nhịp 300 550 3d18+2d18 1272 0.87 3d22 1140 0.78 HB4.1 Gối phải 300 550 3d18 763 0.52 3d22+2d18 1649 1.12 HB4.2 Gối trái 300 550 3d18 763 0.52 3d22+2d18 1649 1.12 HB4.2 Nhịp 300 550 3d18+2d18 1272 0.87 3d22 1140 0.78 HB4.2 Gối phải 300 550 3d18 763 0.52 3d22+2d18 1649 1.12 HB1.4 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB1.4 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22 1521 0.70 HB1.4 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB1.2 Gối trái 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB1.2 Nhịp 400 600 4d18+2d18 1527 0.71 4d22 1521 0.70 HB1.2 Gối phải 400 600 4d18 1018 0.47 4d22+4d22 3041 1.41 HB3.4 Gối trái 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.4 Nhịp 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.4 Gối phải 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB2.1 Gối trái 300 500 3d18 763 0.58 3d22+2d22 1901 1.44 HB2.1 Nhịp 300 500 3d18+2d18 1272 0.96 3d18 763 0.58 HB2.1 Gối phải 300 500 3d18 763 0.58 3d18+2d18 1272 0.96 HB2.3 Gối trái 300 500 3d18 763 0.58 3d18+2d18 1272 0.96 HB2.3 Nhịp 300 500 3d18+2d18 1272 0.96 3d18 763 0.58 HB2.3 Gối phải 300 500 3d18 763 0.58 3d22+2d22 1901 1.44 HB2.4 Gối trái 300 500 3d18 763 0.58 3d22+2d22 1901 1.44 HB2.4 Nhịp 300 500 3d18+2d18 1272 0.96 3d18 763 0.58 HB2.4 Gối phải 300 500 3d18 763 0.58 3d18+2d18 1272 0.96 HB2.2 Gối trái 300 500 3d18 763 0.58 3d22+2d22 1901 1.44

HB2.2 Nhịp 300 500 3d18+2d18 1272 0.96 3d18 763 0.58 HB2.2 Gối phải 300 500 3d18 763 0.58 3d18+2d18 1272 0.96 VB3.2 Gối phải 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB3.2 Nhịp 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 VB3.2 Gối trái 300 500 3d18+3d18 1527 1.16 3d22+3d22 2281 1.73 HB3.1 Gối trái 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.1 Nhịp 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.1 Gối phải 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.2 Gối trái 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.2 Nhịp 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB3.2 Gối phải 200 450 2d18+2d18 1018 1.30 2d18+2d18 1018 1.30 HB12 Gối trái 300 600 3d18+2d18 1272 0.79 3d22 1140 0.70 HB12 Nhịp 300 600 3d18+2d18 1272 0.79 3d22 1140 0.70 HB12 Gối phải 300 600 3d18 763 0.47 3d22+2d22 1901 1.17 Bảng kiểm tra khả năng chịu cắt của dầm được trình bày trong bảng 3.2 phụ lục tính toán

Bảng 6.2 Bảng kết quả kiểm tra cốt thép đai cho dầm tầng 5 (tầng điển hình)

Bố trí mm mm mm mm

VB3.1 Gối 300 500 d8a100 HB8.1 Gối 400 600 d8a100 VB3.1 Nhịp 300 500 d8a200 HB8.1 Nhịp 400 600 d8a200 VB3.1 Gối 300 500 d8a100 HB8.1 Gối 400 600 d8a100 VB2.1 Gối 500 650 d8a100 HB9.1 Gối 400 600 d8a100 VB2.1 Nhịp 500 650 d8a200 HB9.1 Nhịp 400 600 d8a200 VB2.1 Gối 500 650 d8a100 HB9.1 Gối 400 600 d8a100 VB2.2 Gối 500 650 d8a100 HB10 Gối 400 600 d8a100 VB2.2 Nhịp 500 650 d8a200 HB10 Nhịp 400 600 d8a200 VB2.2 Gối 500 650 d8a100 HB10 Gối 400 600 d8a100 VB2.5 Gối 500 650 d8a100 HB11.1 Gối 400 600 d8a100 VB2.5 Nhịp 500 650 d8a200 HB11.1 Nhịp 400 600 d8a100 VB2.5 Gối 500 650 d8a100 HB11.1 Gối 400 600 d8a100 VB3.3 Gối 300 500 d8a100 HB11.2 Gối 400 600 d8a100 VB3.3 Nhịp 300 500 d8a200 HB11.2 Nhịp 400 600 d8a100

VB3.3 Gối 300 500 d8a100 HB11.2 Gối 400 600 d8a100 VB1.3 Gối 400 600 d8a100 HB9.2 Gối 400 600 d8a100 VB1.3 Nhịp 400 600 d8a200 HB9.2 Nhịp 400 600 d8a200 VB1.3 Gối 400 600 d8a100 HB9.2 Gối 400 600 d8a100 VB1.4 Gối 400 600 d8a100 HB8.2 Gối 400 600 d8a100 VB1.4 Nhịp 400 600 d8a200 HB8.2 Nhịp 400 600 d8a200 VB1.4 Gối 400 600 d8a100 HB8.2 Gối 400 600 d8a100 VB1.1 Gối 400 600 d8a100 HB5.1 Gối 400 600 d8a100 VB1.1 Nhịp 400 600 d8a100 HB5.1 Nhịp 400 600 d8a200 VB1.1 Gối 400 600 d8a100 HB5.1 Gối 400 600 d8a100 VB1.2 Gối 400 600 d8a100 HB6.1 Gối 200 400 d8a100 VB1.2 Nhịp 400 600 d8a100 HB6.1 Nhịp 200 400 d8a200 VB1.2 Gối 400 600 d8a100 HB6.1 Gối 200 400 d8a100 VB2.4 Gối 500 650 d8a100 HB7.1 Gối 200 400 d8a100 VB2.4 Nhịp 500 650 d8a200 HB7.1 Nhịp 200 400 d8a200 VB2.4 Gối 500 650 d8a100 HB7.1 Gối 200 400 d8a100 VB2.3 Gối 500 650 d8a100 HB7.2 Gối 200 400 d8a100 VB2.3 Nhịp 500 650 d8a200 HB7.2 Nhịp 200 400 d8a200 VB2.3 Gối 500 650 d8a100 HB7.2 Gối 200 400 d8a100 VB3.2 Gối 300 500 d8a100 HB6.2 Gối 200 400 d8a100 VB3.2 Nhịp 300 500 d8a200 HB6.2 Nhịp 200 400 d8a200 VB3.2 Gối 300 500 d8a100 HB6.2 Gối 200 400 d8a100 HB1.3 Gối 400 600 d8a100 HB5.2 Gối 400 600 d8a100 HB1.3 Nhịp 400 600 d8a200 HB5.2 Nhịp 400 600 d8a200 HB1.3 Gối 400 600 d8a100 HB5.2 Gối 400 600 d8a100 HB1.1 Gối 400 600 d8a100 HB2.1 Gối 300 500 d8a100 HB1.1 Nhịp 400 600 d8a200 HB2.1 Nhịp 300 500 d8a200 HB1.1 Gối 400 600 d8a100 HB2.1 Gối 300 500 d8a100 HB3.3 Gối 200 450 d8a100 HB2.3 Gối 300 500 d8a100 HB3.3 Nhịp 200 450 d8a100 HB2.3 Nhịp 300 500 d8a200 HB3.3 Gối 200 450 d8a100 HB2.3 Gối 300 500 d8a100 HB4.1 Gối 300 550 d8a100 HB2.4 Gối 300 500 d8a100 HB4.1 Nhịp 300 550 d8a200 HB2.4 Nhịp 300 500 d8a200 HB4.1 Gối 300 550 d8a100 HB2.4 Gối 300 500 d8a100 HB4.2 Gối 300 550 d8a100 HB2.2 Gối 300 500 d8a100

HB4.2 Nhịp 300 550 d8a200 HB2.2 Nhịp 300 500 d8a200 HB4.2 Gối 300 550 d8a100 HB2.2 Gối 300 500 d8a100 HB1.4 Gối 400 600 d8a100 HB3.1 Gối 200 450 d8a100 HB1.4 Nhịp 400 600 d8a200 HB3.1 Nhịp 200 450 d8a100 HB1.4 Gối 400 600 d8a100 HB3.1 Gối 200 450 d8a100 HB1.2 Gối 400 600 d8a100 HB3.2 Gối 200 450 d8a100 HB1.2 Nhịp 400 600 d8a200 HB3.2 Nhịp 200 450 d8a100 HB1.2 Gối 400 600 d8a100 HB3.2 Gối 200 450 d8a100 HB3.4 Gối 200 450 d8a100 HB12 Gối 300 600 d8a100 HB3.4 Nhịp 200 450 d8a100 HB12 Nhịp 300 600 d8a200 HB3.4 Gối 200 450 d8a100 HB12 Gối 300 600 d8a100

Kiểm tra võng nứt tương tự khi kiểm tra sàn

6.1.2.1 Kiểm tra sự hình thành vết nứt

Kết quả tính toán được trình bày trong bảng 3.3 phụ lục tính toán

Bảng 6.3 Kiểm tra sự hình thành vết nứt

Dầm b h Vị trí Nứt/không nứt Dầm b h Vị trí Nứt/không mm mm mm mm nứt

VB3.1 300 500 Gối phải Không HB8.1 400 600 Gối trái Nứt

VB3.1 300 500 Nhịp Không HB8.1 400 600 Nhịp Nứt

VB3.1 300 500 Gối trái Nứt HB8.1 400 600 Gối phải Nứt

VB2.1 500 650 Gối phải Nứt HB9.1 400 600 Gối trái Nứt

VB2.1 500 650 Nhịp Nứt HB9.1 400 600 Nhịp Nứt

VB2.2 500 650 Gối phải Nứt HB10 400 600 Gối trái Không

VB2.2 500 650 Nhịp Nứt HB10 400 600 Nhịp Nứt

VB2.2 500 650 Gối trái Nứt HB10 400 600 Gối phải Nứt

VB2.5 500 650 Gối phải Nứt HB11.1 300 600 Gối trái Không

VB2.5 500 650 Nhịp Nứt HB11.1 300 600 Nhịp Không

VB2.5 500 650 Gối trái Nứt HB11.1 300 600 Gối phải Không

VB3.3 300 500 Gối phải Không HB11.2 300 600 Gối trái Không

VB3.3 300 500 Nhịp Không HB11.2 300 600 Nhịp Không

VB1.3 400 600 Gối trái Không HB9.2 400 600 Gối phải Nứt

Dầm b h Vị trí Nứt/không nứt Dầm b h Vị trí Nứt/không nứt mm mm mm mm

VB1.1 400 600 Nhịp Không HB5.1 400 600 Nhịp Nứt

VB1.1 400 600 Gối trái Không HB5.1 400 600 Gối phải Không

VB2.4 500 650 Gối trái Nứt HB7.1 200 400 Gối phải Không

VB3.2 300 500 Gối phải Không HB6.2 200 400 Gối trái Nứt

HB1.3 400 600 Gối trái Nứt HB5.2 400 600 Gối trái Không

HB1.3 400 600 Nhịp Nứt HB5.2 400 600 Nhịp Nứt

HB1.3 400 600 Gối phải Nứt HB5.2 400 600 Gối phải Nứt

HB1.1 400 600 Gối trái Nứt HB2.1 300 500 Gối trái Nứt

HB1.1 400 600 Nhịp Nứt HB2.1 300 500 Nhịp Không

HB3.3 200 450 Gối trái Không HB2.3 300 500 Gối trái Nứt

HB3.3 200 450 Nhịp Không HB2.3 300 500 Nhịp Không

HB3.3 200 450 Gối phải Không HB2.3 300 500 Gối phải Nứt

HB1.4 400 600 Gối phải Nứt HB3.1 200 450 Gối phải Không

HB1.2 400 600 Gối phải Nứt HB3.2 200 450 Gối phải Không

HB3.4 200 450 Gối trái Nứt HB12 300 600 Gối trái Nứt

HB3.4 200 450 Nhịp Không HB12 300 600 Nhịp Nứt

HB3.4 200 450 Gối phải Không HB12 300 600 Gối phải Nứt

6.1.2.2 Kiểm tra bề rộng vết nứt

Kết quả tính toán bề rộng vết nứt được trình bày trong bảng 3.4 phụ lục tính toán

Bảng 6.4 kết quả kiểm tra chiều rộng vết nứt Dầm b h

Thỏa/ không thỏa mm mm mm mm

VB3.1 300 500 Gối trái Thỏa HB8.1 400 600 Gối trái Thỏa

VB2.1 500 650 Gối phải Thỏa HB8.1 400 600 Nhịp Thỏa

VB2.1 500 650 Nhịp Thỏa HB8.1 400 600 Gối phải Thỏa

VB2.2 500 650 Gối trái Thỏa HB10 400 600 Nhịp Thỏa

VB2.5 500 650 Gối phải Thỏa HB10 400 600 Gối phải Thỏa

VB3.3 300 500 Gối trái Thỏa HB9.2 400 600 Nhịp Thỏa

VB1.3 400 600 Gối phải Thỏa HB9.2 400 600 Gối phải Thỏa

VB1.3 400 600 Nhịp Thỏa HB8.2 400 600 Gối trái Thỏa

VB1.1 400 600 Gối phải Thỏa HB5.1 400 600 Gối trái Thỏa

VB1.2 400 600 Nhịp Thỏa HB6.1 200 400 Gối trái Thỏa

VB2.4 500 650 Gối trái Thỏa HB7.2 200 400 Gối phải Thỏa

VB2.3 500 650 Gối phải Thỏa HB6.2 200 400 Gối trái Thỏa

VB2.3 500 650 Nhịp Thỏa HB6.2 200 400 Nhịp Thỏa

VB2.3 500 650 Gối trái Thỏa HB6.2 200 400 Gối phải Thỏa

VB3.2 300 500 Nhịp Thỏa HB5.2 400 600 Nhịp Thỏa

HB1.3 400 600 Gối trái Thỏa HB1.2 400 600 Nhịp Thỏa

HB1.3 400 600 Nhịp Thỏa HB1.2 400 600 Gối phải Thỏa

HB1.3 400 600 Gối phải Thỏa HB5.2 400 600 Gối phải Thỏa

Thỏa/ không thỏa mm mm mm mm

HB1.1 400 600 Gối trái Thỏa HB3.4 200 450 Gối trái Thỏa

HB1.1 400 600 Nhịp Thỏa HB2.1 300 500 Gối trái Thỏa

HB1.4 400 600 Nhịp Thỏa HB2.2 300 500 Gối phải Thỏa

HB1.4 400 600 Gối phải Thỏa HB12 300 600 Gối trái Thỏa

HB12 300 600 Nhịp Thỏa HB12 300 600 Gối phải Thỏa

6.1.2.3 Kiểm tra độ võng dầm

M1: Nội lực của toàn bộ tải trọng

M2: Nội lực của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn

M3: Nội lực của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn

Bảng 6.5 Kiểm tra độ võng Dầm b h Nhịp M1 M2 M3 𝑓 𝑚 𝑓 𝑢 Thỏa/ không thỏa mm mm m kN.m kN.m kN.m mm mm

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ VÁCH

Hình 6.7 Sơ đồ bố trí vách

Sinh viên sử dụng theo phương pháp “giả thiết vùng biên chịu moment”

1 Giả thiết chiều dài vùng biên

Giả thiết chiều dài B của vùng biên chịu moment (B < L/2), chiều dài B giả thiết ban đầu B

= tw Xét vách chịu lực dọc trục N và moment uốn trong mặt phẳng Mx Moment Mx tương đương với một cặp ngẫu lực đặt ở hai vùng biên của tường

Hình 6.8 Sơ đồ tính theo phương pháp “giả thiết vùng biên chịu moment”

2 Xác định lực tính toán ở vùng biên cà vùng giữa vách

A b : là diện tích vùng biên, A b = b × t w

A: là diện tích mặt cắt vách, A b = L × t w

3 Tính cốt thép dọc vùng biên chịu nén

4 Tính cốt thép dọc vùng biên chịu kéo

5 Tính cốt thép dọc vùng giữa:

R sc φ ≤ 1 là hệ số giảm khả năng chịu lực do ảnh hưởng uốn dọc, được xác định dựa vào λ λ= L 0 0.288t Nếu λ ≤ 14 ⇒ φ = 1

Nếu 14 < λ ≤ 120, φ tính theo công thức thực nghiệm: φ = 1.028 − 0.0000288λ 2 − 0.0016λ

L0 = 0.7h (theo Mục 8.1.2.4.4 TCVN 5574:2018), với h là chiều cao tầng

6 Kiểm tra hàm lượng cốt thép

Kiểm tra hàm lượng cốt thép theo Mục 3.4.2 TCVN 198:1997 Vùng động đất trung bình nên 0.6% ≤ μ ≤ 3.5% Nếu hàm lượng cốt thép không thỏa thì ta phải tăng chiều dài B, đến lớn nhất L/2 Nếu vượt giá trị này tăng bề dày vách và tính toán lại nội lực

Tính toán cột vách chỉ tính toán cho TTGH I, vì vậy sinh viên sử dụng 33 combo tính toán (CB1 – CB33) để tính toán, sau đó chọn ra lớn nhất

6.2.3 Kết quả tính toán Để thuận lợi cho việc thi công và đảm bảo an toàn kết cấu, sinh viên thay đổi cốt thép theo nhóm tầng để tối ưu cốt thép, sinh viên bố trí thép vùng biên đối xứng để đảm bảo an toàn trong trường hợp moment đổi chiều

Cấu tạo kháng chấn theo TCVN 9386:2012:

Phải bố trí ít nhất một thanh trung gian giữa các thanh thép ở góc theo mỗi cạnh cột Đai kín và đai móc vùng tới hạn (vùng biên) đường kính ít nhất là 6mm

Vùng biên phải sử dụng đai kín chồng lên nhau để mỗi một thanh cốt thép dọc khác đều được cố định bằng đai kín hoặc đai móc

Cốt thép vùng giữa được liên kết với nhau bằng các thanh đai móc cách nhau khoảng lớn nhất là 400mm

Cốt thép vùng giữa có đường kính tối thiểu 8mm nhưng không lớn hơn 1/8 bề rộng vách

Tính toán cốt thép vách P1 tầng hầm B1 được trình bày ở bảng 3.5 phụ lục tính toán Sau khi tính toán ta có diện tích cốt thép yêu cầu lớn nhất vùng biên là

4030 mm 2 Tính toán tương tự cho các tầng khác ta có bảng tính cốt thép vách cho các vách ở các tầng

Kết quả tính toán được trình bày trong bảng 3.5 đến bảng 3.15 phụ lục tính toán.

THIẾT KẾ VÁCH LÕI THANG MÁY

Sinh viên chia thành từng đoạn vách nhỏ, sau đó sử dụng phương pháp vùng biên chịu moment để tính toán thép cho lõi thang máy

Tính toán cột vách chỉ tính toán cho TTGH I, vì vậy sinh viên sử dụng 33 combo tính toán (CB1 – CB33) để tính toán, sau đó chọn ra lớn nhất

Hình 6.9 Pier cấu tạo nên lõi thang máy

Kết quả tính toán thép cái pier trong lõi thang máy được trình bày từ bảng 3.17 đến bảng 3.32 phụ lục tính toán

THIẾT KẾ CẦU THANG ĐIỂN HÌNH

THÔNG SỐ THIẾT KẾ

Cường độ chịu nén tính toán Rb = 17 MPa

Chọn cốt thép CB300T cho thép có d < 10

Mô đun đàn hồi Es = 2.0 x 10 5 Mpa

Chọn cốt thép CB400V cho thép có d ≥10

Mô đun đàn hồi Es = 2.0 x 10 5 MPa

Vị trí cầu thang nằm bên trong các lõi thang máy

Hình 7.1 Mặt bằng định vị cầu thang điển hình

Cầu thang tầng điển hình có chiều cao tầng điển hình là htầng = 3.4 m, cầu thang có

18 bậc, bao gồm 2 vế thang, về đầu 9 bậc, vế sau 9 bậc, giữa 2 vế là chiếu nghỉ Kích thước bậc thang

Chiều cao mỗi bậc 189 mm

Bề rộng 1 vế thang 1200 mm

Chiều dày bản thang h s = 120 mm

Dầm chiếu tới của cầu thang điển hình cũng là một phần của hệ sàn dầm trong công trình có kích thước (200 x 400) mm

Hình 7.2 Kích thước kết cấu của cầu thang

SƠ ĐỒ TÍNH VÀ TẢI TRỌNG

Hệ bản cầu thang được thi công sau, dầm chiếu tới của cầu thang được thi công cùng hệ dầm sàn của công trình

Liên kết giữa dầm chiếu tới với bản thang và liên kết giữa bản thang với vách đối diện dầm chiếu tới do không đổ cùng lúc nên không phải ngàm cũng không phải khớp, vì vậy sinh viên mô hình với nhiều sơ đồ tính và chọn nội lực lớn nhất để thiết kế

Kết cấu bản thang không liên kết với vách 2 bên cạnh nên bản thang chỉ làm việc theo 1 phương là phương cạnh dài của bản

Do dầm chiếu tới đồng thời là dầm sàn công trình nên sinh viên áp dụng nguyên tắc cộng tác dụng nội lực đã tính từ mô hình ETABS và nội lực truyền vào gối mô hình 2D để tính toán

1 Trọng lượng bản thân kết cấu: Được phần mềm tự động tính toán với trọng lượng riêng tiêu chuẩn của bê tông cốt thép là 25 kN/m 3 hệ số độ tin cậy lấy bằng 1.1 theo bảng 1 của TCVN 2737:2023

Gồm trọng lượng các lớp cấu tạo sàn được quy đổi dãy trên 1m bề rộng dãy, đối với bản nghiêng được quy đổi vuông góc với bản được trình bày trong Bảng 7.1 và Bảng 7.2

Hình 7.3 Cấu tạo bản nghiêng (trái), chiếu nghỉ (phải) của cầu thang

Bảng 7.1 Tải trọng hoàn thiện tác dụng lên bản chiếu nghỉ

Các lớp cấu tạo Chiều dày Trọng lượng riêng n g tc g tt mm kN/m 3 kN/m 2 kN/m 2 Đá Granite 20 24 1.2 0.48 0.58

Hình 7.4 Cấu tạo bản nghiêng cầu thang

Bảng 7.2 Tải trọng hoàn thiện tác dụng lên bản thang

Các lớp cấu tạo Chiều dày Trọng lượng riêng n g tc g tt mm kN/m 3 kN/m 2 kN/m 2 Đá Granite 28.02 24 1.2 0.67 0.81

Tải trọng đá Grannite bao gồm miếng lót ngang và miếng lót đứng, lớp vữa lót cũng tương tự Nên chiều dày tương đương của lớp đá Grannite được tính như sau: t tđ =t Granite × (h b + b b ) × cos (α) b b × (189 + 250) × 0.8

250 = 28.02 mm Chiều dày tương đương của lớp gạch xây được tính như sau t tđ = h b × cos (α)

Hoạt tải sử dụng của cầu thang được lấy theo Chú thích 1, Bảng 4 TCVN 2737:2023 cho cầu thang của nhà cao trên 75m

Bảng 7.3 Hoạt tải cầu thang

Khu vực q tc (kN/m 2 ) n Tải trọng tính toán (kN/m 2 )

Tổ hợp tải trọng được tuân theo Điều 6.2a TCVN 2737:2023

Bảng 7.4 Tổ hợp tải trọng tính toán cầu thang theo TTGHI

Bảng 7.5 Tổ hợp tải trọng tính toán cầu thang theo TTGHII

Hệ số tầm quan trọng của công trình được tra theo phụ lục H TCVN 2737:2023 kèm theo phân cấp hậu quả của công trình theo QCVN 03:2022/BXD

Công trình có kết cấu dạng nhà và có chiều cao trên 75m được xếp vào công trình cấp C3 nên có hệ số tầm quan trọng 𝛾 𝑛 = 1.15

7.2.3 Mô hình hóa cầu thang trong SAP2000

Hình 7.5 Sơ đồ mô hình hóa cầu thang trong SAP2000.

KẾT QUẢ NỘI LỰC

Hình 7.6 Nội lực bản thang

Bảng 7.6 Tổng hợp nội lực thiết kế cầu thang

Cấu kiện Vị trí M tt M TT+HTDH M TT+HTTP kN.m kN.m kN.m

THIẾT KẾ BẢN THANG

7.4.1 Thiết kế bản thang theo TTGHI

Tính toán tương tự mục 5.4.1

Bảng 7.7 Thiết kế cốt thép dọc bản thang theo TTGH I

Vị trí hs Lnhịp Mtt Astt

Bố trí A s,chọn μ c mm m kN.m mm 2 mm 2 %

7.4.2 Thiết kế bản thang theo TTGHII

Tính toán tương tự mục 5.5 cho kiểm tra bề rộng vết nứt là độ võng của cầu thang

Bảng 7.8 Kiểm tra cấu kiện bản thang theo TTGH II

Vị trí Bố trí M 1,3 M 2 a crc,nh a crc,dh f max f u Kiểm kN.m/m kN.m/m mm mm mm mm tra

THIẾT KẾ MÓNG CHO CÔNG TRÌNH

HỒ SƠ ĐỊA CHẤT

Bảng tổng hợp thông số của đất được đặt ở bảng 4.1 phụ lục tính toán

Qua mặt cắt địa chất và hình trụ hố khoan, ta thấy hố khoan BH4 có lớp đất yếu dày nhất nên tính toán và thiết kế trên hố khoan này Mực nước ngầm ở cao độ -9.5m

Bảng 8.1 Tổng hợp cao độ các lớp đất ở hố khoan HB4

Lớp đất Trạng thái tự nhiên Cao độ đáy lớp đất

Sét dẻo thấp lẫn cát

Trạng thái dẻo mềm đến dẻo cứng

2 Sét lẫn cát và sạn – Sạn lẫn sét và cát -9.5

2-3 Cát sét Trạng thái xốp đến chặt vừa -13

3 Cát sét – Cát bụi Trạng thái chặt vừa -43.5

4 Sét béo – Sét gầy Trạng thái rất cứng -58.3

5 Cát sét – Cát bụi Trạng thái chặt vừa đến chặt -67.5

6a Sét gầy Trạng thái rất cứng -70.5

7 Cát sét – cát bụi Trạng thái chặt đến rất chặt >72

XÁC ĐỊNH SƠ BỘ KÍCH THƯỚC MÓNG

- Cao trình sàn tầng hầm: -7.8 m

- Chọn chiều sâu chôn móng D f = 10.8 m

- Chọn chiều cao đài móng h = 3 m

- Đoạn cọc giữ nguyên neo vào đài: 0.1 m

- Đoạn đầu cọc đập lấy thép neo vào đài: 0.8 m

8.2.3 Tiết diện ngang và thép dọc chịu lực

- Chọn kích thước tiết diện ngang của cọc Cọc có tiết diện hình tròn d = 1 m

- Thép dọc chịu lực trong cọc:

XÁC ĐỊNH SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC

8.3.1 Sức chịu tải của cọc theo vật liệu

(Sức chịu tải của cọc theo vật liệu được xác định vào mục 7.1.8 theo TCVN

R u,vl = φ(γ cb γ′ cb R b A bt + R sc A s )

Theo mục 7.1.8 TCVN 10304 – 2014, chiều dài ngàm tương đương của cọc trong đất: l 1 = l 0 + 2 α ε l 0 = 0m do cọc nằm trong đất

- Xác định hệ số biến dạng α e theo phụ lục A tiêu chuẩn TCVN 10304:2014 α ε = √kb p γ c EI

- Moment quán tính của tiết diện cọc:

- Do cọc đã chọn có d = 1 m > 0.8 m, do đó bề rộng quy ước của cọc được tính như sau: b p = d + 1 = 1 + 1 = 2 m

- Hệ số điều kiện làm việc γ c , sơ bộ cọc làm việc theo nhóm cọc: γ c = 1

- Môđun đàn hồi của vật liệu cọc E: E = 32.5 × 10 6 kN/m 2

- Hệ số tỷ lệ k, khi cọc qua nhiều lớp đất thì: k tđ =∑(k i × l i )

Hệ số tỉ lệ k i được tra theo bảng A.1 TCVN 10304:2014 ứng với từng lớp đất Giá trị k i được tính Nhưu bảng bên dưới

Bảng 8.2 Bảng hệ số K của mỗi lớp đất Lớp đất Đặc điểm Độ dày lớp đất (m) Hệ số k i l i × k i

Cát bụi, trạng thái rời đến chặt vừa, dính

Sét bụi, sét gầy, trạng thái chặt vừa tới rời

- Vậy chiều dài ngàm tương đương của cọc trong lòng đất: l 0 = 0 cọc được chôn hoàn toàn trong đất và lớp đất trên cùng cũng không phải đất yếu (bùn sét trạng thái nhão) nên ta lấy l 0 = 0 l 1 = l 0 + 2 α ε = 0 + 2

- Độ mảnh của cọc λ = vl 1 r =1 × 4.5436

0.25 = 18.1745 (với v = 1 vì cọc làm việc như 1 đầu ngàm, 1 đầu ngàm trượt)

- Hệ số xét ảnh hưởng uốn dọc:

Do độ mảnh của cọc λ = 18.1745< 28 nên hệ số uốn dọc φ = 1

Sức chịu tải của cọc theo vật liệu

R u,vl = φ(γ cb γ′ cb R b A bt + R sc A s ) γ cb = 0.85: Hệ số điều kiện làm việc lấy theo điều 7.1.9 TCVN 10304:2014 γ′ cb = 0.7: Hệ số bị ảnh hưởng bởi phương pháp thi công, biện pháp đổ bê tông dưới dung dịch bentonite không dùng ống vách

8.3.2 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu đất nền

8.3.2.1 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý

Bảng tra sức chịu tải theo cơ lý về ma sát và kháng mũi chỉ tới độ sâu 35m nhưng độ sâu cắm cọc 53.8m vì vậy mà chỉ tiêu cơ lý không còn khả thi nữa, nên trong phạm vi luận văn này sinh viên bỏ qua sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý

8.3.2.2 Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ

Tính toán theo điều G.2 phụ lục G TCVN 10304:2014

Diện tích tiết diện ngang mũi cọc, A b = 0.79 m 2

Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc q b tính theo công thức Vesic (1973) q b = (cN c + σ′ v N q )

𝜑 = 14.385 nên ta có Nc = 10.60 và Nq = 3.72

Lực dính thiên về an toàn ta lấy TTGH1 cận min c min I = 56.855 kN/m 2 Áp lực hữu hiệu theo phương thẳng đứng tại mũi cọc:

Bảng 8.3 Tính ứng suất hữu hiệu tại mũi cọc Lớp đất Li γ 𝐼 𝑚𝑖𝑛 γ 𝐼𝐼 𝑚𝑎𝑥 × 𝐿 𝑖

Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc: q b = (cN c + σ′ v N q ) = 56.855 × 10.60 + 619.95 × 3.72 = 2912.09 kN/m 2

• Thành phần ma sát dọc thân cọc

Chiều dài đoạn cọc l i nằm trong lớp đất thứ “i”

Chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = 3.1416 m

Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ “i” trên thân cọc (Dùng công thức tổng quát cho phần tính sức kháng trung bình của lớp đất) f si = σ′ hi tan φ ai I + c ai I

Ví dụ: Tính f si cho lớp đất 2-3 dày 2.2 m ⟹ z i = 10.8 +2.2

2 = 11.9 m Lực dính giữa thân cọc và đất theo TTGH I, và thiên về an toàn ta lấy cận min c i I,min = 0 kN/m 2

1 Góc ma sát giữa cọc và đất theo TTGH I, lấy cận min tan φ i I,min = tan 23 °57′ = 0.44

2 Ứng suất hữu hiệu giữa lớp đất thứ “i” theo phương vuông góc với mặt cọc σ′ hi = σ′ vi k si

3 Hệ số áp lực ngang của lớp đất thứ “i” k si = 1 − sin φ i I,max = 1 − sin 30°16′ = 0.496

4 Ứng suất hữu hiệu giữa lớp đất thứ “i” theo phương thẳng đứng σ′ vi = ∑ γ i h i = (3.2 − 1.2) × 19.836 + (9.5 − 3.2) × 20.228

⟹ f si = σ′ vi k si tan φ i I + c i I = 189.9 × 0.496 × 0.44 + 0 = 41.8 kN/m 2

Giá trị tính toán f i l i của các lớp đất còn lại được trình bày dưới

Bảng 8.4 Kết quả tính toán f i l i

Lớp đất Bề dày l i z i sin φ i I tan φ i I c σ′ vi k f si f i l i

Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cường độ:

8.3.2.3 Sức chịu tải của cọc theo kết quả thí nghiệm xuyên tiêu chuẩn SPT

(Theo công thức Viện kiến trúc Nhật Bản, phụ lục G.3.2, TCVN 10304:2014)

Cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc khoan nhồi trong lớp đất dính (lớp 4) q b = 6C u cho cọc khoan nhồi

C u là cường độ sức kháng cắt không thoát nước của đất dính, khi không có số liệu sức kháng cắt không thoát nước Có thể xác định C u = 6.25N c,i Với N c,i là chỉ số SPT trong đất dính

Cọc cắm ở độ sâu 53.8m nên ta lấy Nspt ở độ sâu 53.5m đến 54m N c,i = 39

Diện tích tiết diện ngang mũi cọc, A b = 0.79 m 2

• Thành phần ma sát dọc thân cọc

Chiều dài đoạn cọc l i nằm trong lớp đất thứ “i”

Chu vi tiết diện ngang thân cọc, u = 3.1416 m

Cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ “i” trên thân cọc, tùy thuộc vào loại đất mà sử dụng công thức

Hệ số điều chỉnh cho cọc đóng α p ta xác định theo biểu đồ G.2a TCVN 10304:2012

Hệ số điều chỉnh theo độ mảnh f s,i ta xác định theo biểu đồ G.2a TCVN 10304:2012 Cường độ sức kháng cắt không thoát nước của đất dính c u,i

C u là cường độ sức kháng cắt không thoát nước của đất dính, khi không có số liệu sức kháng cắt không thoát nước Có thể xác định C u = 6.25N c,i Với N c,i là chỉ số SPT trong đất dính

N s,i là chỉ số SPT trung bình tronng lớp đất rời thứ i

Kết quả tính toán f i × l i của từng lớp đất được trình bày trong các Bảng 8.6 và Bảng 8.7

Bảng 8.5 Kết quả tính toán lớp đất dính f c,i l c,i lớp đất 4 Lớp đất 𝑙 c,i z i,tb N c,i c u,i σ′ 𝑣 c u,i σ′ 𝑣 α p f L f c,i f c,i × l c,i

Do sử dụng cọc khoan nhồi nên fL= 1

Bảng 8.6 Kết quả tính toán lớp đất rời f s,i l s,i lớp đất 2 – 3, 3

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

8.3.3 Sức chịu tải tiêu chuẩn của cọc

Bảng 8.7 Thống kê kết quả sức chịu tải theo các chỉ tiêu đất nền

Vật liệu 10011.52 kN Cường độ đất nền 15315.24 kN Thí nghiệm SPT 13207.11 kN

XÁC ĐỊNH SỨC CHỊU TẢI THIẾT KẾ CỦA CỌC

R c,d =R c,k γ k γ k lấy theo hướng dẫn mục 7.1.12.b, TCVN 10304:2014, tr.19 móng có ít nhất 21 cọc: γ k = 1.40 móng có 11 đến 20 cọc: γ k = 1.55 móng có 06 đến 10 cọc: γ k = 1.65 móng có 01 đến 05 cọc: γ k = 1.75

Bảng 8.8 Giá trị R c,d ứng với từng trường hợp γ k R c,d (kN)

Giá trị tính toán sức chịu tải của cọc tính theo các phương pháp và các công thức như trên cho kết quả phụ thuộc rất nhiều vào độ chính xác kết quả của các thí nghiệm trong phòng và hiện trường Để đảm bảo độ tin cậy và độ chính xác khi thiết kế kết quả tính toán sẽ được kiểm tra lại bằng thí nghiệm nén tĩnh cọc trước khi tiến hành xây dụng công trình Nếu không đạt sức chịu tải thiết kế sẽ tiến hành tính toán lại và bố trí thêm cọc

TÍNH TOÁN MÓNG CHO CÔNG TRÌNH

Hình 8.1 Mặt bằng bố trí và định vị móng từ trục B1-B4

Hình 8.2 Mặt bằng bố trí và định vị móng từ trục B5-B9

Hình 8.3 Mặt bằng bố trí cọc và kích thước móng F1

Hình 8.5 Mặt bằng bố trí cọc và kích thước móng F3

Hình 8.7 Mặt bằng bố trí cọc và kích thước móng lõi thang F6

8.5.1 Tải trọng tiêu chuẩn và tính toán

Tải trọng tính toán TTGH I dùng để tính phản lực đầu cọc, kiểm tra sức chịu tải nhóm cọc, kiểm tra khả năng chống cắt của đài móng, tính toán khả năng chịu uốn của đài móng Các tải trọng này (CB1 – CB33) được xuất từ nội lực tính toán tại chân cột vách từ phần mềm ETABS

Tải trọng tiêu chuẩn TTGH II dùng để kiểm tra ổn định nền, kiểm tra lún Các tải trọng này (SCB1 – SCB25) được xuất từ nội lực tiêu chuẩn tại chân cột vách từ phần mềm ETABS

Tải trọng trính toán của các móng được trình bày từ bảng 4.2 đến bảng 4.6 phụ lục tính toán

8.5.2 Xác định độ cứng lò xo

Theo mục 7.4.2 TCVN 10340:2014, Tính toán độ lún cọc đơn xuyên qua lớp đất với modun trượt G1, hệ số poisson u1 và tựa trên đất được xem như nửa không gian biến dạng tuyến tính đặc trưng bởi modun trượt G2 và hệ số poisson u2, có thể thực hiện với điều kiện l/d > G1l/G2d>1, trong đó 1 là chiều dài cọc, theo các công thức đối với cọc treo đơn không mở rộng mũi:

N là tải trọng thẳng đứng tác dụng lên cọc, tính bằng MN, lấy bằng Rc, d của cọc

𝛽 là hệ số xác định theo công thức:

𝜒: là độ cưng tương đối của cọc

𝜆 1 : là hệ số xác định theo công thức

+ kn là tiêu chuẩn cho phép lấy kn=2

+ G2 là modun trượt trung bình của lớp đất trong phạm vi 0.5l dưới mũi cọc Cho phép lấy G2=0.4E0

Bảng 8.9 Modun trượt đặc trưng các lớp đất trong phạm vi hạ cọc Đoạn cọc Lớp đất

(kN/m) Đọan cọc nằm trong đất L

4 10.3 13172 5269 54269 Đoạn cọc 0.5L dưới mũi cọc

𝛽′ là hệ số tương ứng cọc cứng tuyệt đối

8365 × 1 ) = 0.727 𝛼′ là hệ số tương ứng trường hợp nền đồng nhất

Vì đài ở lõi thang máy là đài lớn có diện tích đài lớn (đài bè) được xem là móng mềm nên phả lực cọc thứ i phải dùng phần mềm SAFE để tính Ngoài ra sinh viên cũng dùng phần mềm SAFE để tính toán cho các đài khác để có cái nhìn tổng quát về bố trí cọc cho công trình

Các bước quan trọng khi khai báo Safe:

Thay độ cứng cọc bằng lò xo Spring với độ cứng k = R cd

Hình 8.8 Gán độ cứng lò xo trong SAFE

8.5.3 Kiểm tra sức chịu tải cọc đơn

Hình 8.9 Kết quả phản lực đầu cọc các đài từ trục B1-B4

Hình 8.10 Kết quả phản lực đầu cọc các đài từ trục B5-B9

Bảng 8.10 Kết quả phản lực đầu cọc các đài có 4,5 cọc

Cọc P i max (kN) P i min (kN) Cọc P i max (kN) P i min (kN)

Phản lực đầu cọc lớn nhất P max = 7387.15 kN < R cd = 7546.92 kN

Phản lực đầu cọc nhỏ nhất P min = 2447.931 kN > 0 kN

⟹ Thỏa sức chịu tải cọc đơn

Bảng 8.11 Kết quả phản lực đầu cọc các đài có 7,8,10 cọc

Hình 8.11 Kết quả phản lực đầu cọc đài lõi thang

Bảng 8.12 Kết quả phản lực đầu cọc các đài lõi thang

8.5.4 Kiểm tra ổn định đất nền dưới móng khối quy ước

Theo TCVN 10304 – 2014 có nhiều mô hình móng quy ước được phép sử dụng được quy định trong phụ lục C của tiêu chuẩn Ở đây, ta sẽ áp dụng mô hình khối móng quy ước tiêu chuẩn được xác định theo mục 7.4.4 TCVN 10304 -2014, tr.43 để tính lún

Góc ma sát trong tính toán trung bình của đất φ II được xác định theo công thức: φ II tb =∑ φ II,i × l i

Hình 8.12 Kích thước móng khối quy ước của móng lõi thang F6

Bảng 8.13 Góc ma sát φ II trung bình của các lớp đất

Kích thước khối móng quy ước được tính theo công thức sau:

B qu = Y + 2 ∑ l i × tan(φ tb /4) Trong đó:

X = 11.4m, Y = 16.0m: Khoảng cách từ mép ngoài cọc biên trái đến mép ngoài cọc biên phải theo phương x và y

∑ 𝑙 𝑖 = 43.0m: Tổng bề dày các lớp đất mà cọc đi qua φ II tb : Góc ma sát trong trung bình của các lớp đất có chiều dày li

Diện tích khối móng quy ước

Mômen chống uốn của móng khối quy ước:

Chiều cao khối móng quy ước

Tải trọng tại tâm đáy khối móng quy ước:

∑ N qu tc = N tc + Q dat − Q bt,chiem + Q bt

Lớp đất Độ sâu (m) Bề dày lớp đất h i (m)  i (kN/m 3 ) h i x i

- Tổng tải trọng bê tông

+ Trọng lượng bản thân đài:

Q dai =γ bt × B d × L d × h d = 25 × 12.4 × 16.0 × 3.0 = 15810.00kN + Trọng lượng bản thân cọc:

- Tổng tải trọng đất bị bê tông chiếm chỗ

Q btchiem = Q daichiem + Q cocchiem = 9200.94 + 10524.17 = 19725.10kN + Trọng lượng bản thân đất bị đài chiếm chỗ:

= 12.4 × 17.0 × (1.2 × 21.09 + 1.8 × 10.19) = 9200.94kN + Trọng bản thân đất bị cọc chiếm chỗ:

Lớp đất Chiều dày lớp đất cọc đi qua l i (m)  i (kN/m 3 ) l i x i (kN/m 2 )

Bảng 8.14 Tải trọng tác dụng tại tâm đáy KMQU móng lõi thang F6

X-Max Tổ hợp ∑N qu tc (kN) ∑M qu,x tc (kNm) ∑M qu,y tc (kNm)

Hy, max SCB5 319529.24 -137757.80 -172859.31 Áp lực tiêu chuẩn trung bình, max, min:

Bảng 8.15 Áp lực tiêu chuẩn tại tâm đáy KMQU móng lõi thang F6

X-Max Tổ hợp P tb tc (kN/m 2 ) P max tc (kN/m 2 ) P min tc (kN/m 2 )

Sức chịu tải của đất nền dưới móng khối quy ước (TCVN 9362:2012)

R II tc =m 1 m 2 k tc (A B qu γ′ II + B ∑ h i γ II + c II D) Trong đó: m1 = 1.1: Hệ số điều kiện làm việc của nền đất nền (Bảng 15 TCVN 9362:2012) m2 = 1: Hệ số điều kiện tác dụng qua lại của đất nền và công trình (Bảng 15 TCVN 9362:2012) ktc = 1: Hệ số tin cậy lấy theo điều 4.6.11 TCVN 9362:2012

Bqu = 20.98m: Cạnh ngắn của móng khối quy ước

𝛾′ 𝐼𝐼 = 11.04 kN/m 3 : Trọng lượng riêng của lớp đất dưới móng khối quy ước

A, B, D phụ thuộc vào góc ma sát trong lấy theo Bảng 14 TCVN 9362:2012 và lực dính của đất dưới móng khối quy ước φ II tt = 15.06 → {

Lớp đất Chiều dày lớp đất cọc đi qua l i (m)  i (kN/m 3 ) l i x i (kN/m 2 )

⇒ R tc II =m 1 m 2 k tc (A B qu γ′ II + B ∑ h i γ II + c II D) = 1370.11kN/m 2

Kiểm tra điều kiện ổn định đất nền dưới móng khối quy ước

P tb tc = 619.60kN/m 2 < R tc II = 1370.11kN/m 2

P max tc = 748.04kN/m 2 < 2R tc II = 1644.13kN/m 2 → Thỏa

Hình 8.13 Kích thước móng khối quy ước của móng F1

Hình 8.16 Kích thước móng khối quy ước móng F4

Các bước tính toán tương tự như tính móng lõi thang F6, kết quả kiểm tra điều kiện ổn định đất nền các móng F1, F2, F3, F4 sinh viên thể hiện ở các bảng dưới

Tải trọng tại tâm đáy khối móng quy ước:

Bảng 8.16 Tải trọng tác dụng tại tâm đáy KMQU móng F1

Hy, max SCB2 139380.70 -10180.33 -717.71 Áp lực tiêu chuẩn trung bình, max, min:

Bảng 8.20 Áp lực tiêu chuẩn tại tâm đáy KMQU móng F1

Kiểm tra điều kiện ổn định đất nền dưới móng khối quy ước

Bảng 8.24 Kiểm tra điều kiện ổn định đất nền của móng F1, F2, F3, F4

Móng R II tc P tb tc KT 1.2R II tc P max tc KT P min tc KT

F1 1341.25 467.56 OK 1609.50 492.54 OK 429.18 OK F2 1342.04 497.08 OK 1610.45 526.11 OK 466.38 OK F3 1349.96 512.66 OK 1619.95 538.92 OK 478.22 OK F4 1341.25 537.04 OK 1609.50 562.49 OK 495.65 OK

8.5.5 Tính toán lún theo phương pháp tổng lớp phân tố

8.5.5.1 Móng lõi thang F6 Độ lún cho phép: [s] = 10cm (Phụ lục E TCVN 10304:2014 đối với nhà nhiều tầng khung BTCT)

Chia đất đưới đáy móng thành các phân lớp có chiều dày: hi = 1 m

Tính độ lún cho lớp phân tố 1

- Áp lực gây lún tại tâm đáy móng khối quy ước:

P gl = P tb tc − ∑ h i γ II = 619.60 − 381.10 = 238.50kN/m 2

- Ứng suất do Pgl gây ra tại giữa lớp đất 1:

- Ứng suất trung bình ở giữa lớp đất 1 trước khi đặt móng: p 11 = ∑ h i γ II +γ II z 1 tb = 381.10 + 11.04 × 0.5 = 386.61kN/m 2

- Ứng suất trung bình ở giữa lớp đất 1 sau khi đặt móng: p 21 = p 11 +σ gl,1 = 386.61 + 238.47 = 625.09kN/m 2

- Hệ số rỗng của lớp đất 1 trước và sau khi đặt móng theo biểu đồ quan hệ e-p:

{p 11 = 386.61kN/m 2 p 21 = 625.09kN/m 2 → {e 11 = 0.536 e 21 = 0.524 Độ lún của lớp phân tố thứ 1: s = e 11 − e 21

800 0.515 Tính toán lún các móng F6, F1, F2, F3, F4 được trình bày từ bảng 4.7 đến bảng 4.11 phụ lục tính toán

8.5.6 Kiểm tra cọc chịu tải trọng ngang đồng thời với tải trọng đứng

Theo phụ lục A TCVN 10304-2014, khi tính cọc chịu tác dụng đồng thời lực đứng, lực ngang và momen uốn theo sơ đồ hình:

Hình 8.17 Sơ đồ tải trọng tác dụng lên cọc Theo điều A.2, “Cho phép dùng các chương trình máy tính mô tả tác dụng cơ học tương hỗ giữa dầm và nền (dầm trên nền đàn hồi)” → Sinh viên sử dụng phần mềm SAP2000 để mô hình tính toán kiểm tra cọc, đất quanh cọc được xem như môi trường đàn hồi biến dạng tuyến tính, đặc trưng bằng các lò xo có độ cứng K:

2× a Trong đó: u = d = 2.15m: Chu vi tiết diện ngang cọc a: Khoảng chia giữa các lò xo

Czi: Hệ số nền tính toán của đất trên thân cọc (Điều A.2 TCVN 10304:2014)

C zi =kz i γ c Trong đó: k: Hệ số tỉ lệ, tính bằng kN/m 4 , được lấy phụ thuộc vào loại đất bao quanh cọc theo Bảng A.1

c = 3: Hệ số điều kiện làm việc của cọc (kiểm tra cọc đơn) zi: Độ sâu của tiết diện cọc trong đất, nơi xác định hệ số nền, kể từ đáy đài Bảng tính độ cứng lò xo được trình bày trong bảng 4.12 và bảng 4.13 phụ lục tính toán

Bảng 8.25 Trường hợp nội lực nguy hiểm của tải trọng ngang móng lõi thang F6

X-Max Tổ hợp N tt d (kN) ∑M x tt (kNm) ∑M y tt (kNm) H x tt (kN) H y tt (kN)

Vì móng lõi thang F6 bố trí 30 cọc thành nhiều hàng cọc, khi đó moment đã quy về lực dọc lên cọc nên ta chỉ xét tải trọng lên cọc chỉ có lực ngang lớn nhất:

H c = H y tt /30 = 6798.36/4 = 226.61kN Khi đó liên kết tại đầu cọc xem như liên kết ngàm trượt

Hình 8.18 Chuyển vị đầu cọc của móng lõi thang F6

Hình 8.19 Moment và lực cắt cọc của móng lõi thang F6

1 Kiểm tra chuyển vị ngang của cọc

(trong đó u u lấy theo mục 11.12 TCVN 10304:2014 đối với liên kết cứng)

→ Cọc thỏa điều kiện chuyển vị ngang

2 Kiểm tra khả năng chịu nén uốn của cọc

Kiểm tra với cặp nội lực lớn nhất của cọc: 𝑁 max = 9354.88kN,𝑀 max = 656.52kNm Cọc trong đài chịu tác động của cả moment và lực dọc giống cấu kiện chịu nén lệch tâm phẳng, sinh viên chọn phương pháp sử dụng biểu đồ tương tác của cọc tròn để kiểm tra khả năng chịu lực của cọc Biểu đồ tương tác của cọc có tiết diện tròn được xây dựng theo Phụ lục F TCVN 5574:2018

Diện tích tương đối của vùng bê tông chịu nén ξ cir =θ π , θ ∈ [0 ÷π]

Khả năng chịu lực dọc của cọc

N = ξ cir (R b A + 2.55R s A st ) − R s A st − R b Asin(2πξ cir )

Hệ số kể đến sự làm việc của cốt thép chịu kéo:

Trường hợp 1:N ≤ 0.77R b A + 0.645R s A st → φ = 1.6 × (1 − 1.55ξ cir )ξ cir ≤ 1 Trường hợp 2:N > 0.77R b A + 0.645R s A st → φ = 0

Khả năng chịu moment của cọc:

3R b Arsin 3 (πξ cir ) π +R s A st (sin(πξ cir ) π +φ) r s Với rs = r – a là bán kính đường tròn đi qua trọng tâm của các thanh cốt thép dọc

Từ các bước tính toán trên sinh viên cho giá trị  đi từ 0 → , tìm được giá trị M, N tương ứng, kết quả tính cho cọc D1000 được trình bày dưới đây:

Bảng 8.26 Thông số cọc khoan nhồi D1000

Bảng 8.27 Kết quả tính toán giá trị Nu, Mu của biểu đồ tương tác móng lõi thang F6

Hình 8.20 Kiểm tra nén uốn cọc của móng lõi thang F6 bằng biểu đồ tương tác

→ Nhìn biểu đồ có thể thấy cặp nội lực nằm trong biểu đồ tương tác nên cọc đủ khả năng chịu lực

Ngoài lực dọc và mômen, cọc còn chịu lực cắt khi chịu tải trọng ngang, tuy nhiên lực cắt trong cọc không lớn nên thường có thể do đó có bê tông có thể chịu lực được Khả năng chịu lực cắt trong cọc được tính toán tương tự cấu kiện dầm:

𝑄 𝑚𝑎𝑥 ≤ 𝑄 𝑏,𝑚𝑖𝑛 = 0.5 × 𝑅 𝑏𝑡 × 𝐴 𝑏𝑠 = 0.5 × 0.85 × 1.15 × 𝜋 × 0.8 2 /4 = 245.55𝑘𝑁 Nhận thấy lực cắt lớn nhất trong cọc: 𝑄 𝑚𝑎𝑥 = 226.61𝑘𝑁 ≤ 𝑄 𝑏,𝑚𝑖𝑛 = 245.55𝑘𝑁

→ Vậy bê tông đủ khả năng chịu cắt

Các bước tính toán tương tự như móng lõi thang F6, sinh viên chỉ trình bày kết quả tính toán,

Bảng 8.28 Trường hợp nội lực nguy hiểm của tải trọng ngang móng F1

Vì móng F1 bố trí 4 cọc thành 2 hàng cọc, khi đó moment đã quy về lực dọc lên cọc nên ta chỉ xét tải trọng lên cọc chỉ có lực ngang lớn nhất:

H c = H x tt /4 = 446.17/4 = 111.54kN Khi đó liên kết tại đầu cọc xem như liên kết ngàm trượt

Vì móng F2 bố trí 5 cọc thành nhiều hàng cọc, khi đó moment đã quy về lực dọc lên cọc nên ta chỉ xét tải trọng lên cọc chỉ có lực ngang lớn nhất:

Vì móng F3 bố trí 7 cọc thành nhiều hàng cọc, khi đó moment đã quy về lực dọc lên cọc nên ta chỉ xét tải trọng lên cọc chỉ có lực ngang lớn nhất:

Tiêu đề	Chung cư căn hộ KINGDOM 101
Tác giả	Trương Quốc Anh
Người hướng dẫn	THS. Lê Phương Bình
Trường học	Trường Đại học Sư phạm Kỹ thuật Thành phố Hồ Chí Minh
Chuyên ngành	Công nghệ kỹ thuật công trình xây dựng
Thể loại	Đồ án tốt nghiệp
Năm xuất bản	2024
Thành phố	Thành phố Hồ Chí Minh

Định dạng
Số trang	148
Dung lượng	12,45 MB