chung cư cao cấp the estuary

• Chương 2: Tổng quan về phương án kết cấu: Giới thiệu các quy chuẩn, tiêu chuẩn được sử dụng trong đồ án, các phần mềm chuyên ngành hỗ trợ trong quá trình tính toán và lựa chọn phương á

TỔNG QUAN KIẾN TRÚC CÔNG TRÌNH

Thông tin công trình

• Tên công trình: The Estuary

• Vị trí công trình: Cầu Tiên Sơn, quận Hải Châu, TP Đà Nẵng

• Loại hình: Trung tâm thương mại kết hợp khu căn hộ cao cấp

• Diện tích xây dựng công trình: 18200m 2

• Quy mô công trình: 2 tầng hầm và 2 block với 28 tầng nổi

• Chủ đầu tư: Công ty Cổ phần TNHH Phát triển Nhà Tuyên Sơn

• Tổng vốn đầu tư: 2300 tỷ đồng

Giới thiệu công trình

Trong những năm gần đây, nhà cao tầng đang là xu hướng phổ biến cho việc quy hoạch dân cư ở các đô thi lớn trên thế giới và đặc biệt là các đô thị có mật độ dân số đông nhằm mục đích tiết kiệm quỹ đất đô thị cho các công trình công cộng như công viên cây xanh, hạ tầng giao thông, khu vui chơi giải trí, cũng như giải tỏa được áp lực từ việc dân cư quy hoạch tự phát Mặt khác, mức độ đô thị hóa ở Việt Nam ngày càng cao dẫn đến mức sống của người dân ngày càng tăng kéo theo nhu cầu chỗ ở cũng phải được nâng lên tiện nghi hơn

Việt Nam là một nước đang phát triển với xu hướng hội nhập, công nghiệp hóa, hiện đại hóa nhằm bắt kịp với xu thế phát triển của toàn thế giới nên sự đầu tư xây dựng các công trình nhà ở cao tầng thay thế cho các công trình nhà ở thấp tầng cũ, các khu dân cư là rất cần thiết Hơn thế nữa, đối với ngành xây dựng, sự xuất hiện của các tòa nhà cao tầng đã góp phần tích cực vào việc phát triển và tiếp thu các công nghệ, kỹ thuật hiện đại trong tính toán, thiết kế, thi công và xử lý các vấn đề thực tế Đà Nẵng từ lâu đã được biết đến là đô thị lớn thứ 3 tại Việt Nam, đây là nơi sinh sống của khoảng 1220190 người dân với mật độ dân số khoảng 950 người/km 2 , ngoài ra đây còn là nơi thu hút khách du lịch bậc nhất Việt Nam thì việc quy hoạch chỗ ở, chỗ làm việc cho người dân là rất quan trọng

Hình 1.1 Phối cảnh dự án The Estuary Residence Đà Nẵng tầng nổi với 2 tầng hầm do Công ty Cổ phần TNHH Phát triển Nhà Tuyên Sơn làm chủ đầu tư Đây là một khu nhà cao tầng hiện đại, đầy đủ tiện nghi, cảnh quan đẹp, thích hợp để sinh sống, giải trí và làm việc Dự án được thiết kế và thi công xây dựng với các công nghệ hiện đại, chất lượng cao

Hình 1.2 Lối vào khu căn hộ The Estuary Residence Đà Nẵng

Địa điểm xây dựng công trình

Địa chỉ: 50 Quy Mỹ, phường Hòa Cường Nam, quận Hải Châu, TP Đà Nẵng

Có thể nói dự án The Estuary nằm ở vị trí độc tôn thật sự Sở hữu 3 mặt tiền bao gồm: đường Quy Mỹ, đường Trần Đăng Ninh, đường Nguyễn Lộ Trạch và tiếp giáp 1 mặt với Phân viện Học viện Hành chính Quốc Gia – khu vực Miền Trung và Công ty Thủy điện Sông Tranh Cụ thể hơn dự án này nằm ở trung tâm quận Hải Châu, tiếp giáp với sông Hàn và cách công viên Châu Á, nơi được chọn tổ chức bắn pháo hoa quốc tế trong thời gian tới Ngoài ra, đây là một khu đất vàng do nằm ở vị trí trung tâm nên có thể tiếp cận các dịch vụ tiện ích khác trong khu vực bán kính chưa đầy 5 km như sau:

• Trường quốc tế Sky – Line: 50 m

• Trung tâm thương mại Lotte: 100 m

• Cung thể thao Tuyên Sơn: 300 m

• Asia Park – Công viên Châu Á: 800 m

• Sân bay Đà Nẵng: 6.9 km

• Các địa điểm du lịch nổi tiếng như Cầu Rồng, chùa Linh Ứng, Bà Nà Hills, Phố cổ Hội An, chỉ tối đa 15 phút di chuyển

Hình 1.3 Vị trí dự án The Estuary Residence Đà Nẵng

Quy mô và công năng công trình

Số tầng xây dựng: 2 tầng hầm, 27 tầng nổi, 1 tầng mái

Tổng chiều cao công trình là: 91 m (tính từ cao độ 0.000 m, chưa kể 2 tầng hầm)

Diện tích xây dựng công trình: 18200m 2

Theo mục 2.1.2, bảng 2, phụ lục II, Thông tư 06/2021/TT–BXD ngày 30/06/2021 của Bộ Xây Dựng: Công trình nhiều tầng có sàn – Cấp I (75 m  Chiều cao = 91 m  200 m) Cao độ kiến trúc mỗi tầng:

Bảng 1.1 Công năng và chiều cao tầng

Tên tầng Chiều cao tầng (m)

Tầng hầm 2 3.2 1 Khu vực đỗ xe

Tầng hầm 1 3.8 1 Khu vực đỗ xe

Tầng 1 3.6 1 Sảnh, các dịch vụ tiện lợi, không gian sinh hoạt chung Tầng 2 3.2 1 Các dịch vụ tiện lợi, không gian sinh hoạt chung Tầng 3 5.1 1 Các dịch vụ tiện lợi, không gian sinh hoạt chung, tầng kỹ thuật

1.4.3 Hệ thống giao thông trong công trình

Giao thông đứng: mỗi block được bố trí 8 buồng thang máy cho cư dân và 1 buồng thang máy cho kỹ thuật, 2 cầu thang bộ, thang máy và thang bộ được bố trí ở khoảng giữa block nên đảm bảo giao thông thuận tiện nhất

Giao thông ngang: trục hành lang được bố trí ở giữa block chia thành 2 dãy căn hộ.

Giải pháp kỹ thuật

Công trình sử dụng điện được cung cấp từ 2 nguồn: lưới điện thành phố và máy phát điện riêng của tòa nhà

Toàn bộ đường dây điện sinh hoạt được đi ngầm Hệ thống cấp điện chính đi trong các hộp kỹ thuật và phải đảm bảo an toàn không đi qua các khu vực ẩm ướt, có các cửa cách điện, có tín hiệu cảnh báo nguy hiểm, tạo điều kiện dễ dàng khi bảo trì và sửa chữa Ở mỗi tầng đều có lắp đặt hệ thống an toàn điện

Hệ thống nước cấp: công trình sử dụng nước được cung cấp từ nguồn nước máy chung cho cả thành phố Phải đảm bảo đáp ứng được lưu lượng nước cần sử dụng, vệ sinh nguồn nước và áp lực nước khi đến các khu vực khác nhau của tòa nhà

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

Hệ thống thoát nước thải: nước thải vệ sinh được dẫn xuống bể tự hoại làm sạch sau đó được dẫn vào hệ thống thoát nước chung của thành phố Đường ống dẫn phải kín, không rò rỉ, đảm bảo độ dốc theo yêu cầu kỹ thuật

Nguồn sáng của công trình: ánh sáng tự nhiên và ánh sáng đèn điện

Các phòng đều được bố trí cửa để tiếp nhận ánh sáng từ bên ngoài kết hợp cùng hệ thống đèn điện để đảm bảo luôn cung cấp đủ ảnh sáng trong phòng Ở các khu vực kỹ thuật, khu vực hành lang, khu vực cầu thang, đều có lắp đặt hệ thống đèn điện để cung cấp ánh sáng

Các phòng đều được bố trí cửa sổ và ban công để lấy gió, tạo sự thông thoáng tự nhiên, ngoài

1.5.5 Hệ thống phòng cháy chữa cháy

Hệ thống cảm biến báo cháy được lắp đặt ở các khu vực phòng và hành lang

Các bình cứu hỏa được trang bị đầy đủ và được bố trí ở hành lang, cầu thang theo yêu cầu kỹ thuật

Có thiết kế tầng chống cháy đề phòng trường hợp hỏa hoạn

Trang bị hệ thống chống sét theo đúng yêu cầu và tiêu chuẩn về chống sét cho nhà cao tầng (TCVN 46:1984)

Rác thải được tập trung ở các tầng thông qua phòng thoát rác bố trí cạnh thang máy ở mỗi tầng, rác sẽ được đưa ra ngoài định kì Phải đảm bảo gian chứa rác được thiết kế kín đáo và xử lý rác kĩ lưỡng để tránh tình trạng bốc mùi gây ô nhiễm môi trường.

TỔNG QUAN VỀ PHƯƠNG ÁN KẾT CẤU

Cơ sở thiết kế

2.1.1 Quy chuẩn, tiêu chuẩn áp dụng

• Thông tư 06/2021/TT–BXD, Quy định về phân cấp công trình xây dựng và hướng dẫn áp dụng trong quản lý hoạt động đầu tư xây dựng

• QCVN 02:2022/BXD, Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia về số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng

• TCXDVN 198:1997, Nhà cao tầng – Thiết kế kết cấu bê tông cốt thép toàn khối

• TCVN 5574:2018, Thiết kế kết cấu bê tông và bê tông cốt thép

• TCVN 2737:2023, Tải trọng và tác động – Tiêu chuẩn thiết kế

• TCVN 10304:2014, Móng cọc – Tiêu chuẩn thiết kế

• TCVN 9386:2012, Thiết kế công trình chịu động đất

• TCVN 9362:2012, Thiết kế nền nhà và công trình

• TCVN 4447:2012, Công tác đất – Thi công và nghiệm thu

• TCVN 4453:1995, Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép toàn khối – Quy phạm thi công và nghiệm thu

• TCVN 7888:2014, Cọc bê tông ly tâm ứng lực trước

• EC2:2004, Design of concrete structures

2.1.2 Phần mềm hỗ trợ tính toán và trình bày

Phần mềm hỗ trợ tính toán:

Phần mềm hỗ trợ trình bày:

Giả thuyết tính toán kết cấu

Khi thiết kế cần đơn giản hóa tính toán bằng cách tạo sơ đồ tính của kết cấu, xác định kích thước tiết diện và bố trí cốt thép phải đảm bảo được độ bền, độ ổn định và độ cứng của cả tổng thể kết cấu cũng như riêng từng cấu kiện Việc đảm bảo đủ khả năng chịu lực phải trong cả giai đoạn xây dựng và sử dụng

Khi tính toán thiết kế kết cấu bê tông cốt thép cần phải thỏa mãn những yêu cầu về tính toán theo hai nhóm trạng thái giới hạn

Trạng thái giới hạn thứ nhất (TTGH I):

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

- Không bị mất ổn định về hình dáng hoặc vị trí

- Không bị phá hoại do 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 hai (TTGH II):

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

Phương án kết cấu

2.3.1 Phương án kết cấu cho hệ sàn – dầm

Bảng 2.1 Đặc điểm các phương án sàn

Phương án sàn Đặc điểm

Hệ sàn sườn toàn khối

- Gồm hệ dầm và bản sàn, tải phân bố đều trên các ô sàn, truyền vào hệ dầm rồi truyền vào hệ cột - vách

- Cách tính đơn giản, phổ biến, phù hợp với nhiều loại công trình

- Hệ sàn không dầm, tải phân bố đều trên các ô sàn truyền trực tiếp xuống hệ cột vách Bản sàn dày hơn sàn thường, nếu vượt nhịp lớn cần thiết kế mũ cột để chống xuyên thủng

- Thường dùng cho công trình cần không gian lớn, chiều cao tầng nhỏ

Hệ sàn phẳng dự ứng lực

- Tương tự như sàn phẳng Uboot nhưng bề dày nhỏ hơn, tăng chiều cao thông thủy tầng

- Khả năng vượt nhịp lớn nhưng thi công phức tạp đòi hỏi thiết bị và kinh nghiệm, chi phí lớn

Kết luận: dựa vào đặc điểm của hồ sơ kiến trúc công trình và từ so sánh sơ bộ các phương án sàn ở trên, ta chọn phương án sàn cho công trình The Estuary là hệ sàn sườn toàn khối

2.3.2 Phương án kết cấu cho hệ cột – vách

Do đây là kết cấu nhà cao tầng với chiều cao lớn (91 m) nên công trình sẽ chịu ảnh hưởng của tải trọng ngang rất lớn, ngoài ra mặt bằng kiến trúc của các tầng điển hình khá nhỏ nên đòi hỏi không gian kiến trúc lớn, do đó ta chọn kết cấu cột – vách phối hợp cho các tầng thương mại và kết cấu khung vách cho các tầng điển hình Một số lí do cho phương án này có thể nêu ra như sau:

- Tải trọng ngang và ổn định tổng thể công trình: Vì chiều cao của công trình là 91m, tải trọng ngang gây ra bởi gió và động đất làm cho sự dao động của tòa nhà trở nên đặc biệt quan trọng Phải có một hệ kết cấu đủ cứng để đáp với những ảnh hưởng này, đảm bảo an toàn và tính thẩm mỹ của công trình

- Hiệu suất không gian: Với mặt bằng kiến trúc hẹp, việc tối ưu hóa không gian là một ưu tiên Hệ cột – vách phối hợp được lựa chọn để giảm thiểu sự chiếm dụng không gian bởi cột và đồng thời tạo ra không gian mở rộng cho các khu vực thương mại và sinh hoạt cộng đồng

- Tính linh hoạt trong thiết kế: Với sự kết hợp giữa kết cấu cột – vách và khung vách, ta có thể đạt được một mức độ linh hoạt cao trong thiết kế không gian nội ngoại thất của từng tầng Điều này cho phép tối ưu hóa sự sắp xếp của các phòng, sử dụng ánh sáng tự nhiên và tạo ra cảm giác thoải mái cho cư dân

- Đảm bảo tính thẩm mỹ: Mặc dù đòi hỏi một hệ kết cấu phức tạp, việc chọn lựa phương án kết cấu phù hợp không chỉ giúp đảm bảo tính chất kỹ thuật mà còn đảm bảo tính thẩm mỹ của công trình Sự kết hợp giữa cột – vách và khung vách được thiết kế sao cho phản ánh phong cách kiến trúc và tạo điểm nhấn cho toàn bộ tòa nhà

- Sự linh hoạt trong việc thay đổi công năng sử dụng: Với hệ cột – vách phối hợp, tòa nhà có khả năng thích ứng với các nhu cầu sử dụng khác nhau trong tương lai Phương án này cho phép linh hoạt thay đổi mục đích sử dụng của các tầng, từ thương mại sang văn phòng hoặc căn hộ, giữ cho tòa nhà luôn sẵn sàng đáp ứng nhu cầu của thị trường và cộng đồng

2.3.3 Phương án kết cấu cho phần ngầm

Trong công trình, phần móng nhà là phần rất quan trọng vì vậy phải được tính toán kĩ càng trước khi đưa ra phương án thiết kế, thi công sau cùng Do công trình The Estuary có 2 tầng hầm vì vậy kết cấu phần ngầm sẽ bao gồm là kết cấu tường bao xung quanh 2 hầm và kết cấu móng Kết cấu móng cho công trình vì có tải trọng rất lớn lại đặt trên vùng đất nền trung bình vì vậy ta đưa ra phương án sơ bộ là sử dụng móng cọc đài thấp, sử dụng cọc ly tâm dự ứng lực để tính toán và thiết kế móng cho công trình Một số lí do cho phương án này có thể nêu ra như sau:

- Tải trọng lớn: Do công trình đặt trên nền đất trung bình và có sự phân tầng nhiều, không đồng nhất vì vậy móng cọc ly tâm dự ứng lực có thể là lựa chọn tốt nhất Móng cọc ly tâm cung cấp khả năng trải tải trọng xuống các lớp đất sâu hơn, giảm thiểu nguy cơ lún sụt đất và đảm bảo tính ổn định của công trình

- Điều chỉnh độ sâu của cọc: Móng cọc ly tâm cho phép điều chỉnh độ sâu của cọc dựa trên đặc điểm của đất đai cụ thể dưới nền móng Điều này giúp tối ưu hóa hiệu quả của công trình và đảm bảo tính ổn định của móng trong mọi điều kiện địa chất

- Đảm bảo chất lượng: Do cọc ly tâm dự ứng lực được sản xuất trong nhà máy vì vậy có thể đảm bảo chất lượng đầu ra của cọc, để các tính toán được chính xác hơn

- Tính kinh tế và hiệu quả: Dù có thể đòi hỏi chi phí ban đầu cao hơn so với các phương án móng khác, sử dụng móng cọc ly tâm dự ứng lực thường mang lại lợi ích kinh tế lớn trong dài hạn Điều này bởi vì móng cọc ly tâm có thể giảm thiểu cần thiết phải sử dụng vật liệu xây dựng và giảm thiểu chi phí bảo dưỡng sau này

- Khả năng chịu lực tốt: Móng cọc ly tâm dự ứng lực thường có khả năng chịu lực tốt hơn so với các loại móng khác, đặc biệt là trước những tác động của các yếu tố bên ngoài như động đất, sự thay đổi nhiệt độ, và sự lún sụt của đất.

Thông số vật liệu

Lựa chọn vật liệu: Bê tông dùng trong kết cấu chịu lực nhà cao tầng nên có mác 300 trở lên đối với các kết cấu BTCT thường và có mác 350 trở lên đối với các kết cấu BTCT ứng lực trước Thép dùng trong kết cấu BTCT nhà cao tầng nên sử dụng loại thép cường độ cao (Theo mục 2.1, TCXDVN 198:1997)

Trong khuôn khổ đồ án, sinh viên sử dụng bê tông B30 cho cấu kiện cầu thang và B40 cho các cấu kiện khác Sử dụng thép CB240-T cho các loại thép có đường kính nhỏ hơn 10 mm và CB400-V cho các loại thép có đường kính từ 10 mm trở lên, riêng cấu kiện móng do nội lực quá lớn nên sử dụng thép CB500-V

Bảng 2.2 Thông số vật liệu

Bê tông R b (MPa) R bt (MPa) R b,ser (MPa) R bt,ser (MPa) E b (MPa)

Thép R s (MPa) R sc (MPa) R s,ser (MPa) R sw (MPa) E s (MPa)

Sơ bộ tiết diện các cấu kiện

2.5.1 Chia mặt bằng kiến trúc thành các ô sàn

Do trên mặt bằng kiến trúc đang bố trí các phòng không phải hình chữ nhật, nên để tính toán

2.5.2 Sơ bộ kích thước tiết diện sàn

Vì chiều dày các ô sàn là tương tự nhau nên ta lấy ô sàn có kích thước 2 cạnh lớn nhất (10 m

7.45 m) để tính toán chiều dày sàn sau đó bố trí chung cho toàn bộ mặt bằng tầng điển hình Xét tỷ số hai cạnh sàn:

7.45 l l = =  Sàn là loại bản kê 4 cạnh

Chọn sơ bộ chiều dày bản sàn theo công thức:

Trong đó: D = (0.8  1.4): hệ số phụ thuộc vào tải trọng m = (40  45): loại bản kê 4 cạnh l 1 = 4700 mm: chiều dài cạnh ngắn của sàn

2.5.3 Sơ bộ kích thước tiết diện dầm

2.5.4 Sơ bộ kích thước tiết diện vách

Theo mục 3.4.1, TCXDVN 198:1997 độ dày của thành vách phải thỏa điều kiện sau:

Chọn vách có độ dày là 400 (mm)

TẢI TRỌNG VÀ 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 ngang (tải trọng gió và tải trọng động đất)

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

Cơ sở chính để tính toán tải trọng và tác động là dựa vào: TCVN 2737:2023, Tải trọng và tác động – Tiêu chuẩn thiết kế và TCVN 9386:2012, Thiết kế công trình chịu động đất

Tải trọng thiết kế

3.2.1 Tải trọng lớp hoàn thiện tác dụng lên sàn (TTHT)

Chiều dày các lớp hoàn thiện được tham khảo theo ghi chú phần hoàn thiện kiến trúc của hồ sơ thiết kế

Dung trọng riêng của các lớp hoàn thiện được tham khảo dựa theo catalogue của nhà cung cấp

Hệ số độ tin cậy γf được tham khảo dựa theo Bảng 1, TCVN 2737:2023

Hình 3.1 Các lớp cấu tạo sàn sinh hoạt Bảng 3.1 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên sàn sinh hoạt

STT Các lớp cấu tạo sàn

Hệ số độ tin cậy γf

Tĩnh tải tiêu chuẩn g tc (kN/m²)

Tĩnh tải tính toán g tt (kN/m²)

5 Đường ống, thiết bị 0.2 (kN/m²) 1.05 0.2 0.21

Tải trọng tiêu chuẩn với hệ số vượt tải n = 1.2 1.2 1.20 1.44

Bảng 3.2 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên sàn hầm

Bảng 3.3 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên sàn mái và sân thượng

Bảng 3.4 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên sàn vệ sinh và logia

3.2.2 Tải trọng tường xây (TX)

Tường có 2 loại là tường 100 mm ngăn giữa các phòng trong căn hộ và tường dày 200 mm ngăn giữa các căn hộ với nhau và ngăn giữa căn hộ với bên ngoài Sẽ được khai báo dưới dạng tải phân bố đều trên dầm hoặc dầm ảo, công thức tính toán như sau: t t là chiều dày tường h t là chiều cao tường

 t = là dung trọng riêng của tường

Theo mục 1c bảng 1 TCVN 2737:2023, hệ số độ tin cậy về tải trọng của tường xây là 1.3

Bảng 3.5 Tĩnh tải tường xây

Tải tiêu chuẩn gt tc (kN/m)

Tải tính toán gt tt (kN/m)

3.2.3 Hoạt tải tác dụng lên sàn (HT)

Theo khu vực F bảng 5 TCVN 2737:2023, ta có hoạt tải hầm để xe là 3.5 kN/m²

Theo bảng 4 TCVN 2737:2023, ta có các hoạt tải của các khu vực khác

Tải trọng do thang máy tác động, ta sẽ xem như là hoạt tải phân bố đều ở sàn kỹ thuật thang máy trên sân thượng, do trong TCVN 2737:2023 không quy định rõ về tải trọng thang máy, nên ta tính toán dựa trên tải trọng của thang máy thật Do công trình The Estuary cao trên 25 tầng nên ta chọn sử dụng loại thang máy Mitsubishi NEXIEZ-MR P24 có các thông số như sau:

Vậy khi gán tải trọng thang máy vào sàn kỹ thuật thì ta có giá trị: q tm tc (kN/m ) 2

Bể nước mái được đặt ở sàn tầng sân thượng và sàn mái của tầng thương mại ở tầng 4, cấu tạo bể nước mái như sau:

Bảng 3.6 Cấu tạo tải trọng của bể nước mái

STT Các lớp cấu tạo sàn Chiều dày lớp δ (mm) Trọng lượng riêng γ (kN/m³) Tĩnh tải tiêu chuẩn g tc (kN/m²)

1 Bản nắp bê tông cốt thép 150 25 3.75

7 Bản đáy bê tông cốt thép 250 25 6.25

Bảng 3.7 Hoạt tải phân bố đều trên sàn các khu vực

Khu vực Hoạt tải ngắn hạn tiêu chuẩn (kN/m²) Hệ số độ tin cậy γf

Hoạt tải toàn phần tính toán (kN/m²) Toàn phần Thành phần giảm

Căn hộ, nhà vệ sinh 1.5 0.53 1.3 1.95

Sân thượng, mái 0.3 0.11 1.3 0.39 Để thuận tiện tính toán trong phần mềm ETABS, ta lấy hệ số vượt tải của tải trọng tạm thời ngắn hạn tại khu vực hầm để xe là 1.3 khi nhập vào ETABS

Do mặt bằng tầng điển hình có hình dạng đặc biệt nên ta quy đổi về kích thước hình chữ nhật theo phụ lục E.2 TCVN 2737:2023 để dễ dàng tính toán các thông số trong tải trọng gió

Nhận thấy mặt bằng tầng điển hình có hình dạng gần giống với hình dạng chữ Y đơn nhất, nên ta có kích thước hình chữ nhật tương đương khi đón gió:

Hình 3.3 Quy đổi kích thước mặt bằng tầng điển hình

Theo TCVN 2737:2023 mục 10.2.2, ta có tải trọng gió tiêu chuẩn tác dụng lên tầng thứ i như sau:

W = W =  = (Đà Nẵng thuộc vùng gió III, tra bảng 5.1 của QCVN 02:2022)

( ) e i k z là hệ số kể đến sự thay đổi áp lực gió theo độ cao sàn và dạng địa hình tại độ cao tương đương (Dạng địa hình C, tra bảng 9 TCVN 2737:2023), được xác định ở mục 3.2.4.1 c là hệ số khí động, được xác định ở mục 3.2.4.2

3.2.4.1 Hệ số kể đến sự thay đổi áp lực gió theo độ cao sàn và dạng địa hình

Công trình được xây dựng trong trung tâm thành phố Đà Nẵng, vì vậy công trình ở dạng địa hình C Theo mục 10.2.5 TCVN 2737:2023, giá trị của hệ số k z( ) e :

  Trong đó: z e là cao độ tương đương, xác định theo mục 10.2.4 TCVN 2737:2023 365.76 (m) z g = là cao độ gradient

Sao cho z e không nhỏ hơn z min =9.14 (m)

Bảng 3.8 Hệ số thay đổi áp lực gió theo độ cao và dạng địa hình phương x

Tầng Chiều cao tầng (m) Cao độ (m) ze (m) k(ze)

 =  =    =  = = Sao cho z e không nhỏ hơn z min =9.14 (m)

Bảng 3.9 Hệ số thay đổi áp lực gió theo độ cao và dạng địa hình phương y

Tầng Chiều cao tầng (m) Cao độ (m) ze (m) k(ze)

Xét hệ số h d/ theo cả 2 phương x và y đều lớn hơn 5, vì vậy ta xác định hệ số khí động cản chính diện theo phụ lục F.16 TCVN 2737:2023 như sau: x x c =k c  

Trong đó: k  là hệ số được xác định theo phụ lục F.18 TCVN 2737:2023 c x  được xác định theo hình F.22 TCVN 2737:2023

- Độ mảnh của công trình:

 = - Tra bảng F.15 TCVN 2737:2023, ta có độ mảnh hiệu dụng của công trình:

 e = =  - Do bề mặt đón gió của công trình không có lỗ mở, nên độ đặc của kết cấu:  =1

 =b - Tra hình F.22 TCVN 2737:2023, ta có hệ số c x  =2.32

- Độ mảnh của công trình:

 = - Tra bảng F.15 TCVN 2737:2023, ta có độ mảnh hiệu dụng của công trình:

 e = =  - Do bề mặt đón gió của công trình không có lỗ mở, nên độ đặc của kết cấu:  =1

- Tra hình F.27 TCVN 2737:2023, ta có hệ số k  =0.635

- Tra hình F.22 TCVN 2737:2023, ta có hệ số c x  =2.01

 = =  3.2.4.3 Hệ số hiệu ứng giật

Hệ số hiệu ứng giật G f là hệ số phản ứng của kết cấu dưới tác dụng của tải trọng gió (bao gồm cả thành phần phản ứng tĩnh và thành phần phản ứng động của kết cấu) Đối với kết cấu “cứng” (có chu kỳ dao động riêng cơ bản thứ nhất T 1 1 s) thì G f có thể lấy bằng 0.85 Đối với kết cấu “mềm” (có chu kỳ dao động riêng cơ bản thứ nhất T 1 1 s) thì G f được xác định theo công thức 10.2.7.3 TCVN 2737:2023

Công trình The Estuary có chu kỳ dao động riêng cơ bản thứ nhất T 1 =2.526 s 1  s

Đây là kết cấu “mềm”

Hệ số hiệu ứng giật:

I z là độ rối ở độ cao tương đương z s , được xác định theo công thức:

  c là hệ số, phụ thuộc vào các dạng địa hình khác nhau, lấy theo Bảng 10 TCVN

 b = h là chiều cao của công trình g Q là hệ số đỉnh cho thành phần xung của gió, lấy bằng 3.4 g v là hệ số đỉnh cho thành phần phản ứng của gió, lấy bằng 3.4 g R là hệ số đỉnh cho thành phần cộng hưởng của gió, theo công thức:

=T là tần số dao động riêng cơ bản thứ nhất

Q là hệ số kể đến thành phần phản ứng nền của kết cấu chịu tải trọng gió, theo công thức:

  b là chiều rộng công trình, vuông góc với hướng gió tác dụng

L z là thang nguyên kích thước xoáy (chiều dài rối) tại độ cao tương đương z s , xác định theo công thức:

  l và  là các hệ số, phụ thuộc vào các dạng địa hình khác nhau, lấy theo Bảng 10

R là hệ số phản ứng cộng hưởng, được xác định theo công thức:

 là độ cản, lấy bằng:

0.015 cho kết cấu liên hợp thép – bê tông

0.02 cho kết cấu bê tông và bê tông cốt thép

V z( ) s 3600s,50 là vận gió trung bình trong khoảng thời gian 3600s ứng với chu kỳ lặp

50 năm, tại độ cao tương đương z s , được xác định theo công thức:

V là vận tốc gió 3s (lấy trung bình trong khoảng thời gian 3s) ứng với chu kỳ lặp 50 năm

R R R là các hàm số dẫn suất khí động, xác định như sau:

 =  =  h, b và d lần lượt là chiều cao, chiều rộng và chiều sâu (hoặc chiều dài) của công trình

Bảng 3.10 Khối lượng tham gia dao động khi xét ảnh hưởng của gió

Case Mode Period (s) UX UY UZ RX RY RZ

Bảng 3.11 Tính toán hệ số giật theo phương x

Bề rộng đón gió (m): b 34.95 Độ cản phụ thuộc theo loại kết cấu:  0.02

(m): d 19.42 Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: b 0.45

Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: c r 0.30 Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: a 0.25 Độ cao tương đương của công trình (m): z s 54.60 Vận tốc gió trung bình trong

3600 giây (m/s): V z( ) s 3600s,50 34.39 Độ rối ở độ cao tương đương z s : I z ( ) s 0.23 Hệ số để tính R n : N 1 2.51

Hệ số đỉnh cho thành phần xung: g Q 3.40 Hệ số để tính hệ số cộng hưởng: R n 0.08

Hệ số đỉnh cho thành phần phản ứng: g v 3.40 Hệ số tính hàm số dẫn suất khí động:  h 6.11

Chu kỳ dao động riêng cơ bản thứ nhất (s) T 1 − x 2.117 Hệ số tính hàm số dẫn suất khí động:  b 2.35

Tần số riêng cơ bản thứ Hệ số tính hàm số dẫn suất

Hệ số đỉnh cho thành phần cộng hưởng: g R 4.02 Hàm số dẫn suất khí động: R h 0.15

Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: l 97.54 Hàm số dẫn suất khí động: R b 0.34

Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình:  0.33 Hàm số dẫn suất khí động: R d 0.20 Thang nguyên kích thước xoáy: L z( ) s 171.76 Hệ số phản ứng cộng hưởng: R 0.35

Hệ số kể đến thành phần phản ứng nền: Q 0.81 => Hệ số hiệu ứng giật theo phương X: G f − x 0.88

Bảng 3.12 Tính toán hệ số giật theo phương y

Bề rộng đón gió (m): b 88.47 Độ cản phụ thuộc theo loại kết cấu:  0.02

(m): d 18.95 Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: b 0.45

Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: c r 0.30 Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: a 0.25 Độ cao tương đương của công trình (m): z s 54.60 Vận tốc gió trung bình trong

3600 giây (m/s): V z( ) s 3600s,50 34.39 Độ rối ở độ cao tương đương z s : I z ( ) s 0.23 Hệ số để tính R n : N 1 2.05

Hệ số đỉnh cho thành phần xung: g Q 3.40 Hệ số để tính hệ số cộng hưởng: R n 0.09

Hệ số đỉnh cho thành phần phản ứng: g v 3.40 Hệ số tính hàm số dẫn suất khí động:  h 5.00

Chu kỳ dao động riêng cơ bản thứ nhất (s) T 1 − y 2.526 Hệ số tính hàm số dẫn suất khí động:  b 4.87

Tần số riêng cơ bản thứ nhất (Hz): n 1 − y 0.396 Hệ số tính hàm số dẫn suất khí động:  d 3.49

Hệ số đỉnh cho thành phần cộng hưởng: g R 3.97 Hàm số dẫn suất khí động: R h 0.18

Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình: l 97.54 Hàm số dẫn suất khí động: R b 0.18

Hệ số phụ thuộc vào các dạng địa hình:  0.33 Hàm số dẫn suất khí động: R d 0.25 Thang nguyên kích thước xoáy: L z( ) s 171.76 Hệ số phản ứng cộng hưởng: R 0.31

Hệ số kể đến thành phần phản ứng nền: Q 0.78 => Hệ số hiệu ứng giật theo phương Y: G f − y 0.85

3.2.4.4 Tính toán tải trọng gió

Các thông số đầu vào:

Bảng 3.13 Thông số đầu vào tính toán tải trọng gió theo phương x

Hệ số khí động: cx 1.566

Hệ số tin cậy của tải trọng: γf 2.1

Bảng 3.14 Tính toán tải trọng gió theo phương x

Cao độ tương đương ze

Tải trọng gió tiêu chuẩn

Tải trọng gió tính toán Wk tt

Các thông số đầu vào:

Bảng 3.15 Thông số đầu vào tính toán tải trọng gió theo phương y Áp lực gió 3s ứng với chu kỳ lặp 10 năm: W3s,10 (kN/m²) 1.065

Hệ số tin cậy của tải trọng: γ f 2.1

Bảng 3.16 Tính toán tải trọng gió theo phương y

Do mặt bằng tầng điển hình của công trình không vuông góc với trục tọa độ Oxy trong phần mềm ETABS, nên khi nhập giá trị tải trọng gió vào tọa độ tâm hình học của sàn, ta phải quy đổi về đúng hướng gió tác động lên mặt bằng sàn bằng phương pháp phân tích lực như sau:

Hình 3.4 Phân tích lực gió tác động lên mặt bằng tầng điển hình

Vậy ta tính toán được tải trọng gió quy đổi để gán lên tâm cứng của công trình theo công thức:

Ta tổng hợp lực tác động lên tâm cứng công trình theo hệ tọa độ Global:

Bảng 3.17 Quy đổi tải trọng gió tác dụng vào các tầng điển hình

Tầng Tải trọng gió tiêu chuẩn Wk tc (kN) Tải trọng gió quy đổi tiêu chuẩn Wqd tc (kN)

3.2.5.1 Lý thuyết tính toán tải trọng động đất Động đất được xem như là một trong những yêu cầu bắt buộc không thể thiếu và là yêu cầu quan trọng nhất khi thiết kế các công trình cao tầng Do đó, bất kỳ công trình xây dựng nào nằm ở phân vùng có động đất đều phải tính toán tải trọng động đất

Tính toán lực động đất theo tiêu chuẩn TCVN 9386:2012 Theo TCVN 9386:2012, có 2 phương pháp tính toán tải trọng động đất là phương pháp tĩnh lực ngang tương đương và phương pháp phân tích phổ phản ứng dao động Để tính toán tải trọng động đất, ta cần các xác định các thông số được trình bày trong các bước sau:

Bước 1: Phân tích dao động công trình

Bước 2: Xác định các đặc trưng

- Hệ số tầm quan trọng

- Bản chất dao động: Mức độ phân tán năng lượng thông qua hệ số ứng xử q

- Xác định khối lượng tham gia dao động thông qua bước phân tích trên

Bước 3: Xác định phổ thiết kế

- Tính toán phổ thiết kế S d (T) theo phương ngang

Bước 4: Tính lực cắt đáy F b

- Lực cắt đáy tính toán dự ra theo phương pháp phân tích động đất đã chọn theo TCVN 9386:2012

- Phân phối lực động đất lên các tầng

Bước 5: Tổ hợp giá trị tải trọng động đất

- Động đất theo phương X (DDX) được tổ hợp như sau:

- Động đất theo phương Y (DDY) được tổ hợp như sau:

3.2.5.2 Xác định khối lượng tham gia dao động

Theo mục 3.2.4 TCVN 9386:2012, các hiệu ứng quán tính của tác động động đất thiết kế phải được xác định có xét đến khối lượng liên quan tới tất cả các lực trọng trường xuất hiện trong tổ hợp tải trọng như sau:

G k là tĩnh tải công trình

Q k là hoạt tải công trình

"+" có nghĩa là “tổ hợp với”

 = - hệ số tổ hợp tải trọng đối với tác động thay đổi thứ i

Tra bảng 3.4 TCVN 9386:2012, ta có công trình đang xét đến là loại A, khu vực nhà ở, gia đình

Hệ số Mass Source: 1TT + 0.24HT

Bảng 3.18 Khối lượng tham gia dao động khi xét ảnh hưởng của động đất

Case Mode Period UX UY UZ RX RY RZ

3.2.5.3 Xác định phương pháp tính toán

Có 2 phương pháp phổ biến dùng để tính toán tải trọng động đất đó là: phương pháp tĩnh lực ngang tương đương và phương pháp phổ phản ứng

Cả 2 phương pháp đều là phương pháp quy đổi tải trọng động đất thành các lực ngang tương đương tác dụng vào các tầng

• Phương pháp tĩnh lực ngang tương đương:

- Điều kiện dễ áp dụng phương pháp tĩnh lực ngang tương đương là:

+ Chu kỳ dao động riêng thứ nhất thỏa mãn: T 1 2 s

+ Công trình thỏa mãn những tiêu chí đều đặn về mặt đứng quy định trong mục 4.2.3.2 và mục 4.2.3.3 TCVN 9386:2012

- Với phương pháp tĩnh lực ngang tương đương, ta chỉ xét dạng dao động cơ bản thứ nhất theo phương X và phương Y góp phần vào dao động tổng thể của công trình

• Phương pháp phổ phản ứng:

- Điều kiện để áp dụng phương pháp phổ phản ứng: khi công trình không thỏa mãn những điều kiện để áp dụng phương pháp tĩnh lực ngang tương đương

Tổ hợp tải trọng

3.3.1 Các loại tải trọng (Load Patterns)

Bảng 3.20 Các loại tải trọng khai báo tác dụng lên công trình

Load Type Self Weight Multipler Note

TTBT DEAD 1 Tĩnh tải bản thân

TTHT SUPER DEAD 0 Tĩnh tải các lớp hoàn thiện sàn

TTTX SUPER DEAD 0 Tĩnh tải tường xây

HTNH LIVE 0 Hoạt tải ngắn hạn

HTDH LIVE 0 Hoạt tải dài hạn

GX WIND 0 Tải trọng gió theo phương X

GY WIND 0 Tải trọng gió theo phương Y

DDX SEISMIC 0 Tải trọng động đất theo phương X

DDY SEISMIC 0 Tải trọng động đất theo phương Y

3.3.2 Các tổ hợp tải trọng (Load Combinations)

Bảng 3.21 Các hệ số tổ hợp tải trọng tính toán cho trạng thái giới hạn 1

Hệ số tầm quan trọng γn

Hệ số tin cậy cho TT

Hệ số tin cậy cho TTHT

Hệ số tin cậy cho TTTX

Hệ số tin cậy cho

Hệ số tin cậy cho G

Hệ số tổ hợp cho hoạt tải ngắn hạn Chủ đạo Thứ 2

Bảng 3.22 Các tổ hợp tải trọng tính toán cho trạng thái giới hạn 1

Loại tổ hợp Combo TTBT TTHT TTTX HT GX GY DDX DDY

Bảng 3.23 Các hệ số tổ hợp tải trọng tính toán cho trạng thái giới hạn 2

Hệ số tầm quan trọng γn

Hệ số tin cậy cho TTHT

Hệ số tin cậy cho TTTX

Hệ số tin cậy cho G

Hệ số tổ hợp cho hoạt tải ngắn hạn Chủ đạo

Bảng 3.24 Các tổ hợp tải trọng tính toán cho trạng thái giới hạn 2

Loại tổ hợp Combo TTBT TTHT TTTX HT GX GY DDX DDY

3.3.2.3 Các tổ hợp combo bao

Bảng 3.25 Các tổ hợp bao tải trọng

STT Combo Các combo kết hợp

2 CBBAOTC-GIO CBII-2, CBII-3, CBII-13

3 CBBAOTC-DD CBII-14, CBII-15, CBII-29

KIỂM TRA ỔN ĐỊNH TỔNG THỂ CỦA CÔNG TRÌNH

Kiểm tra chuyển vị đỉnh

Theo mục 2.6.3 TCXDVN 198:1997, chuyển vị theo phương ngang của kết cấu nhà cao tầng tính theo phương pháp đàn hồi phải thỏa mãn điều kiện:

Trong đó: f là chuyển vị theo phương ngang tại sân thượng

H là chiều cao công trình

Kết quả chuyển vị ngang tại đỉnh công trình được xuất ra từ phần mềm ETABS cụ thể như sau:

Quét hết mặt bằng tầng cần xuất chuyển vị → Display → Table → Joint Output : Joint Displacement

Chỉ kiểm tra đối với những tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn có tác dụng của tải trọng gió:

Bảng 4.1 Chuyển vị đỉnh lớn nhất theo 2 phương

Tầng Phương Chuyển vị lớn nhất (mm) Chuyển vị giới hạn (mm) Kết luận

Kiểm tra gia tốc đỉnh

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 và tốc độ thay đổi của gia tốc

Khi công trình dao động, sự cảm nhận của con người đối với dao động của công trình là loại cảm quan khá phức tạp Con người không cảm nhận được trực tiếp vận tốc nếu công trình dao động với vận tốc không đổi (v=const) Tuy nhiên, nếu vận tốc có sự thay đổi (vconst), tức công trình dao động có gia tốc a, con người sẽ bắt đầu cảm nhận được sự chuyển động Vì thế chúng ta cần kiểm tra gia tốc đỉnh để đảm bảo tính thoải mái của con người khi ở trong công trình

Theo mục 2.6.3 TCXDVN 198:1997, theo yêu cầu sử dụng thì gia tốc cực đại của chuyển động tại đỉnh công trình dưới tác động của gió có giá trị nằm trong giới hạn cho phép:

Trong đó: y là giá trị tính toán của gia tốc cực đại

  Y = 150 mm/s 2 là giá trị cho phép của gia tốc

Theo công thức dao động điều hòa, ta xác định được giá trị tính toán của gia tốc đỉnh cực đại như sau: y =2 f

 là tần số góc của dao động, được xác định theo công thức:

Bảng 4.2 Gia tốc đỉnh lớn nhất theo 2 phương

Gia tốc tính toán (mm/s²)

Gia tốc cho phép (mm/s²) Kết luận

Kiểm tra chuyển vị ngang lệch tầng

4.3.1 Do tác động của gió

Theo bảng M.4 TCVN 5574:2018, chuyển vị giới hạn theo phương ngang theo yêu cầu cấu tạo như sau:

Trong đó: f i là chuyển vị ngang lệch tầng thứ i h là chiều cao công trình, tính từ mặt móng đến đỉnh công trình

Kết quả Drift tại các tầng được xuất ra từ phần mềm ETABS cụ thể như sau: Display → Table → Joint Output → Displacement → Story Drifts

Chỉ kiểm tra đối với những tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn có tác dụng của tải trọng gió: (CBII-

Bảng 4.3 Chuyển vị lệch tầng lớn nhất theo 2 phương do gió

Tầng Phương tác động Tổ hợp Drift lớn nhất Giá trị giới hạn Kết luận

4.3.2 Do tác động của động đất

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 có gắn với kết cấu:

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

Theo phụ lục E TCVN 9386:2012, xét công trình có mức độ quan trọng là cấp I =v 0.4 Chiều cao tầng: h = 3.2 m

Theo mục 4.3.4.1 TCVN 9386:2012, ta có: r d c d =q d

Trong đó: q d là hệ số ứng xử chuyển vị, giả thiết bằng q = 2.76

   Kết quả Drift tại các tầng được xuất ra từ phần mềm ETABS cụ thể như sau: Display → Table → Joint Output → Displacement → Story Drifts

Chỉ kiểm tra đối với những tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn có tác dụng của tải trọng động đất: (CBII-14, CBII-15, , CBII-28, CBII-29)

Bảng 4.4 Chuyển vị lệch tầng lớn nhất theo 2 phương do động đất

Tầng Phương tác động Tổ hợp Drift lớn nhất

Giá trị giới hạn Kết luận

Kiểm tra hiệu ứng P-Δ

Đối với các công trình chịu tải ngang lớn như tải trọng động đất ta cần kiểm tra công trình có cần xét tới hiệu ứng bậc 2 (hiệu ứng P-∆) hay không Mục 4.4.2.2 TCVN 9386:2012, quy định không cần xét tới các hiệu ứng P-∆ nếu tất cả các tầng thoả mãn điều kiện sau:

Drift tot r tot d c tot d 0.1 tot tot tot

 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 Cụ thể P tot được lấy tổ hợp như sau:

P tot = 1TTBT + 1TTHT + 1TTTX + 0.3HT

V tot là tổng lực cắt tầng do tải trọng động đất gây ra Cụ thể V tot được lấy tổ hợp như sau:

V totY = 0.3DDX + 1DDY d r là chuyển vị ngang lệch tầng do tác động của tải trọng động đất lấy theo các tổ hợp trên h là chiều cao tầng q d là hệ số ứng xử chuyển vị, giả thiết bằng q = 2.76 Nếu 0.1 <  ≤ 0.2 có thể lấy gần đúng các hiệu ứng bậc hai bằng cách nhân các hệ quả tác động động đất cần xét với một hệ số bằng 1/(1-θ)

Giá trị của hệ số θ không được vượt quá 0.3

Kết quả P tot và V tot tại các tầng được xuất ra từ phần mềm ETABS cụ thể như sau: Display

→ ANALYSIS RESULTS → Structure Output → Other Output Items → Story Forces

Kết quả Drift tại các tầng được xuất ra từ phần mềm ETABS cụ thể như sau: Display → ANALYSIS RESULTS → Joint Output → Displacements → Story Drifts

Bảng 4.5 Kiểm tra hiệu ứng P-Δ theo phương X

Tầng Ptot (kN) Vtot (kN) qd Drift θ Kết luận

SAN THUONG 81011.2 9402.0 2.76 0.001146 0.027 Không xét P-Δ TANG 27 106104.1 11760.9 2.76 0.001163 0.029 Không xét P-Δ TANG 26 131197.0 13458.4 2.76 0.001177 0.032 Không xét P-Δ TANG 25 156289.9 14558.2 2.76 0.001189 0.035 Không xét P-Δ TANG 24 181382.8 15162.6 2.76 0.001198 0.040 Không xét P-Δ TANG 23 206475.7 15393.2 2.76 0.001202 0.044 Không xét P-Δ TANG 22 231568.6 15369.1 2.76 0.001202 0.050 Không xét P-Δ TANG 21 256661.4 15193.8 2.76 0.001197 0.056 Không xét P-Δ TANG 20 281754.3 14952.4 2.76 0.001188 0.062 Không xét P-Δ TANG 19 306847.2 14713.5 2.76 0.001176 0.068 Không xét P-Δ TANG 18 331940.1 14535.8 2.76 0.001161 0.073 Không xét P-Δ TANG 17 357033.0 14473.3 2.76 0.001143 0.078 Không xét P-Δ TANG 16 382125.8 14575.2 2.76 0.001123 0.081 Không xét P-Δ TANG 15 407218.8 14876.2 2.76 0.0011 0.083 Không xét P-Δ TANG 14 432311.7 15385.5 2.76 0.001075 0.083 Không xét P-Δ TANG 13 457404.6 16087.8 2.76 0.001047 0.082 Không xét P-Δ TANG 12 482497.5 16953.9 2.76 0.001017 0.080 Không xét P-Δ TANG 11 507590.3 17950.9 2.76 0.000982 0.077 Không xét P-Δ TANG 10 532683.2 19044.7 2.76 0.000941 0.073 Không xét P-Δ TANG 9 557776.2 20197.9 2.76 0.000898 0.068 Không xét P-Δ TANG 8 582869.1 21369.2 2.76 0.00085 0.064 Không xét P-Δ TANG 7 607962.0 22515.4 2.76 0.000786 0.059 Không xét P-Δ TANG 6 633054.9 23593.4 2.76 0.000701 0.052 Không xét P-Δ TANG 5 658131.8 24559.4 2.76 0.000573 0.042 Không xét P-Δ TANG 4 877806.7 34309.0 2.76 0.000463 0.033 Không xét P-Δ TANG 3 988385.7 37963.6 2.76 0.000389 0.028 Không xét P-Δ TANG 2 1101476.9 40098.4 2.76 0.000291 0.022 Không xét P-Δ TANG 1 1146687.0 41304.0 2.76 0.000057 0.004 Không xét P-Δ

Bảng 4.6 Kiểm tra hiệu ứng P-Δ theo phương Y

Tầng Ptot (kN) Vtot (kN) qd Drift θ Kết luận

Tầng Ptot (kN) Vtot (kN) qd Drift θ Kết luận TANG 25 156289.9 13481.9 2.76 0.001476 0.047 Không xét P-Δ TANG 24 181382.8 14240.6 2.76 0.001498 0.053 Không xét P-Δ TANG 23 206475.7 14663.2 2.76 0.001515 0.059 Không xét P-Δ TANG 22 231568.6 14843.7 2.76 0.001526 0.066 Không xét P-Δ TANG 21 256661.4 14877.4 2.76 0.001533 0.073 Không xét P-Δ TANG 20 281754.3 14855.7 2.76 0.001535 0.080 Không xét P-Δ TANG 19 306847.2 14861.9 2.76 0.001534 0.087 Không xét P-Δ TANG 18 331940.1 14966.6 2.76 0.001528 0.094 Không xét P-Δ TANG 17 357033.0 15220.1 2.76 0.00152 0.098 Không xét P-Δ TANG 16 382125.8 15645.3 2.76 0.001507 0.102 Xét P-Δ gần đúng TANG 15 407218.8 16235.4 2.76 0.001492 0.103 Xét P-Δ gần đúng TANG 14 432311.7 16957.8 2.76 0.001474 0.104 Xét P-Δ gần đúng TANG 13 457404.6 17764.9 2.76 0.001453 0.103 Xét P-Δ gần đúng TANG 12 482497.5 18605.4 2.76 0.001428 0.102 Xét P-Δ gần đúng TANG 11 507590.3 19435.0 2.76 0.001399 0.101 Xét P-Δ gần đúng TANG 10 532683.2 20224.7 2.76 0.001365 0.099 Không xét P-Δ TANG 9 557776.2 20966.0 2.76 0.001322 0.097 Không xét P-Δ TANG 8 582869.1 21672.5 2.76 0.001268 0.094 Không xét P-Δ TANG 7 607962.0 22373.4 2.76 0.0012 0.090 Không xét P-Δ TANG 6 633054.9 23099.9 2.76 0.001111 0.084 Không xét P-Δ TANG 5 658131.8 23863.6 2.76 0.000994 0.076 Không xét P-Δ TANG 4 877806.7 32208.3 2.76 0.000807 0.061 Không xét P-Δ TANG 3 988385.7 36390.7 2.76 0.000667 0.050 Không xét P-Δ TANG 2 1101476.9 39347.5 2.76 0.000485 0.037 Không xét P-Δ TANG 1 1146687.0 41967.4 2.76 0.000122 0.009 Không xét P-Δ

Ta nhận thấy, khi kiểm tra hiệu ứng P-Δ theo phương Y, ở một số tầng không thỏa điều kiện, vì vậy ta tính được gần đúng hệ số nhân với hệ quả tác động của động đất lên công trình như sau: max

Hình 4.1 Khai báo hệ số kể đến hiệu ứng P-Δ vào tải trọng động đất theo phương Y

Kiểm tra ổn định lật

Theo mục 3.2 TCXDVN 198:1997, nhà cao tầng BTCT có tỉ 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

Xét công trình The Estuary có tỉ lệ chiều cao trên chiều rộng:

 Không cần kiểm tra điều kiện ổn định lật cho công trình

Hình 4.2 Mô hình tổng thể công trình bằng phần mềm ETABS 2019

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ KẾT CẤU BÊN TRÊN

Cơ sở lý thuyết tính toán

5.1.1 Tính toán cấu kiện sàn, bản thang:

5.1.1.1 Tính toán theo trạng thái giới hạn thứ 1

Theo mục 8.1.2.3 TCVN 5574:2018, sơ đồ nội lực và biểu đồ ứng suất trong tiết diện thẳng góc với trục dọc cấu kiện bê tông cốt thép chịu uốn khi tính toán theo độ bền:

Hình 5.1 Sơ đồ nội lực và biểu đồ ứng suất trong tiết diện

Quy trình các bước tính toán cốt thép dọc đối với tiết diện hình chữ nhật của cấu kiện chịu uốn dạng bản sàn:

Bước 1: Xác định chiều cao vùng bê tông chịu nén của tiết diện h 0 = −h a

Trong đó: h: chiều cao tiết diện cấu kiện a: khoảng cách từ trọng tâm nhóm cốt thép chịu kéo đến mép bê tông

Bước 2: Xác định chiều cao tương đối giới hạn của vùng chịu nén của bê tông theo mục 8.1.2.2.3

= + Trong đó: x R : chiều cao giới hạn của vùng bê tông chịu nén

 s el : biến dạng tương đối của cốt thép chịu kéo khi ứng suất bằng R s :

 b : biến dạng tương đối của bê tông chịu nén khi ứng suất bằng R b , khi có tác dụng ngắn hạn của tải trọng lấy như sau:

- Bê tông cấp độ bền  B60:  b 2 =0.0035

- Bê tông cấp độ bền B70 – B100: nội suy tuyến tính từ B70 ( b 2 =0.0033) tới B100( b 2 =0.0028)

Bước 3: Xác định hệ số  m Điều kiện xảy ra phá hoại dẻo:

M: momen uốn của cấu kiện

 b : hệ số điều kiện làm việc của bê tông theo mục 6.1.2.3 TCVN 5574:2018

R b : cường độ chịu nén của bê tông theo bảng 7 TCVN 5574:2018

 R : hệ số giới hạn lấy như sau:

 = −  Nếu  m  R , cần tăng tiết diện cấu kiện hoặc tăng cường độ chịu nén của bê tông

Bước 4: Tính toán diện tích cốt thép dọc chịu kéo

: chiều cao vùng nén tương đối tính như sau:

R s : cường độ chịu kéo của thép theo bảng 13 TCVN 5574:2018

Bước 5: Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

- Nếu   max Tăng kích thước tiết diện cấu kiện hoặc tăng cường độ chịu nén của bê tông

Bước 6: Kiểm tra độ bền tiết diện của cấu kiện

5.1.1.2 Tính toán theo trạng thái giới hạn thứ 2

- Theo mục 8.2.2.1.1 TCVN 5574:2018, tính toán theo sự hình thành vết nứt của cấu kiện bê tông cốt thép được tiến hành trong các trường hợp khi mà điều kiện sau được tuân thủ:

M là momen uốn do ngoại lực đối với trục vuông góc với mặt phẳng tác dụng của momen uốn và đi qua trọng tâm tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện

M crc là momen uốn do tiết diện thẳng góc của cấu kiện chịu khi hình thành vết nứt, được xác định theo công thức (2)

- Momen uốn tới hạn khi hình thành vết nứt:

R là cường độ chịu kéo của bê tông đối với trạng thái giới hạn thứ 2

- Momen kháng uốn đàn dẻo của tiết diện đối với thớ bê tông chịu kéo ngoài cùng: pl red

 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, được xác định theo công thức (4)

- Momen kháng uốn: red red t

I red là momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó, được xác định theo công thức (5) y t là khoảng cách từ thớ bê tông chịu kéo nhiều nhất đến trọng tâm tiết diện quy đổi của cấu kiện, được xác định theo công thức (7)

- Momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó: red s s

I I I là momen quán tính lần lượt của tiết diện bê tông, của tiết diện cốt thép chịu kéo và của cốt thép chịu nén

 là hệ số quy đổi cốt thép về bê tông, được xác định theo công thức (6)

- Hệ số quy đổi cốt thép về bê tông: s b

E s là mô đun đàn hồi của thép

E b là mô đun đàn hồi của bê tông

- Khoảng cách từ thớ bê tông chịu kéo nhiều nhất đến trọng tâm tiết diện quy đổi của cấu kiện:

S là momen tĩnh của diện tích tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với thớ bê tông chịu kéo nhiều hơn

A red là diện tích của tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện, được xác định theo công thức (8) red s s

A A A là diện tích tiết diện ngang lần lượt của bê tông, của cốt thép chịu kéo và của cốt thép chịu nén

- Theo mục 8.2.3.2.1 TCVN 5574:2018, tính toán độ võng của cấu kiện bê tông cốt thép được tiến hành theo điều kiện sau: f  f u (9) Trong đó: f là độ võng của cấu kiện bê tông cốt thép dưới tác dụng của ngoại lực f u là giá trị độ võng giới hạn cho phép của cấu kiện bê tông cốt thép

- Theo mục 8.2.3.2.2 TCVN 5574:2018, đối với cấu kiện bê tông cốt thép chịu uốn thì việc tính toán độ võng được tiến hành bằng cách chia cấu kiện ra thành nhiều đoạn rồi xác định độ cong ở biên các đoạn này (có kể đến sự có hoặc không có vết nứt và dấu của độ cong) và nhân biểu đồ mô men uốn M x với biểu đồ độ cong (1/ )r x theo chiều dài cấu kiện khi độ cong phân bố tuyến tính trong phạm vi từng đoạn cấu kiện Trong trường hợp này độ võng tại giữa nhịp cấu kiện được xác định theo công thức:

(1 / )r sup, L và (1 / )r sup, r là độ cong của cấu kiện lần lượt ở gối trái và gối phải

(1 / )r iL và (1 / )r ir là các độ cong của cấu kiện tại các tiết diện đối xứng nhau i và

( ) i i=i ở phía trái và phải của trục đối xứng (giữa nhịp)

(1/ )r c là độ cong của cấu kiện tại giữa nhịp n là số chẵn các đoạn bằng nhau được chia từ nhịp, lấy không nhỏ hơn 6

• Tính toán độ võng đối với cấu kiện không có vết nứt

- Độ võng của cấu kiện bê tông cốt thép không có vết nứt:

(1 / )r 1 là độ cong do tác dụng ngắn hạn của tải trọng tạm thời ngắn hạn, được xác định theo công thức (12)

(1/ )r 2 là độ cong do tác dụng dài hạn của tải trọng tường xuyên và tải trọng tạm thời dài hạn, được xác định theo công thức (13)

- Độ cong của cấu kiện bê tông cốt thép (1/ )r do tác dụng của các tải trọng tương ứng được xác định theo công thức sau:

M 3 là momen gây ra bởi tải trọng tạm thời ngắn hạn

M 2 là momen gây ra bởi tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn

D là độ cứng chống uốn của tiết diện ngang quy đổi theo cấu kiện, được xác định theo công thức (14)

- Độ cứng chống uốn của tiết diện ngang quy đổi theo cấu kiện:

E b là mô đun biến dạng của bê tông chịu nén, được xác định phụ thuộc vào thời hạn tác dụng của tải trọng, được xác định theo công thức (15), (16)

I red là momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó, được xác định theo công thức (17)

- Mô đun biến dạng của bê tông chịu nén:

+ Khi có tác dụng ngắn hạn của tải trọng:

E = E (15) + Khi có tác dụng dài hạn của tải trọng:

E b là mô đun đàn hồi của bê tông

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

- Momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó: red s s

I I I là momen quán tính lần lượt của tiết diện bê tông, của tiết diện cốt thép chịu kéo và của cốt thép chịu nén

- Hệ số quy đổi cốt thép về bê tông:

E s là mô đun đàn hồi của thép

E b là mô đun biến dạng của bê tông chịu nén, được xác định phụ thuộc vào thời hạn tác dụng của tải trọng, được xác định theo công thức (15), (16)

(1 / )r 1 là độ cong do tác dụng của toàn bộ tải trọng dùng để tính toán biến dạng, được xác định theo công thức (20)

(1/ )r 2 là độ cong do tác dụng ngắn hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn, được xác định theo công thức (21)

(1/ )r 2 là độ cong do tác dụng dài hạn của tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn, được xác định theo công thức (22)

- Độ cong của cấu kiện bê tông cốt thép (1/ )r do tác dụng của các tải trọng tương ứng được xác định theo công thức sau:

M 1 là momen gây ra bởi toàn bộ tải trọng

M 2 là momen gây ra bởi tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn

D là độ cứng chống uốn của tiết diện ngang quy đổi theo cấu kiện, được xác định theo công thức (23)

- Độ cứng chống uốn của tiết diện ngang quy đổi theo cấu kiện:

E b là mô đun biến dạng của bê tông chịu nén, xác định theo công thức (24)

I red là momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó, được xác định theo công thức (25)

- Mô đun biến dạng của bê tông chịu nén:

R là cường độ chịu nén tính toán theo trạng thái giới hạn thứ 2 của bê tông

 là biến dạng tương đối của bê tông được lấy như sau:

+ Khi có tác dụng ngắn hạn của tải trọng:

- Momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó:

I I I là momen quán tính lần lượt của tiết diện bê tông, của tiết diện cốt thép chịu kéo và của cốt thép chịu nén, được xác định theo nguyên tắc chung của sức bền vật liệu với khoảng cách y cm từ thớ bê tông chịu nén nhiều nhất đến trọng tâm tiết diện ngang quy đổi (có kể đến các hệ số quy đổi  1 và  2 ) mà không kể đến bê tông vùng chịu kéo, được xác định theo công thức (26)

 s là hệ số quy đổi cốt thép về bê tông, được xác định theo công thức (28)

- Khoảng cách từ thớ bê tông chịu nén nhiều nhất đến trọng tâm tiết diện ngang quy đổi (trường hợp chỉ có cốt thép chịu kéo):

0 2 2 2 2 cm m s s s s s s y =x =h   +   −  (26) Trong đó: h 0 là chiều cao vùng nén của tiết diện

 = bh , là hàm lượng cốt thép

 s là hệ số quy đổi cốt thép về bê tông, được xác định theo công thức (27)

- Hệ số quy đổi cốt thép về bê tông:

E là mô đun biến dạng quy đổi của bê tông chịu nén, được xác định theo công thức (24)

E là mô đun biến dạng quy đổi của cốt thép chịu kéo, được xác định có kể đến ảnh hưởng của sự làm việc của bê tông chịu kéo giữa các vết nứt theo công thức (28)

- Mô đun biến dạng quy đổi của cốt thép chịu kéo:

E s là mô đun biến dạng đàn hồi của thép

 s là hệ số, được xác định theo công thức (29)

M là momen uốn do ngoại lực đối với trục vuông góc với mặt phẳng tác dụng của

M crc là momen uốn do tiết diện thẳng góc của cấu kiện chịu khi hình thành vết nứt, được xác định theo công thức (2)

5.1.2 Tính toán cấu kiện dầm

5.1.2.1 Tính toán thép cho dầm chịu uốn

Bước 1: Xác định tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất để tính toán cốt thép cho dầm Đối với tính toán cốt thép dọc cho dầm thì tổ hợp nguy hiểm nhất là tổ hợp bao tải trọng tính toán Chọn 3 tiết diện để tính toán cốt thép là gối trái, giữa nhịp, gối phải

Bước 2: Giả thiết khoảng cách a từ mép bê tông đến trọng tâm nhóm cốt thép chịu kéo Theo mục 10.3.1.2 TCVN 5574:2018 thì độ dày lớp bê tông bảo vệ a 0 max(20 mm, )d s với d s là đường kính thanh thép dọc Tính toán chiều cao làm việc h 0 của cốt thép chịu kéo:

Bước 3: Theo mục 8.1.2.3.4 TCVN 5574:2018, tính toán tiết diện hình chữ T có kích thước được xác định như sau:

Vì hầu như toàn bộ dầm ở mặt bằng tầng điển hình đều không có sườn ngang nên độ vươn dài của cánh S f được xác định như sau:

Trong đó: l là nhịp dầm

180 (mm) h s = là chiều dày sàn

Bước 4: Xác định loại tiết diện dầm khi tính toán cốt thép:

Khi dầm chịu momen âm (gối dầm), phần cánh chữ T chịu kéo vì vậy bỏ qua sự làm việc của cánh Tính toán với tiết diện chữ nhật nhỏ có kích thước b b h b

Khi dầm chịu momen dương (nhịp dầm), phần cánh chữ T chịu nén vì vậy kể đến sự làm việc của cánh Tính toán với tiết diện chữ T Đối với bài toán tiết diện chữ T, ta có 2 trường hợp tính:

+ Trường hợp 1: M M f → Trục trung hòa đi qua cánh, tính toán với tiết diện hình chữ nhật lớn có kích thước b  f h b

+ Trường hợp 2: M M f → Trục trung hòa đi qua sườn, tính toán với tiết diện hình chữ

Bước 5: Tính toán cốt thép cho dầm: Đối với tiết diện hình chữ nhật:

= + Trong đó: x : chiều cao giới hạn của vùng bê tông chịu nén

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép (theo mục 10.3.3.1 TCVN 5574:2018) min max

M u : momen uốn giới hạn Đối với tiết diện hình chữ T:

Trong đó: x R : chiều cao giới hạn của vùng bê tông chịu nén

 s el : biến dạng tương đối của cốt thép chịu kéo khi ứng suất bằng R s :

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép min max

Kiểm tra hàm lượng cốt thép theo điều kiện kháng chấn cho dầm theo mục

- Theo mục 10.3.3.3 TCVN 5574:2018, khoảng cách tối đa giữa trục các thanh cốt thép dọc trong dầm lấy như sau:

+ Khi h150 (mm), lấy không quá 200 mm

+ Khi h150 (mm), lấy không quá 1.5h và 400 mm

- Theo mục 10.3.2 TCVN 5574:2018, khoảng cách thông thủy tối thiểu giữa những thanh cốt thép dầm lấy như sau:

5.1.2.2 Tính toán thép cho dầm chịu cắt

Theo mục 8.1.3.3 TCVN 5574:2018, sơ đồ nội lực khi tính toán cấu kiện bê tông cốt thép theo tiết diện nghiêng chịu tác dụng của lực cắt:

Hình 5.2 Sơ đồ nội lực khi tính toán theo tiết diện nghiêng

Kiểm tra điều kiện tính toán cấu kiện bê tông cốt thép theo dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng

Q là lực cắt trong tiết diện thẳng góc của cấu kiện

 b = là hệ số, kể đến ảnh hưởng của đặc điểm trạng thái ứng suất của bê tông trong dải nghiêng

Kiểm tra khả năng chống cắt của bê tông theo công thức:

Q là lực cắt trong tiết diện thẳng góc của cấu kiện

Q b là khả năng chống cắt của bê tông, theo điều kiện:

 b = 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

C trong công thức là chiều dài của hình chiếu tiết diện nghiêng trên phương ngang theo điều kiện:

+ Khi QQ b : Không cần tính toán cốt thép đai, chỉ cần đặt cốt đai theo cấu tạo sw sw sw

 = là hệ số kể đến sự suy giảm nội lực dọc theo chiều dài hình chiếu của tiết diện nghiêng C q sw là lực cắt trên một đơn vị chiều dài cấu kiện: sw sw sw w q R na

C trong công thức là chiều dài của hình chiếu tiết diện nghiêng trên phương ngang theo điều kiện:

Tính lại khả năng chịu lực của dầm khi có cốt đai:

Cho đạo hàm công thức trên theo C bằng 0 để tìm cực trị, ta được chiều dài hình chiếu tiết diện nghiêng tại cực trị là:

=  Thay giá trị C = C 0 vào phương trình Q u , ta được cực trị:

Theo điều kiện chịu lực cắt của dầm:

Trong trường hợp q sw 0.25R b bt thì lấy q sw =0.25R b bt để tính toán

Xác định khoảng cách cốt đai tính toán:

, sw sw w tt sw s R na

Tính toán khoảng cách cốt đai lớn nhất cho phép:

Xác định khoảng cách cốt đai theo cấu tạo:

Theo mục 10.3.4.3 TCVN 5574:2018, cốt thép đai cấu tạo lấy như sau:

Theo mục 10.3.4.4 TCVN 5574:2018, cốt thép đai cấu tạo theo điều kiện thi công để cốt thép dọc không bị phình cho cấu kiện chịu uốn, lấy như sau:

 là hàm lượng cốt thép dọc d là đường kính cốt thép dọc

Theo mục 5.4.3.1.2.(6).b TCVN 9386:2012, cốt thép đai cấu tạo để đảm bảo điều kiện kháng chấn trong vùng tới hạn của dầm lấy như sau:

, min , 24 , 225 mm, 8 w kc 4 bw bL s  h d d  Trong đó: h là chiều cao tiết diện d bw là đường kính của thanh cốt thép đai d bL là đường kính của thanh cốt thép dọc nhỏ nhất

Xác định khoảng cách cốt đai thiết kế:

, min , , ,max, , , , , , w tk w tt w w ct w tc w kc s  s s s s s Điều kiện để tính toán cốt đai:

, sw sw 0.25 sw bt w tk q R na R b

Kiểm tra khả năng chịu cắt của dầm khi có cốt đai:

Trong trường hợp: q sw 0.25R b bt thì ta lấy giá trị q sw =0.25R b bt và tính Q b theo công thức sau:

Kiểm tra trong các tiết diện khác:

Bố trí cốt đai cho dầm tại 2 vị trí: đoạn dầm gần vùng gối tựa (L/4) và đoạn dầm giữa nhịp (L/2)

Thiết kế cầu thang bộ điển hình

5.2.1 Phương án kết cấu và xác định kích thước

Hình 5.6 Mặt cắt cầu thang bộ điển hình

Chọn chiều dày bản thang và bản chiếu nghỉ là: h bt =h cn 0 (mm)

5.2.2 Tải trọng và tác động

Hình 5.7 Cấu tạo lớp hoàn thiện cầu thang bộ điển hình

Do bản thang nghiêng, cấu tạo các lớp hoàn thiện thì theo phương đứng và phương ngang nên tải trọng sẽ phân bố không đều lên bản thang, để tính toán đơn giản ta quy đổi chiều dày tương đương các lớp cấu tạo như sau:

- Chiều dày tương đương của lớp gạch Granit:

 = + l  = +  - Chiều dày tương đương của lớp vữa lót:

 = l +  = +  - Chiều dày tương đương của lớp bậc thang gạch:

 = h = - Chiều dày tương đương của lớp vữa trát trần:

 = + l  = +  Bảng 5.4 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên bản thang nghiêng

Chiều dày tương đương lớp δ (mm)

Hệ số độ tin cậy

Tải trọng tiêu chuẩn với hệ số vượt tải n = 1.15 1.15 3.33 3.83 Theo chú thích 1, bảng 4, TCVN 2737:2023, ta có tải trọng tạm thời ngắn hạn tác dụng lên cầu thang bộ là: q k t , =5 kN/m 2

Theo mục 8.3.5, TCVN 2737:2023, ta có hệ số độ tin cậy của tải trọng tạm thời ngắn hạn tác dụng lên cầu thang bộ là:  f =1.3

Bảng 5.5 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên bản chiếu nghỉ

Hệ số độ tin cậy

Theo mục 8.3.5, TCVN 2737:2023, ta có hệ số độ tin cậy của tải trọng tạm thời ngắn hạn tác dụng lên cầu thang bộ là:  f =1.3

Hai vế thang sẽ có sơ đồ tính giống nhau nên ta chọn vế thang dưới dưới để mô hình, tính toán nội lực và bố trí thép

Cầu thang là dạng bản sàn làm việc 1 phương nên ta cắt dải có bề rộng 1m theo phương cạnh ngắn để tính mô hình và tính toán

Do chiếu nghỉ liên kết với vách cứng, hạn chế chuyển vị góc xoay tốt hơn nên ta xem liên kết tại vị trí chiếu nghỉ là liên kết ngàm Còn liên kết ở đầu bản thang nghiêng là liên kết với dầm sàn tầng, hạn chế chuyển vị góc xoay còn kém vì vậy ta xem liên kết tại vị trí này là liên kết gối di động

Mô hình trên phần mềm ETABS với tiết diện: b h 00 150 (mm)

Hình 5.8 Sơ đồ tính cầu thang bộ điển hình

Hình 5.9 Tĩnh tải hoàn thiện tác dụng lên cầu thang (kN/m)

Hình 5.10 Hoạt tải tác dụng lên cầu thang (kN/m)

Hình 5.11 Biểu đồ momen của cầu thang (kNm)

5.2.4 Tính toán bản thang theo TTGH 1

5.2.4.1 Tính toán và bố trí thép

Dựa vào cơ sở lý thuyết tính toán ở mục 4.1.1.1, ta tính toán và bố trí thép cho cầu thang Lấy giá trị momen xuất ra từ phần mềm ETABS, ta chọn momen lớn nhất để tính toán cốt thép Kết quả momen xuất ra như sau:

Bảng 5.6 Momen tính toán cho cầu thang

Vị trí Momen lớn nhất (kNm)

Dựa vào biểu đồ momen xuất ra từ phần mềm ETABS, ta cần bố trí thép chịu lực lớp dưới của bản thang nghiêng và thép chịu lực lớp trên tại vị trí ngàm chiếu nghỉ Các vị trí còn lại ta bố trí thép cấu tạo Kết quả tính toán thép chịu lực trong bảng sau:

Bảng 5.7 Tính toán và chọn thép cho cầu thang Ô sàn M

(mm²) μ (%) Bản thang 13.61 150 25 125 0.057 0.059 320.48 ỉ10a200 393 0.31 Chiếu nghỉ 25.05 150 25 125 0.105 0.111 606.20 ỉ10a100 785 0.63

5.2.4.2 Yêu cầu cấu tạo về neo, nối cốt thép

Lấy theo yêu cầu cấu tạo neo, nối cốt thép ở mục 5.1.4

5.2.5 Tính toán bản thang theo TTGH 2

5.2.5.1 Điều kiện hình thành vết nứt:

Ta tiến hành kiểm tra điều kiện vết nứt của bản thang theo mục 4.1.1.2

Hệ số quy đổi cốt thép về bê tông:

= E = Momen quán tính của tiết diện quy đổi của cấu kiện đối với trọng tâm của nó:

Diện tích của tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện:

Momen tĩnh của tiết diện ngang quy đổi của cấu kiện:

Khoảng cách từ thớ bê tông chịu kéo nhiều nhất đến trọng tâm tiết diện quy đổi:

= A = Momen kháng uốn đàn hồi của tiết diện quy đổi:

= y = Momen kháng uốn đàn dẻo của tiết diện đối với thớ bê tông chịu kéo ngoài cùng:

W =W =  Momen uốn tới hạn khi hình thành vết nứt:

M = M Vậy tiết diện cầu thang tại nơi có momen lớn nhất bị nứt do nội lực

Kiểm tra độ võng ngắn hạn của cầu thang bằng phần mềm ETABS 2019:

Hình 5.12 Chuyển vị ngắn hạn lớn nhất của bản thang(kNm) Độ võng giới hạn ngắn hạn của cầu thang được tính toán theo mục 2a bảng M.1 TCVN 5574:2018 như sau:

5.2.6 Tính toán dầm chiếu tới theo TTGH 1

5.2.6.1 Tải trọng và nội lực

Tải trọng tác dụng lên dầm chiếu tới bao gồm: tải sàn truyền vào và tải cầu thang tác dụng lên dầm

Tải trọng cầu thang tác dụng lên dầm chiếu tới (lấy trong mục 4.2.3):

= b = Gán tải cầu thang lên dầm trong mô hình ETABS hệ dầm sàn để tính toán nội lực của dầm chiếu tới, ta có biểu đồ bao nội lực dầm như sau:

Hình 5.14 Biểu đồ bao nội lực dầm chiếu tới

Xuất nội lực dầm B320 từ mô hình ETABS, ta nhận được nội lực tính toán trong dầm chiếu tới là: M max 74 (kNm), M min = −47.71 (kNm), Q max `.47 (kNm)

5.2.6.2 Tính toán và bố trí thép dọc

Dựa vào cơ sở lý thuyết tính toán ở mục 5.1.2.1, ta tính toán và bố trí thép dọc cho dầm chiếu tới như sau:

Bảng 5.8 Tính toán thép dọc dầm chiếu tới

5.2.6.3 Tính toán và bố trí thép đai

Dựa vào cơ sở lý thuyết tính toán ở mục 5.1.2.2, ta tính toán và bố trí thép đai cho dầm chiếu tới như sau:

Bảng 5.9 Tính toán thép đai dầm chiếu tới

(kN) Kiểm tra Chọn thép qsw

(kN) Gối 60.5 250 367 96.34 Bố trớ cấu tạo ỉ8a200 85.45 1050 134.64 Nhịp 30.2 250 370 97.13 Bố trớ cấu tạo ỉ8a200 85.45 1059 135.74

5.2.6.4 Yêu cầu cấu tạo về neo, nối cốt thép

Lấy theo yêu cầu cấu tạo neo, nối cốt thép ở mục 5.1.4

THIẾT KẾ SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH

5.3.1 Các bước chuẩn bị tính toán

Tính toán nội lực theo phương pháp phần tử hữu hạn bằng phần mềm SAFE 2020

Các tải trọng tác dụng lên sàn bao gồm: tĩnh trọng bản thân (TTBT), tải trọng hoàn thiện sàn (TTHT), tải trọng tường xây (TTTX), hoạt tải

Xuất 1 tầng điển hình ở mô hình ETABS sang phần mềm SAFE để tính toán

Vẽ strip với chiều rộng 1m tại gối và tại giữa nhịp sàn theo 2 phương để xuất ra momen để tính toán

Hình 5.15 Strip sàn theo phương 1

Lấy giá trị momen xuất ra từ phần mềm SAFE, ta chọn momen lớn nhất tại từng vị trí để tính toán cốt thép

Hình 5.17 Mặt bằng phân chia các ô sàn

5.3.2 Tính toán thiết kế thép nhịp theo phương 1 cho ô sàn S1

Chọn ô sàn S1 để tính toán minh họa, kích thước dải tính toán là: b h 00 180 (mm)

Ta có momen lớn nhất tại nhịp theo phương 1 của ô sàn S1 là: M 1 61 (kNm)

Xác định chiều cao vùng bê tông chịu nén của tiết diện:

0 180 25 155 (mm) h = − =h a − Xác định chiều cao tương đối giới hạn của vùng chịu nén của bê tông theo mục 8.1.2.2.3 TCVN 5574:2018

Chiều cao vùng nén tương đối:

 = − −  = − −  Tính toán diện tích cốt thép dọc chịu kéo:

Kiểm tra hàm lượng cốt thép:

5.3.3 Tính toán thiết kế thép cho các ô sàn tầng điển hình

Trình bày trong chương 1 phụ lục

5.3.4 Kiểm tra trạng thái giới hạn II của sàn

5.3.4.1 Kiểm tra độ võng sàn ngắn hạn Để kiểm tra độ võng ngắn hạn của sàn do tác dụng của tải trọng, ta sử dụng combo 1TT + 1HT để kiểm tra

Hình 5.18 Độ võng ngắn hạn toàn phần của sàn

Kiểm tra ở ô sàn có độ võng lớn nhất:

250 250 f =  f = L = 5.3.4.2 Kiểm tra độ võng sàn dài hạn

Tính toán về biến dạng (độ võng) được tính toán theo TTGH II, tính toán với tải trọng tiêu chuẩn (không có hệ số vượt tải)

Cần tính toán độ võng dưới tác dụng của:

- Tải trọng thường xuyên, tạm thời dài hạn và tạm thời ngắn hạn khi biến dạng cần được hạn chế do các yêu cầu công nghệ hoặc cấu tạo

- Tải trọng thường xuyên và tạm thời dài hạn khi biến dạng cần được hạn chế do các yêu cầu thẩm mỹ

Xét tới sự làm việc dài hạn của kết cấu BTCT, cần xét tới các yếu tố từ biến và co ngót cũng như tác dụng dài hạn của các loại tải trọng

Nếu độ võng chủ yếu phụ thuộc vào biến dạng uốn thì giá trị độ võng được xác định dựa trên độ cong

Theo mục 8.2.3.2.1 TCVN 5574:2018 ta tính toán độ võng của cấu kiện bê tông cốt thép được tiến hành theo điều kiện:

Với   f là độ võng dài hạn giới hạn được xác định theo mục 2 bảng M.1 TCVN

  Trong tính toán thực hành, ta có thể sử dụng phần mềm SAFE và tiêu chuẩn Eurocode 2 với các thông số vật liệu tương đương để phân tích và xác định độ võng sàn Độ võng dài hạn toàn phần f lúc này được tính như sau: f = f 1 – f 2 + f 3

Trong đó: f 1 – độ võng do tác dụng ngắn hạn của toàn bộ tải trọng f 2 – độ võng do tác dụng ngắn hạn của tải trọng dài hạn f 3 – độ võng do tác dụng dài hạn của tải trọng dài hạn

Vì phần mềm SAFE 12.3.2 không có tiêu chuẩn thiết kế TCVN 5574:2018 nên sinh viên sử dụng tiêu chuẩn thiết kế Eurocode 2–2024 để tính toán độ võng do tác dụng dài hạn của tải trọng

Bước 1: Thiết lập thông số vật liệu theo EUROCODE 2:2004

Bảng 5.10 Quy đổi thông số bê tông từ TCVN 5574:2018 sang EC2:2004

Thông số Kí hiệu Giá trị

Cường độ chịu nén đặc trưng của mẫu hình trụ tại 28 ngày (MPa) fck 32

Cường độ chịu kéo trung bình của bê tông tại

Trọng lượng riêng của bê tông (kN/m³) γ b 25

Hình 5.19 Khai báo thông số của bê tông

Hình 5.20 Khai báo thông số của cốt thép

Bước 2: Thiết lập tiêu chuẩn thiết kế

Trong phần mềm SAFE 2020 chọn Design → Concrete Slab/Beam Design →

Hình 5.21 Chọn tiêu chuẩn tính TTGH II

Hình 5.22 Chỉnh các thông số bê tông bảo vệ

Bước 3: Thiết lập tính toán nứt sàn

Mục Reinforcement Source: Tick chọn Quick Tension Rebar Specification

- Top Reinforcing (Thép lớp trên) : Nhập đường kính thép, khoảng cách thép

- Bottom Reinforcing (Thép lớp dưới) : Nhập đường kính thép, khoảng cách thép

- Tension Reinforcing: Nhập hàm lượng thép μ

- Tick chọn User Specified: Nhập fctm, fl

Cường độ chịu kéo khi uốn của cấu kiện bê tông phụ thuộc vào cường độ chịu kéo dọc trục trung bình và chiều cao của tiết diện ngang Được xác định như sau:

1000 max 4.26,3.0 4.26 (MPa) s ctm fl ctm ctm ctm fl ctm fl f h f f f f

Hình 5.23 Khai báo cốt thép và hàm lượng cốt thép

Bước 4: Khai báo các trường hợp tải trọng gây võng, nứt Để mô phỏng quá trình chất tải theo các giai đoạn thi công, ta khai báo như sau:

- Khai báo Nh1 – Tác dụng ngắn hạn của tải trọng bản thân

- Khai báo Nh2 – Tác dụng ngắn hạn của tải trọng hoàn thiện (Đã bao gồm Nh1)

- Khai báo Nh3-1 – Tác dụng ngắn hạn của hoạt tải ngắn hạn (Đã bao gồm Nh2)

- Khai báo Nh3-2 – Tác dụng ngắn hạn của hoạt tải dài hạn (Đã bao gồm Nh2)

- Khai báo Dh1 – Tác dụng dài hạn của tải trọng bản thân

- Khai báo Dh2 – Tác dụng dài hạn của tải trọng hoàn thiện (Đã bao gồm Dh1)

- Khai báo Dh3 – Tác dụng dài hạn của hoạt tải dài hạn (Đã bao gồm Dh2)

- Khai báo aCRC1 – Tương tự Dh3

- Khai báo aCRC2 – Tương tự Nh3-1

- Khai báo aCRC3 – Tương tự Nh3-2

Nhập các hệ số Creep Coefficient (từ biến) và Shrinkage Strain (co ngót) như sau:

- Creep Coefficient: 1.526 (EC2:2004) > 1.4 (TCVN 5574:2018) (Thỏa)

- Shrinkage Strain: 0.000274 (EC2:2004) > 0.00025 (TCVN 5574:2018) (Thỏa)

Lưu ý: các hệ số này có thể lấy theo TCVN 5574:2018, tuy nhiên để đồng bộ sinh viên lấy theo EC2:2004 với điều kiện an toàn là lớn hơn so với trong TCVN 5574:2018

Hình 5.24 Khai báo hệ số từ biến và co ngót cho tải trọng dài hạn

Bước 5: Khai báo tổ hợp tải trọng

Hình 5.25 Chuyển vị dài hạn lớn nhất của sàn

5.3.4.3 Kiểm tra nứt sàn ngắn hạn

Trường hợp vết nứt ngắn hạn: (aCRC1)

Hình 5.26 Bề rộng vết nứt ngắn hạn lớn nhất của sàn

Kiểm tra điều kiện nứt giới hạn: (theo Bảng 17 TCVN 5574:2018)

Hình 5.27 Bề rộng vết nứt dài hạn lớn nhất của sàn

Kiểm tra điều kiện nứt giới hạn: (theo Bảng 17 TCVN 5574:2018)

0.1 (mm) 0.3 (mm) crc crc a =  a = (Thỏa)

THIẾT KẾ HỆ DẦM TẦNG ĐIỂN HÌNH

Cơ sở lý thuyết để tính toán cốt thép dọc cho dầm theo mục 5.1.2

Xuất nội lực dầm từ mô hình ETABS như sau: Display → Show tables → ANALYSIS RESULTS → Element Output → Frame Output → Table: Element Forces – Beams

Sử dụng tổ hợp tải CBBAOTT để tính toán và thiết kế cốt thép cho dầm

5.4.2 Tính toán thiết kế cốt thép cho dầm HB-7

5.4.2.1 Tính toán cốt thép chịu uốn cho dầm HB-7

Tính toán cốt thép chịu uốn cho dầm HB-7 có kích thước 300 700 / 650 (mm), ta có nội lực tính toán như sau:

Bảng 5.11 Momen của dầm HB-7

Tính toán đối với gối trái của dầm: b h 00 650

Tính toán chiều cao làm việc h 0 của cốt thép chịu kéo:

0 gt 650 36 614 (mm) h = −h a = − Xác định chiều cao tương đối giới hạn của vùng chịu nén của bê tông theo mục 8.1.2.2.3 TCVN 5574:2018

= =     Chiều cao vùng nén tương đối:

Tính toán diện tích cốt thép dọc chịu kéo:

= = Kiểm tra hàm lượng cốt thép (theo mục 10.3.3.1 TCVN 5574:2018) min max

Kiểm tra lại hàm lượng cốt thép đã chọn (theo mục 10.3.3.1 TCVN 5574:2018) min max

5.4.2.2 Tính toán cốt thép chịu cắt cho dầm HB-7

Tính toán cốt thép chịu cắt cho dầm HB-7 có kích thước 300 700 / 650 (mm), ta có nội lực tính toán như sau:

Bảng 5.12 Lực cắt của dầm HB-7

Tính toán đối với gối trái của dầm: b h 00 650

Kiểm tra điều kiện tính toán cấu kiện bê tông cốt thép theo dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng

Kiểm tra khả năng chịu cắt của bê tông: min

Q= Q = R bh Chỉ cần bố trí cốt đai cấu tạo

Theo điều kiện chịu lực cắt của dầm:

=  =    Chọn đường kớnh cốt đai là ỉ10 a sw x.5 (mm ) 2 , số nhỏnh đai n = 2, mỏc thộp

254.32 (mm) 105 sw sw w tt sw s R na q

= =   Tính toán khoảng cách cốt đai lớn nhất cho phép:

= =  Xác định khoảng cách cốt đai theo cấu tạo:

, min 0.75 , 500 mm0 min 0.75 614, 500 460.5 (mm) b w ct

QQ s  h =  Theo mục 10.3.4.4 TCVN 5574:2018, cốt thép đai cấu tạo theo điều kiện thi công để cốt thép dọc không bị phình cho cấu kiện chịu uốn, lấy như sau:

0.39% 1.5% s w tc , min 15 , 500 mmd min 15 22, 500 330 (mm)

 =    =  Theo mục 5.4.3.1.2.(6).b TCVN 9386:2012, cốt thép đai cấu tạo để đảm bảo điều kiện kháng chấn trong vùng tới hạn của dầm lấy như sau:

4 4 w kc bw bL s  h d d =    Xác định khoảng cách cốt đai thiết kế:

, min , , ,max, , , , , , w tk w tt w w ct w tc w kc s  s s s s s  Chọn s w tk , 0 (mm)

267.04 (N/mm) 100 sw sw sw w tk q R na s

= =   Chiều dài hình chiếu tiết diện nghiêng tại cực trị là:

Vậy: h 0 a4 (mm)C 0 89 (mm)2h 0 28 (mm) (Thỏa)

Khả năng chịu cắt của bê tông xác định như sau:

= =  Khả năng chịu cắt của cốt thép đai xác định như sau:

Q = q C =    − Khả năng chịu cắt của dầm:

Q =Q +Q = + Kiểm tra điều kiện chịu lực:

 5.4.2.3 Tính toán cốt thép chịu xoắn cho dầm HB-7

Tính toán cốt thép chịu xoắn cho dầm HB-7 có kích thước 300 700 / 650 (mm), ta có momen xoắn lớn nhất của dầm HB-7 là T = 12.13 kNm

Tính toán đối với tiết diện nhỏ nhất của dầm: b h 00 650

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

Cốt thộp đai đó chọn cho tiết diện là: đai 2 nhỏnh ỉ10a100 q sw ,1 &7 (N/mm)

Cốt thộp dọc đó chọn cho tiết diện là: 2ỉ22 A s ,1 v0.3 (mm ) 2

Kiểm tra điều kiện tỉ số:

Vậy khi tính toán, ta chỉ sử dụng phần tiết diện thép nằm trong điều kiện:

Nhận xét: không thỏa điều kiện tỉ số trên là do sự chênh lệch quá lớn giữa diện tích cốt dọc và cốt ngang đã chọn, vì vậy ta chỉ tính toán với phần cốt dọc nhỏ hơn số đã chọn theo điều kiện như sau:

 = =   Hệ số, kể đến tỉ lệ các cạnh của tiết diện ngang:

Chiều dài hình chiếu tại vị trí nguy hiểm nhất:

(Thỏa) Khả năng chống xoắn tối thiểu của tiết diện là:

 =  Vậy tiết diện đủ khả năng chống xoắn

5.4.3 Tính toán thiết kế thép cho các dầm tầng điển hình

Tính toán thiết kế thép cho các dầm khác được trình bày trong Phụ lục 1, trong trường hợp nếu dầm không đủ khả năng chống xoắn, ta bố trí thêm các nhánh đai phụ hoặc tăng tiết diện cốt đai hoặc giảm khoảng cách cốt đai.

THIẾT KẾ LÕI THANG

Cơ sở lý thuyết để tính toán cốt thép cho lõi thang theo mục 5.1.3.1 và 5.1.3.3

Gán Pier Label cho vách lõi thang, xuất nội lực từ mô hình ETABS như sau: Display → Show tables → ANALYSIS RESULTS → Element Output → Wall Output → Table: Piers Forces

Sử dụng các tổ hợp theo TTGH 1 (CBI-1, CBI-2, , CBI-29) để tính toán và thiết kế cốt thép cho vách lõi thang

5.5.2 Tính toán thiết kế cốt thép minh họa cho vách lõi thang

5.5.2.1 Tính toán cốt thép dọc cho phần tử 7 của vách lõi thang

Bước 2: Xác định trục chính của vách

Trọng tâm lõi được xác định trong AutoCAD 2023 bằng cách tạo miền đặc bằng lệnh Region, dùng lệnh Massprop để xem các thông số trong đó, đặt hệ trục tọa độ vào trọng tâm lõi

Bảng 5.13 Thông số của lõi thang trái

Diện tích Momen quán tính

Bảng 5.14 Thông số của lõi thang phải

Diện tích Momen quán tính

Bảng 5.15 Thông số của các phần tử lõi thang

Vách Phần tử Kích thước Tọa độ b (mm) h (mm) x (mm) y (mm)

Bảng 5.16 Nội lực tính toán của lõi thang trái

Tầng Vách Điều kiện Tổ hợp P (kN) M x (kNm) M y (kNm)

Bảng 5.17 Nội lực tính toán của lõi thang phải

Tầng Vách Điều kiện Tổ hợp P (kN) M x (kNm) M y (kNm)

Bước 3: Phân phối nội lực đều trên đơn vị diện tích bề mặt lõi theo công thức sau:

Bước 4: Tính toán cốt thép dọc cho từng phần tử

Hệ số kể đến ảnh hưởng của uốn dọc, ta có:

Với N i = −1741.7 0 Phần tử chịu nén, diện tích cốt thép:

 Chỉ cần bố trớ cốt thộp cấu tạo, chọn 12ỉ20 (A s ch 769.9 (mm ) 2 )

Bước 5: Kiểm tra hàm lượng cốt thép trong phần tử (theo mục 5.4.3.4.2.(8) TCVN 9386:2012) min max

Bước 6: Kiểm tra giá trị thiết kế của lực dọc quy đổi (theo mục 5.4.3.4.1.(2) TCVN 9386:2012)

5.5.2.2 Tính toán cốt thép đai cho nhánh 7 của vách lõi thang

Tính toán cốt thép đai cho nhánh vách 7:

Có nội lực tính toán như sau: Q = 1523.1 kN, N = -4261.8 kN

Tính toán đối với tiết diện vách: t w  =L 400 2350 (mm) Ứng suất pháp trung bình trong tiết diện:

Tính toán hệ số kể đến ảnh hưởng ứng suất nén và kéo khi tính toán dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng và khi tính toán các tiết diện nghiêng như sau: (Theo mục 8.1.3.3.2 TCVN 5574:2018)

 = + = + Kiểm tra điều kiện tính toán cấu kiện bê tông cốt thép theo dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng

       Kiểm tra khả năng chịu cắt của bê tông: mi

Q= Q = R bh =     Chỉ cần tính toán bố trí cốt đai

Theo điều kiện chịu lực cắt của vách:

=  =    Chọn đường kớnh cốt đai là ỉ10 a sw x.5 (mm ) 2 , số nhỏnh đai n = 2, mỏc thộp

310 (mm) 141.69 sw sw w tt sw s R na q

, min 0.5 , 300 mm0 min 0.5 2321, 300 300 (mm) b w ct

QQ s  h =  Theo mục 10.3.4.4 TCVN 5574:2018, cốt thép đai cấu tạo theo điều kiện thi công để cốt

, min 10 , 300 mm min 10 18, 300 180 (mm) s w tc  d =  Theo mục 5.4.3.1.2.(6).b TCVN 9386:2012, cốt thép đai cấu tạo để đảm bảo điều kiện kháng chấn trong vùng tới hạn của vách lấy như sau:

, min 100 mm, 8 min 100, 8 18 100 (mm) w kc bL s  d =  Xác định khoảng cách cốt đai thiết kế:

00 sw sw sw w tk q R na s

Vậy: h 0 #21 (mm)C 0 @67.6 (mm)2h 0 F42 (mm) (Thỏa)

Q = q C =    − Khả năng chịu cắt của dầm:

 =  5.5.3 Tính toán cốt thép cho các phần tử khác của vách lõi thang

Trình bày trong chương 3 phụ lục.

THIẾT KẾ KHUNG ĐIỂN HÌNH

Chọn khung T2 và Tc để tính toán và thiết kế

Cơ sở lý thuyết để tính toán cốt thép cho vách thẳng theo mục 5.1.3.2 và 5.1.3.4, cơ sở lý thuyết để tính toán cốt thép cho cột theo mục

Gán Pier Label cho vách, xuất nội lực từ mô hình ETABS như sau: Display → Show tables

→ ANALYSIS RESULTS → Element Output → Wall Output → Table: Piers Forces

Sử dụng các tổ hợp theo TTGH 1 (CBI-1, CBI-2, , CBI-29) để tính toán và thiết kế cốt thép cho vách

5.6.2 Tính toán vách khung điển hình

5.6.2.1 Tính toán thiết kế cốt thép dọc cho vách V3c ở tầng 23

Bảng 5.18 Nội lực tính toán của vách V3c tầng 23

Tầng Trường hợp M (kNm) N (kN)

Ta tiến hành tính toán mẫu cho trường hợp Mmax như sau:

Giả thiết vùng biên có chiều dài B l = B r = B = t w = 0.4 m

Tính toán lực dọc phân phối vào các vùng biên và vùng giữa như sau:

Lực phân phối vào vùng biên trái xác định như sau:

Lực phân phối vào vùng biên phải xác định như sau:

Lực phân phối vào vùng giữa xác định như sau:

Tính toán hệ số uốn dọc của vách:

Chọn sơ đồ tính của vách là dạng 1 đầu ngàm và 1 đầu gối cố định  = 0.7

 = =  Momen quán tính của vách:

A=  =L t w  Bán kính quán tính của vách:

 Diện tích cốt thép tại vùng biên và vùng giữa:

Diện tích cốt thép tại vùng biên trái xác định như sau:

= = Diện tích cốt thép tại vùng biên phải xác định như sau:

= =  Diện tích cốt thép tại vùng giữa xác định như sau:

Vựng biờn: 12ỉ20 (A s ch 769.9 (mm ) 2 ) (Chọn thộp phự hợp với thi cụng)

Vựng giữa: 26ỉ20 (A s ch 68.1 (mm ) 2 ) (Chọn thộp theo điều kiện hàm lượng)

Kiểm tra hàm lượng cốt thép:

Hàm lượng cốt thép vùng biên: min max

Hàm lượng cốt thép vùng giữa: min max

Kiểm tra giá trị thiết kế của lực dọc quy đổi:

5.6.2.2 Tính toán thiết kế cốt thép đai cho vách V3c

Tính toán cốt thép đai cho vách V3c có kích thước t w   =L H 0.4 4.125 3.2 (m)  , ta có nội lực tính toán như sau:

Tính toán hệ số kể đến ảnh hưởng ứng suất nén và kéo khi tính toán dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng và khi tính toán các tiết diện nghiêng như sau: (Theo mục 8.1.3.3.2 TCVN 5574:2018)

 Kiểm tra điều kiện tính toán cấu kiện bê tông cốt thép theo dải bê tông giữa các tiết diện nghiêng

       Kiểm tra khả năng chịu cắt của bê tông: m in 3

Q= Q = R bh =     − Cần tính toán bố trí cốt đai

Theo điều kiện chịu lực cắt của vách:

=  =    Chọn đường kớnh cốt đai là ỉ10 a sw x.5 (mm ) 2 , số nhỏnh đai n = 2, mỏc thộp

14 4 sw sw w tt sw s R na q

, min 0.5 , 300 mm0 min 0.5 4092.5, 300 300 (mm) b w ct

QQ s  h =  Theo mục 10.3.4.4 TCVN 5574:2018, cốt thép đai cấu tạo theo điều kiện thi công để cốt thép dọc không bị phình cho cấu kiện chịu uốn, lấy như sau:

, min 10 , 300 mm min 10 16, 300 160 (mm) s w tc  d =  Theo mục 5.4.3.5.3.(1) TCVN 9386:2012, cốt thép đai cấu tạo để đảm bảo điều kiện kháng chấn trong vùng tới hạn của vách lấy như sau:

Kiểm tra khả năng chịu cắt của vách khi có cốt đai:

00 sw sw sw w tk q R na s

Vậy: h 0 @92.5 (mm)C 0 s01.5 (mm)2h 0 =8 851 (mm) (Thỏa)

Q = q C=    − Khả năng chịu cắt của vách:

(kN) (kN n b bt u sw sw u u

 =  5.6.3 Tính toán cốt thép cho các vách trong 2 khung điển hình

Trình bày trong phụ lục chương 4 Tổng hợp kết quả tính toán ta được bảng thống kê bố trí thép cho các vách:

Bảng 5.19 Bố trí thép cho các vách đơn

Vách Tầng Chiều rộng Thép dọc Thép đai

Biên Giữa Biên Giữa Biên Giữa

Vách Tầng Chiều rộng Thép dọc Thép đai

Biên Giữa Biên Giữa Biên Giữa

TÍNH TOÁN THIẾT KẾ KẾT CẤU MÓNG

Tiêu chí thiết kế hệ kết cấu nền móng cho công trình

Thiết kế kết cấu bên dưới nhà cao tầng bao gồm các tính toán liên quan đến nền và móng công trình 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.

Tổng hợp điều kiện địa chất công trình

Do không có hồ sơ địa chất của chính công trình The Estuary, sinh viên sử dụng hồ sơ địa chất của công trình lân cận cách đó 1km để làm hồ sơ địa chất tương đương đánh giá và thiết kế hệ kết cấu móng cho công trình

Căn cứ kết quả khảo sát địa chất công trình của dự án bao gồm việc khoan khảo sát địa chất, thu thập các thông tin về đặc điểm địa chất công trình, địa kỹ thuật, địa chất thủy văn, các thí nghiệm đất tại hiện trường, thí nghiệm trong phòng mẫu đất và nước dưới đất, ta có bảng tổng hợp về điều kiện địa chất công trình được trình bày như sau:

Bảng 6.1 Bảng tổng hợp địa chất

Số liệu thống kê γ tn

Hệ số rỗng ứng với từng cấp áp lực σ (kN/m²) e 0 e 50 e 100 e 200 e 400

Cát mịn màu xám vàng, xám nhạt lẫn bụi, ẩm, kết cấu rời

Cát bụi màu vàng cam, hồng nhạt, bão hòa nước, kết cấu chặt vừa đến chặt

Max - - - - Á sét màu xám xanh, trạng thái dẻo mềm

Số liệu thống kê γ tn

Hệ số rỗng ứng với từng cấp áp lực σ (kN/m²) e 0 e 50 e 100 e 200 e 400

Max - - - - Á sét màu xám vàng, nâu đỏ lẫn dăm sạn, dăm đá, trạng thái nửa cứng

Max - - - - Á sét màu xám vàng, nâu đỏ, trạng thái nửa cứng (nguồn gốc phong hóa)

Max 19.85 16.32 - - 35.35 27.32 - - - - Á sét màu xám xanh, xám nhạt lẫn dăm sạn, đá còn sót, trạng thái cứng (nguồn gốc phong hóa)

Bảng thống kê chỉ số SPT tại các vị trí mẫu thí nghiệm như sau:

Bảng 6.2 Bảng thống kê chỉ số SPT z (m) N(30)

Bảng thống kê ứng suất bản thân hữu hiệu tại vị trí các lớp đất

Bảng 6.3 Bảng thống kê ứng suất bản thân hữu hiệu z (m) σ' (kN/m²)

Sơ bộ các thông số của móng

6.3.1 Lựa chọn phương án móng

Công trình The Estuary gồm có 2 tầng hầm và 27 tầng nổi, mặt đất tự nhiên thấp hơn mặt sàn tầng 1 là 50 mm, cao trình ±0.000 m được tại mặt đất tự nhiên, cao trình mặt sàn tầng hầm B1 tại cao trình -3.800 m, mặt sàn tầng hầm B2 tại cao trình -7.000 m Công trình dự kiến sử dụng phương án móng cọc, phương án được chọn thiết kế là phương án ép cọc ly tâm dự ứng lực bằng robot

Trên quan điểm về địa chất công trình, các lớp đất 5, 6A và 6 trong giới hạn khảo sát có đặc tính địa chất công trình tương đối đến phù hợp cho xây dựng nền móng công trình Với qui mô dự kiến của dự án, kiến nghị sử dụng giải pháp móng cọc ly tâm dự ứng lực, nhằm phân bố tải trọng công trình xuống các lớp đất tốt bên dưới, mũi cọc nên đặt vào lớp 6 Để thể hiện tính tối ưu của đồ án, ta tiến hành tính toán sức chịu tải và so sánh giữa 2 phương án cọc là cọc ly tâm dự ứng lực và cọc khoan nhồi mở rộng mũi Để sự so sánh được trực quan, chọn đường kính ngoài của 2 loại cọc là như nhau (0.5 m) và tiến hành tính toán sức chịu tải

Do cao trình đài móng thường và móng lõi thang khác nhau (móng lõi thang hạ xuống sâu hơn 1.5 m cho hố pit), vì vậy cần tính sức chịu tải của 2 loại cọc như sau:

- Đối với cọc ly tâm dự ứng lực:

+ Cọc A: dùng cho các loại móng cột, vách đơn và cột kép, vách kép, có cao trình mũi cọc là -33.000 m và cao trình đáy đài là -8.500 m

+ Cọc B: dùng cho móng lõi thang, có cao trình mũi cọc -33.000 m và cao trình đáy đài là -10.000 m

- Đối với cọc khoan nhồi mở rộng mũi:

+ Cọc C: dùng cho các loại móng cột, vách đơn và cột kép, vách kép, có cao trình mũi cọc là -38.000 m và cao trình đáy đài là -8.500 m

+ Cọc D: dùng cho móng lõi thang, có cao trình mũi cọc -38.000 m và cao trình đáy đài là -10.000 m

6.3.2 Thông số nội lực tính toán

Nội lực tác dụng lên móng được xuất ra từ phần mềm ETABS:

Bảng 6.4 Phản lực tính toán tác dụng lên móng các vách ở khung điển hình

Vách Điều kiện Tổ hợp N (kN) Mx (kNm) My (kNm) Qx (kN) Qy (kN)

Bảng 6.5 Phản lực tiêu chuẩn tác dụng lên móng các vách ở khung điển hình

Bảng 6.6 Phản lực tính toán tác dụng lên móng lõi thang 1 (móng F9)

Bảng 6.7 Phản lực tiêu chuẩn tác dụng lên móng lõi thang 1 (móng F9)

Bảng 6.8 Thông số vật liệu đài móng

Bê tông R b (MPa) R bt (MPa) R b,ser (MPa) R bt,ser (MPa) E b (MPa)

Thép R s (MPa) R sc (MPa) R s,ser (MPa) R sw (MPa) E s (MPa)

6.3.3.2 Cọc bê tông ly tâm dự ứng lực

Bê tông làm cọc ly tâm dự ứng lực phải có mác không dưới 600, vì vậy chọn bê tông có cấp độ bền B60 tương đương M800 để làm vật liệu làm cọc

Bảng 6.9 Thông số bê tông cọc

Bê tông R b (MPa) R bt (MPa) R b,ser (MPa) R bt,ser (MPa) E b (MPa) σ u (MPa)

Chọn đường kính thép làm cọc là 7.1 mm, chọn loại dây thép có giới hạn bền là pu 1670

 = MPa và giới hạn chảy quy ước là  py % pu % 1670 1419.5 = MPa, theo bảng 13 TCVN 5574:2018 ta có thông số dây thép làm cọc:

Bảng 6.10 Thông số thép cọc Đường kính (mm) R s,ser (MPa) R s (MPa) E s (MPa)

Theo catalogue của công ty Phan Vũ, chọn cọc D500 PC Sơ bộ các thông số của cọc:

Bảng 6.11 Thông số cọc ly tâm dự ứng lực

Cao trình đáy đài loại A: (m) -8.5

Cao trình đáy đài loại B: (m) -10.0

Cao trình mũi cọc: (m) -33 Đoạn cọc ngàm vào đài: (m) 0.1

Tổng chiều dài cọc loại A: (m) 24.6

Tổng chiều dài cọc loại B: (m) 23.1 Đường kính ngoài cọc: (m) 0.5 Độ dày thành cọc: (m) 0.1

Diện tích tiết diện cọc: (mm²) 125663.7

Chu vi tiết diện cọc: (mm) 1570.8

Bê tông bảo vệ: (mm) 40

Diện tích bê tông: (mm²) 125109.4

6.3.3.3 Cọc khoan nhồi Đối với cọc khoan nhồi, sử dụng vật liệu giống với vật liệu đài móng như sau:

Bảng 6.12 Thông số cọc khoan nhồi

Cao trình mũi cọc: (m) -38 Đoạn cọc ngàm vào đài: (m) 0.1

Tổng chiều dài cọc B: (m) 38.1 Đường kính cọc: (m) 0.5

Diện tích tiết diện cọc: (mm²) 196349.5

Chu vi tiết diện cọc: (mm) 1570.8

Bê tông bảo vệ: (mm) 40

Diện tích bê tông: (mm²) 191951.3

6.3.4 Kiểm tra khả năng chịu lực của cọc ly tâm khi vận chuyển và lắp dựng

Do có 2 loại cọc A và B nên cần chia các đoạn nối của cọc như sau:

- Cọc loại A: tổng chiều dài 24.6 m, chia làm 3 đoạn có độ dài: 8.6 – 8 – 8 (m)

- Cọc loại B: tổng chiều dài 23.1 m, chia làm 3 đoạn có độ dài: 7.1 – 8 – 8 (m)

Lưu ý: để tiện cho thi công, đoạn đầu cọc và đoạn giữa thân cọc sẽ giống nhau là 8 m ở cả 2 loại cọc, chỉ phân loại khác nhau ở đoạn mũi cọc

Khi vận chuyển và lắp dựng ta phải tính toán những vị trí để đặt móc cẩu để không gây hư hại cho cọc Ta chọn vị trí đặt móc cẩu sao cho momen gây ra về 2 thớ chịu kéo và chịu nén gần bằng nhau

Trọng lượng bản thân của cọc: p d p bt q =K  n A  Trong đó: d 1.6

K = là hệ số động lực khi vận chuyển (mục 5.1.6 TCVN 5574:2018) 1.2 n= là hệ số độ tin cậy tải trọng bản thân cọc (bảng 3 TCVN 2737:2023)

 bt = là dung trọng riêng của bê tông

 =    =     Chọn vị trí đặt móc cẩu sao cho M g =M n , ta có móc cách đầu cọc 1 đoạn:

0.207 a= L Bảng 6.13 Vị trí móc ở các đoạn cọc

Vị trí móc cách đầu cọc a (m) Đoạn giữa nhịp b (m)

Khi tính toán kiểm tra vận chuyển và lắp dựng, chỉ cần kiểm tra cọc 8.6 m vì có chiều dài nhịp lớn nhất nên là cọc nguy hiểm nhất

Hình 6.1 Sơ đồ tính và biểu đồ momen của cọc khi vận chuyển

Giá trị momen tại gối:

M = q a =   Giá trị momen tại nhịp:

M = −M + q b = − +   Vì M g M n nên ta lấy M g =9.7 (kNm) để kiểm tra vận chuyển cho cọc

6.3.4.3 Khi lắp dựng Để thuận tiện cho quá trình thi công nên khi lắp dựng vẫn sử dụng móc đã bố trí sẵn khi

Hình 6.2 Sơ đồ tính và biểu đồ momen của cọc khi lắp dựng

N =q L−N =  − Giá trị momen tại gối trái:

M = q a =   Giá trị momen tại nhịp:

Vì M n M g nên ta lấy M n Y.5 (kNm) để kiểm tra vận chuyển cho cọc

Kiểm tra momen lớn nhất phát sinh trong lúc vận chuyển và lắp đặt cọc với momen uốn tiêu chuẩn của mã cọc D500 PC Class A trong catalogue do công ty Phan Vũ cung cấp như sau:

Hình 6.3 Catalogue cọc ly tâm dự ứng lực công ty Phan Vũ

Kiểm tra khả năng chịu uốn phá hủy:

Kiểm tra khả năng chịu uốn nứt: max 59.5 (kNm)   103 (kNm)

Xác định sức chịu tải của cọc và đất nền

6.4.1 Cọc ly tâm dự ứng lực

6.4.1.1 Sức chịu tải của cọc theo vật liệu

Theo phụ lục B TCVN 7888:2014, sức kháng nén dọc trục tính toán theo vật liệu của cọc ly tâm dự ứng lực được xác định như sau:

R a là sức kháng nén dọc trục tính toán của cọc, kN

A O là diện tích mặt cắt ngang của cọc, mm 2

 ce là ứng suất hữu hiệu trong của cọc bê tông

 cu là cường độ chịu nén thiết kế của bê tông

 là hệ số an toàn

+ Đối với cọc PC thì lấy  =4+ Đối với cọc PHC và NPH thì lấy  =3.5 Ứng suất căng tính toán của thép:

 pi là ứng suất căng ban đầu của thép chủ, xác định như sau:

0.8 0.8 1419.5 1135.6 (MPa) 0.7 0.7 1670 1169 (MPa) 1135.6 (MPa) py pi pu pi

=    =   Modul đàn hồi của bê tông tại thời điểm truyền ứng suất: (theo chú thích 4 bảng

Tỉ lệ modul đàn hồi giữa thép và bê tông tại thời điểm truyền ứng suất:

 = E = Hệ số chùng ứng suất: k = 0.025

+     Ứng suất nén ban đầu của bê tông:

 = = Tổn thất ứng suất do từ biến và co ngót:

 c =  − (Hệ số co ngót khô)

  = +   +  = +   +  Tổn thất ứng suất do chùng ứng suất:

 = −   +  = − + Ứng suất hữu hiệu trong bê tông:

 =  =  Sức chịu tải làm việc dài hạn theo vật liệu của cọc ly tâm dự ứng lực:

Sức chịu tải làm việc ngắn hạn theo vật liệu của cọc ly tâm dự ứng lực:

R = R =  6.4.1.2 Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền

• Sức chịu tải trọng nén:

Theo mục 7.2.2.1 TCVN 10304:2014, sức chịu tải trọng nén của cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền được xác định như sau:

Gia tốc nền tại khu vực xây dựng công trình là a gR =1.006=0.103g (Bảng 3.19), tra bảng 6.4 QCVN 02:2022 ta có công trình nằm ở khu vực động đất cấp 7

Theo mục 12.3 TCVN 10304:2014, khi thiết kế móng cho công trình chịu tác động của động đất, phải kể đến ảnh hưởng của động đất đến sức chịu tải của đất nền Tra bảng 18 TCVN 10304:2014, ta có các hệ số giảm yếu điều kiện làm việc của đất nền

Sức chịu tải trọng nén có kể đến động đất:

I c u eq c cq eq b cf eq i i

 = (Hệ số làm việc của cọc trong đất)

  là hệ số giảm yếu điều kiện làm việc của đất nền

 cq là hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc q b là cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc

A là diện tích tiết diện ngang mũi cọc u là chu vi tiết diện ngang thân cọc

 cf là hệ số điều kiện làm việc của đất trên thân cọc f i là cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc l i là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

Mũi cọc cắm vào lớp đất á sét nên cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định theo bảng 2 TCVN 10304:2014 như sau:

+ Độ sệt tại lớp đất mũi cọc là I L = −0.138 0 Tính toán với giá trị I L =0

+ Chiều sâu hạ cọc là 33 m, nội suy theo bảng 2 ta có giá trị q b 680 (kN/m ) 2

Phương án ép cọc bằng robot, hệ số điều kiện làm việc của đất xác định theo mục 7 bảng

4 TCVN 10304:2014, đất dưới mũi cọc là đất dính có độ sệt I L = −0.1380.5

 = Mũi cọc cắm vào lớp đất á sét có độ sệt I L = −0.138 0  eq 1 =1

Bảng 6.14 Cường độ kháng thân cọc loại A theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

STT Lớp đất Độ sệt Độ dài cọc li

Bảng 6.15 Cường độ kháng thân cọc loại B theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý đất nền của cọc A (có kể đến động đất):

Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý đất nền của cọc B (có kể đến động đất):

• Sức chịu tải trọng kéo

Theo mục 7.2.2.3 TCVN 10304:2014, sức chịu tải trọng kéo của cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền được xác định như sau:

Sức chịu tải trọng kéo có kể đến động đất:

 = (Hệ số làm việc của cọc trong đất khi chiều sâu hạ cọc > 4m)

 eq là hệ số giảm yếu điều kiện làm việc của đất nền u là chu vi tiết diện ngang thân cọc

Phương án ép cọc bằng robot, hệ số điều kiện làm việc của đất xác định theo mục 7 bảng

4 TCVN 10304:2014, cọc nằm trong các lớp đất cát chặt và đất dính: cf 1

 Ta có bảng tổng hợp cường độ kháng thân của cọc như sau:

Bảng 6.16 Cường độ kháng thân cọc loại A theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

Bảng 6.17 Cường độ kháng thân cọc loại B theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

Sức chịu tải trọng kéo theo chỉ tiêu cơ lý đất nền của cọc A (có kể đến động đất):

(kN 69 t u eq c cf eq i i t u eq t u eq

Sức chịu tải trọng kéo theo chỉ tiêu cơ lý đất nền của cọc B (có kể đến động đất):

6.4.1.3 Sức chịu tải theo cường độ đất nền

Theo phụ lục G TCVN 10304:2014, sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền được xác định như sau:

R =q A u f l+  Gia tốc nền tại khu vực xây dựng công trình là a gR =1.006=0.103g (Bảng 3.19), tra bảng 6.4 QCVN 02:2022 ta có công trình nằm ở khu vực động đất cấp 7

Sức chịu tải có kể đến động đất:

  là hệ số giảm yếu điều kiện làm việc của đất nền q b là cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc

A là diện tích tiết diện ngang mũi cọc u là chu vi tiết diện ngang thân cọc f i là cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc l i là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

Mũi cọc cắm vào lớp đất á sét có độ sệt I L = −0.138 0  eq 1 =1

Mũi cọc cắm vào lớp đất á sét nên cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định theo mục G.2.1 TCVN 10304:2014 như sau:

+ Chỉ số SPT trung bình tại lớp đất mũi cọc là N(30)c

 =  =  + Phương pháp thi công ép cọc N c =9

 = =  Sức kháng thân cọc xác định theo mục G.2.2 TCVN 10304:2014, ta có bảng tổng hợp cường độ kháng thân của cọc như sau:

+ Đối với các lớp đất dính: f i =c u i ,

, 6.25 (30) c u i = N là cường độ kháng cắt không thoát nước của lớp đất thứ i

 là hệ số phụ thuộc vào đặc điểm lớp đất nằm trên lớp dính, loại cọc và phương pháp hạ cọc, cố kết của đất trong quá trình thi công Xác định bằng tra hình G.1 TCVN 10304:2014

+ Đối với các lớp đất rời: f i =k i  v z  , tan i

Trong đó: i 1 k = (Tra bảng G.1 TCVN 10304:2014, lớp đất chặt vừa)

 v z  là ứng suất pháp hữu hiệu phương đứng trung bình trong lớp đất thứ i

 i là góc ma sát trong giữa đất và cọc, lấy bằng  Xác định độ sâu giới hạn của ma sát thân trong đất cát chặt (tra bảng G.1 TCVN

 =  +  +  +  = Đoạn cọc cắm trong lớp đất 3 có độ sâu trung bình là 10.85 m cho cọc loại A và 11.6 m cho cọc loại B đều lớn hơn độ sâu giới hạn vì vậy chỉ tính ứng suất tại vị trí giới hạn

Bảng 6.18 Cường độ kháng thân cọc loại A theo cường độ đất nền

STT Lớp đất Độ dài cọc li

(m) Độ sâu trung bình (m) cu

Bảng 6.19 Cường độ kháng thân cọc loại B theo cường độ đất nền

(m) Độ sâu trung bình (m) cu

Sức chịu tải theo cường độ đất nền của cọc A (có kể đến động đất):

 Sức chịu tải theo cường độ đất nền của cọc B (có kể đến động đất):

 6.4.1.4 Sức chịu tải theo công thức của Viện kiến trúc Nhật Bản

Theo mục G.3.2 TCVN 10304:2014, sức chịu tải của cọc theo công thức của Viện kiến trúc

, f c i là cường độ sức kháng trung bình trên đoạn cọc trong lớp đất dính thứ i l c,i là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất dính thứ i

, f s i là cường độ sức kháng trung bình trên đoạn cọc trong lớp đất rời thứ i l s,i là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất rời thứ i

Chỉ số SPT trung bình trong khoảng 1d dưới và 4d trên mũi cọc: N p v

Do báo cáo địa chất không có thí nghiệm UU, CU, CD nên không thể xác định trực tiếp sức kháng cắt không thoát nước của các lớp đất vì vậy tính toán gần đúng sức kháng cắt không thoát nước của đất theo công thức:  =c u 6.25N(30) Để đảm bảo an toàn khi thiết kế, với cái lớp đất có chỉ số SPT lớn hơn 50 thì sẽ lấy giá trị SPT là 50 để tính toán

Mũi cọc cắm vào lớp đất á sét nên cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định: + Chỉ số SPT trung bình trong khoảng 1d dưới và 4d trên mũi cọc là N(30)v50

 =  =  + Phương pháp thi công ép cọc:

 = =  Bảng 6.20 Cường độ kháng thân cọc loại A theo công thức Viện kiến trúc Nhật Bản

Bảng 6.21 Cường độ kháng thân cọc loại B theo công thức Viện kiến trúc Nhật Bản

Sức chịu tải theo công thức Viện kiến trúc Nhật Bản của cọc A (kể đến động đất):

 Sức chịu tải theo công thức Viện kiến trúc Nhật Bản của cọc B (kể đến động đất):

6.4.2.1 Sức chịu tải của cọc theo vật liệu

Theo mục 8.1.2.4.3 TCVN 5574:2018 và mục 7.1.9 TCVN 10304:2014, sức chịu tải theo vật liệu được xác định theo công thức sau:

 cb là hệ số kể đến việc đổ bê tông trong khoảng không gian chật hẹp

 cb  là hệ số kể đến phương pháp thi công cọc

 là hệ số uốn dọc của cọc

Hệ số tỷ lệ trung bình trên thân cọc (theo bảng A.1 TCVN 10304:2014):

Bảng 6.22 Hệ số tỷ lệ trên thân cọc

Lớp đất Độ dài cọc trong lớp đất k (kN/m 4 )

Hệ số biến dạng của cọc (theo mục A.4 TCVN 10304:2014):

Bảng 6.23 Hệ số biến dạng của cọc Ý nghĩa Kí hiệu Giá trị Ghi chú

Hệ số tỷ lệ (kN/m 4 ) k 23330.0 Bảng 6.21

Module đàn hồi của vật liệu làm cọc (kPa) E 39673600 Lấy theo tỉ lệ tiết diện thép và bê tông Momen quán tính tiết diện ngang cọc (m 4 ) I 0.003068 -

Chiều rộng quy ước của cọc (m) bp 1.25 Cọc có đường kính nhỏ hơn 0.8 m

Hệ số điều kiện làm việc γ 1 A.2 TCVN 10304:2014, nhóm cọc Ý nghĩa Kí hiệu Giá trị Ghi chú

Hệ số biến dạng (1/m) αε 2.447 5 p c kb

Chiều dài tính toán của cọc ngàm trong đất (theo mục 7.1.8 TCVN 10304:2014):

Bảng 6.24 Chiều dài tính toán của cọc ngàm trong đất Ý nghĩa Kí hiệu Giá trị Ghi chú

Chiều dài đoạn cọc từ đáy đài tới cao độ san nền (m) lo 0 Móng cọc đài thấp

Hệ số biến dạng αε 2.447 Bảng 6.22

Chiều dài tính toán cọc ngàm trong đất l1 0.8172 1

= + Độ mảnh của cọc (theo mục 8.1.2.4.3 và bảng 16 TCVN 5574:2018):

 =D = =   = Sức chịu tải theo vật liệu của cọc khoan nhồi:

Bảng 6.25 Sức chịu tải của cọc theo vật liệu Ý nghĩa Kí hiệu Giá trị Ghi chú

Hệ số kể đến việc đổ bê tông trong khoảng không gian chật hẹp γcb 0.85 Mục 7.1.9 TCVN 10304:2014

Hệ số kể đến phương pháp thi công cọc γ'cb 0.7 Mục 7.1.9 TCVN 10304:2014

Cường độ chịu nén của bê tông (MPa) Rb 22 Bê tông B40

Diện tích bê tông (mm²) Ab 191951.3 -

Cường độ chịu nén của thép Rsc 435 Thép CB500-V

Diện tích thép (mm²) As 4398.23 -

Sức chịu tải theo vật liệu của cọc (kN) Rvl 4425.9 R vl =  ( cb cb  R A b b +R A sc s )

6.4.2.2 Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền

Theo mục 7.2.3.1 TCVN 10304:2014, sức chịu tải trọng nén của cọc theo chỉ tiêu cơ lý đất nền được xác định như sau:

Sức chịu tải trọng nén có kể đến động đất:

 = (Cọc tựa trên lớp đất dính có độ bão hòa S r =0.8670.9)

  là hệ số giảm yếu điều kiện làm việc của đất nền

 cq là hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc q b là cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc

Theo mục 7.2.3.2 TCVN 10304:2014 mũi cọc cắm vào lớp đất á sét nên cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định theo bảng 7 TCVN 10304:2014 như sau:

+ Độ sệt tại lớp đất mũi cọc là I L = −0.138 0 Tính toán với giá trị I L =0

+ Chiều sâu hạ cọc là 38 m, nội suy theo bảng 2 ta có giá trị q b 000 (kN/m ) 2

Phương án đổ bê tông dưới nước, hệ số điều kiện làm việc của đất dưới mũi cọc: cq 0.9

 Theo mục 3b bảng 5 TCVN 10304:2014, đổ bê tông dưới nước:  cf =0.6

Ta có bảng tổng hợp cường độ kháng thân của cọc như sau:

Bảng 6.26 Cường độ kháng thân cọc loại C theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

Bảng 6.27 Cường độ kháng thân cọc loại D theo chỉ tiêu cơ lý đất nền

Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý đất nền của cọc C (có kể đến động đất):

Sức chịu tải theo chỉ tiêu cơ lý đất nền của cọc D (có kể đến động đất):

6.4.2.3 Sức chịu tải theo cường độ đất nền

Theo phụ lục G TCVN 10304:2014, sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền được xác định như sau:

R =q A u f l+  Gia tốc nền tại khu vực xây dựng công trình là a gR =1.006=0.103g (Bảng 3.19), tra bảng 6.4 QCVN 02:2022 ta có công trình nằm ở khu vực động đất cấp 7

A là diện tích tiết diện ngang mũi cọc u là chu vi tiết diện ngang thân cọc f i là cường độ sức kháng trung bình của lớp đất thứ i trên thân cọc l i là chiều dài đoạn cọc nằm trong lớp đất thứ i

Mũi cọc cắm vào lớp đất á sét nên cường độ sức kháng của đất dưới mũi cọc xác định theo mục G.2.1 TCVN 10304:2014 như sau:

+ Chỉ số SPT trung bình tại lớp đất mũi cọc là N(30)c

 =  =  + Phương pháp thi công cọc khoan nhồi N c  =6 k 2

 = = Sức kháng thân cọc xác định theo mục G.2.2 TCVN 10304:2014, ta có bảng tổng hợp cường độ kháng thân của cọc như sau:

+ Đối với các lớp đất dính: f i =c u i ,

, 6.25 (30) c u i = N là cường độ kháng cắt không thoát nước của lớp đất thứ i

Tính toán móng F1

Hình 6.4 Bố trí cọc trong móng F1

6.5.2 Kiểm tra khả năng chịu tải của cọc

Do móng chịu momen nên là móng chịu lực lệch tâm → Tải tác động lên mỗi cọc không đều nhau và được xác định theo công thức:

N là lực nén tác dụng lên móng x , y

M M là momen theo 2 phương tác dụng lên móng n là số lượng cọc trong đài x, y là tọa độ trọng tâm của các cọc trong đài (trọng tâm đài là gốc tọa độ)

W là tải trọng bản thân đài móng, xác định như sau:

W = bt    =B L H    Tổng lực nén tác dụng lên đáy móng:

N tt = +N W = + Do trong mô hình ETABS sinh viên đã mô phỏng vị trí điểm móng cách cao độ hầm 2 là 1.5 m vì vậy không cần xét đến momen của lực cắt lên trọng tâm đáy đài

Bảng 6.39 Phản lực đầu cọc của các cọc trong móng F1

Phản lực đầu cọc lớn nhất: P i ,ma x 80.9 (kN)R c d , $64.8 (kN) (Thỏa)

Phản lực đầu cọc nhỏ nhất: P i ,min 92.3 (kN)0Cọc không bị nhổ

6.5.3 Kiểm tra ổn định nền

Sử dụng các giá trị nội lực theo TTGH 2 xuất ra từ phần mềm ETABS theo trường hợp

|N|max để kiểm tra ổn định nền Tiến hành kiểm tra ổn định nền dưới móng khối quy ước được xác định theo mục 7.4.4 TCVN 10304:2014

Xác định góc ma sát trong trung bình trong các lớp đất trên thân cọc:

Xác định chiều dài móng khối quy ước:

Xác định chiều rộng móng khối quy ước:

Sức chịu tải của đất nền dưới móng khối quy ước được xác định như sau: (Theo mục 4.6.9 TCVN 9362:2012)

0 tc mk II II II II tc m m

1, 2 m m lần lượt là hệ số điều kiện làm việc của nền đất và hệ số điều kiện làm việc của nhà hoặc công trình có tác dụng qua lại với nền, lấy theo bảng 10 TCVN 9362:2012 như sau:

+ Đất nền là đất á sét có độ sệt I L = −0.1380.5m 1 =1.2 tc 1 k = là hệ số tin cậy lấy theo 4.6.11 TCVN 9362:2012, xác định các đặc trưng tính toán của đất dựa vào các kết quả thí nghiệm tiếp các mẫu đất tại nơi xây dựng

A B Dlà các hệ số không thứ nguyên lấy theo Bảng 14 phụ thuộc vào trị tính toán của góc ma sát trong như sau:

 II = là dung trọng hữu hiệu của đất nằm dưới đáy móng khối

 II  là dung trọng hữu hiệu trung bình của các lớp đất nằm trên móng khối:

35.1 (kN/m )2 c II = là giá trị lực dính của nền

Chiều sâu đặt móng tính đổi kể từ nền tầng hầm:

 = − = − Sức chịu tải của đất nền dưới móng khối quy ước:

1979.86 tc mk II II II II tc tc tc m m

 Trọng lượng bản thân của móng khối quy ước:

=   −    + + Tổng trọng lượng bản thân của móng khối quy ước:

 = + + = + + Áp lực tiêu chuẩn trung bình dưới đáy móng khối quy ước:

11605.1 24954.71 9.0 8.9 456.47 (kN/m ) 1979.86 (kN/m ) tc tc mk t t b mk tc c tb

= + Áp lực tiêu chuẩn cực đại dưới đáy móng khối quy ước: (kiểm tra theo mục 4.6.19 TCVN 9362:2012) max

/ 6 tc t tc k t c tc mk x y m x mk y mk tc tc c

=  Áp lực tiêu chuẩn cực tiểu dưới đáy móng khối quy ước: min

6 6 tc tc tc tc mk x y mk x mk y mk tc tc

Vậy với tải trọng và kích thước móng đã chọn thì nền vẫn làm việc ổn định trong giai đoạn đàn hồi

6.5.4 Kiểm tra lún Ứng suất bản thân hữu hiệu tại đáy móng khối quy ước:

  Ứng suất gây lún tại đáy móng khối quy ước:

456.47 330.474 126.00 (kN/m2) tc gl p tb bt

 = − = − Tính lún theo phương pháp cộng lún từng lớp:

 + Chia lớp đất nền dưới móng khối quy ước thành các lớp phân tố có chiều dày 1 m

Bảng 6.40 Bảng quan hệ giữa e và σ của đất nền Áp lực σ (kN/m²) 0 50 100 200 400

Hình 6.5 Biểu đồ quan hệ giữa e và σ của đất nền

Theo mục C.1.2 TCVN 9362:2012, áp lực do ngoại lực gây ra trong đất được xác định bằng công thức sau:

Trong đó: p là áp lực trung bình tại tâm đáy móng

, d bt i p = là áp lực do tải trọng bản thân đất gây ra tại vị trí đang xét

 là hệ số tính đến sự thay đổi theo độ sâu của áp lực thêm trong đất và lấy theo bảng C.1 TCVN 9362:2012, phụ thuộc vào độ sâu tương đối 2z m= b và hình dạng của đáy móng còn đối với móng chữ nhật thì phụ thuộc vào tỷ số các cạnh của nó l n=b

(chiều dài l và chiều rộng b)

Theo mục C.1.5 TCVN 9362:2012, độ dày vùng tính lún phụ thuộc vào module biến dạng đàn hồi của lớp đất nền, ta nhận thấy lớp đất 6 có module biến dạng đàn hồi

Chọn chiều sâu tính lún tại điểm T có độ sâu tính từ đáy móng khối là z=4 (m) Ứng suất bản thân hữu hiệu tại điểm T:

 =  =    =  Ứng suất gây lún tại điểm T:

2 , 0.75 456.47 330.474 65.7 (kN/m ) tc gl T p tb bt T

Xét điều kiện tính lún:

Hệ số rỗng e Áp lực σ (kN/m²)

Biểu đồ thí nghiệm nén cố kết ở lớp đất 6

Vậy chọn chiều sâu tính lún z = 4 m là hợp lí

Bảng 6.41 Bảng tính lún cho móng F1

Theo bảng 16 TCVN 9362:2012, độ lún giới hạn của công trình là:

S gh Kiểm tra lún cho móng F1:

6.5.5 Kiểm tra điều kiện chống xuyên thủng của đài móng

Chiều dày lớp bê tông bảo vệ: a bv 40 (mm) (Theo bảng 19 TCVN 5574:2018)

Chiều cao làm việc của đài cọc: h 0 = −h a gt 00 60 1440 (mm)− Tính toán xuyên thủng cho móng theo mục 8.1.6 TCVN 5574:2018 như sau:

Khi tính toán chọc thủng, cần xét tiết diện tính toán nằm gần vùng truyền lực lên cấu kiện ở khoảng cách h 0 / 2, vuông góc với trục dọc của nó, nơi có lực tiếp tuyến tác dụng lên bề mặt do lực tập trung và mô men uốn tập trung gây ra

Hình 6.6 Sơ đồ xuyên thủng của móng F1

Hình 6.7 Mặt bằng tháp chống xuyên thủng của móng F1

Quy ước trục: ta quy ước phương x là phương theo chiều dài vách, phương y là phương còn lại vuông góc với phương x

Nhận thấy có phản lực đầu cọc nằm ngoài tháp chống xuyên, vì vậy ta cần kiểm tra điều kiện xuyên thủng cho đài móng theo mục 8.1.6.2.1 và 8.1.6.3 TCVN 5574:2018 như sau:

- Lực gây xuyên thủng cho đài móng:

F = P =  - Chu vi đường bao tính toán của tiết diện ngang tính toán:

2 11.93 f 2 w u= L + h +t =  +  + - Diện tích của biên tiết diện ngang tính toán:

A b =  =u h  - Lực chống xuyên thủng do tải tập trung của đài móng:

- Momen quán tính theo 2 phương của tiết diện ngang tính toán:

= = - Momen kháng uốn theo 2 phương của tiết diện ngang tính toán:

= x = - Momen uốn giới hạn theo 2 phương:

M =R W h =    - Kiểm tra điều kiện xuyên thủng theo công thức 131 TCVN 5574:2018 như sau:

Vậy chiều cao móng đã chọn thỏa điều kiện chống xuyên thủng

6.5.6 Thiết kế thép cho đài móng F1

6.5.6.1 Tính toán thép đài móng theo phương L

Do chiều dài đài móng bằng với chiều dài của vách vì vậy không có phản lực nằm ngoài vùng giới hạn của vách nên chỉ cần bố trí thép cấu tạo theo phương L

6.5.6.2 Tính toán thép đài móng theo phương B

Sơ đồ tính và biểu đồ momen:

Hình 6.8 Sơ đồ tính và biểu đồ momen tính theo phương B của đài móng F1

Phản lực tại vị trí hàng cọc trong sơ đồ tính là:

F B =P + + =P P + + Momen tại vị trí ngàm mép vách:

M =F d =  Xác định chiều cao tương đối giới hạn của vùng chịu nén của bê tông theo mục 8.1.2.2.3 TCVN 5574:2018

 = −  =  −  Giả thiết a gt 0 (mm)h 0 = −h a gt 00 150 1350 (mm)− Xác định hệ số  m :

Số thanh thép cần bố trí:

= a + = + =  Bố trớ 43ỉ20 (A s B ch , 508 mm8 2 ) min max

Bảng 6.42 Bố trí thép cho đài móng F1 điển hình

(mm²) μ (%) ∅ (mm) a (mm) Số cây chọn As ch (mm²) μ (%)

6.5.7 Thiết kế thép cho toàn bộ đài móng F1 Để thiết kế thép cho toàn bộ các đài móng F1, ta xuất phản lực chân vách từ mô hình của phần mềm ETABS sang phần mềm SAFE, tiến hành các bước khai báo vật liệu, tiết diện đài móng, độ cứng lò xo spring Sau đó tiến hành vẽ đài móng và gán spring vào các điểm phản lực đầu cọc, tiến hành kẻ dải strip đi qua móng và xuất được nội lực để tính toán thép đài

Bảng 6.43 Bố trí thép cho toàn bộ đài móng F1

Phản lực đầu cọc lớn nhất: P i ,ma x 84.6 (kN)R c d , $64.8 (kN) (Thỏa)

+ Đất nền là đất á sét có độ sệt I L = −0.1380.5m 1 =1.2 + Công trình có sơ đồ kết cấu mềm m 2 =1 tc 1 k = là hệ số tin cậy lấy theo 4.6.11 TCVN 9362:2012, xác định các đặc trưng tính toán của đất dựa vào các kết quả thí nghiệm tiếp các mẫu đất tại nơi xây dựng

6 6 tc tc tc y tc mk x mk x mk y mk tc tc tc

 Áp lực tiêu chuẩn cực tiểu dưới đáy móng khối quy ước: min

454.75 330.47 124.28 (kN/m2) tc gl p tb bt

2 , tc 0.76 454.75 369.3 64.9 kN/( m ) gl T p tb bt T

 = − =  − Xét điều kiện tính lún:

=   + + + - Diện tích của biên tiết diện ngang tính toán:

A b =  =u h  - Lực chống xuyên thủng do tải tập trung của đài móng:

- Momen quán tính theo 2 phương của tiết diện ngang tính toán:

=  =  - Momen kháng uốn theo 2 phương của tiết diện ngang tính toán:

W = x = L = - Momen uốn giới hạn theo 2 phương:

6.6.6 Thiết kế thép cho đài móng

Do đài móng F2 là đài móng kép gồm 2 vách V1b và V1c nên sơ đồ tính thép của đài móng sẽ là hệ siêu tĩnh vì vậy để tính toán thép đài móng ta tiến hành mô hình đài móng bằng phần mềm SAFE 2020

Hình 6.13 Mô hình và gắn các phản lực đầu cọc cho móng F2

Hình 6.14 Vẽ strip theo phương x của đài

Hình 6.15 Vẽ strip theo phương y của đài

Hình 6.16 Momen theo phương x của đài

Hình 6.17 Momen theo phương y của đài

Bảng 6.47 Bố trí thép cho đài móng F2

M1 là momen để bố trí thép lớp trên theo phương x

M2 là momen để bố trí thép lớp trên theo phương y

MI là momen để bố trí thép lớp dưới theo phương x

MII là momen để bố trí thép lớp dưới theo phương y

(mm²) Chọn thép As ch

Phản lực đầu cọc lớn nhất: P i ,ma x 23.8 (kN)R c d , #24.0 (kN) (Thỏa)

+ Đất nền là đất á sét có độ sệt I = −0.1380.5m =1.2 tc 1 k = là hệ số tin cậy lấy theo 4.6.11 TCVN 9362:2012, xác định các đặc trưng tính toán của đất dựa vào các kết quả thí nghiệm tiếp các mẫu đất tại nơi xây dựng

6 6 tc tc tc tc mk x y mk x mk y mk tc tc tc

372.61 330.47 42.14(kN/m2) tc gl p tb bt

Xét điều kiện tính lún tại vị trí đáy móng khối quy ước:

Vậy không cần tính lún cho móng F3

Nhận thấy không có phản lực đầu cọc nằm ngoài tháp chống xuyên, vì vậy ta không cần

Do theo phương L không có phản lực đầu cọc nằm ngoài tiết diện vách nên chỉ cần bố trí thép cấu tạo theo phương L

F B = + =P P + Momen tại vị trí ngàm mép vách:

Số thanh thép cần bố trí:

= a + = + =  Bố trớ 26ỉ14 (A s B ch , @ 2 mm0 4 2 ) Kiểm tra hàm lượng cốt thép: min max

(mm) As (mm²) Chọn thép As ch (mm²) μ (%)

MII Cấu tạo 2500 1500 147 1353 Cấu tạo ỉ14a100 4002.4 0.1

Phản lực đầu cọc lớn nhất: P i ,ma x 71.1 (kN)R c d , #24.0 (kN) (Thỏa)

+ Đất nền là đất á sét có độ sệt I L = −0.1380.5m 1 =1.2 + Công trình có sơ đồ kết cấu mềm m 2 =1 tc 1 k = là hệ số tin cậy lấy theo 4.6.11 TCVN 9362:2012, xác định các đặc trưng

6 6 tc tc tc tc mk x y mk x mk y mk tc t c t c

428.58 330.47 98.11(kN/m2) tc gl p tb bt

Chia lớp đất nền dưới móng khối quy ước thành các lớp phân tố có chiều dày 1 m

2 , tc 0.79 428.58 359.6 54.8 kN/( m ) gl T p tb bt T

Nhận thấy không có phản lực đầu cọc nằm ngoài tháp chống xuyên, vì vậy ta không cần kiểm tra điều kiện xuyên thủng cho đài móng

F B = + =P P + Momen tại vị trí ngàm mép vách:

= a + = + =  Bố trớ 26ỉ16 (A s B ch , R 7 mm2 6 2 ) Kiểm tra hàm lượng cốt thép: min max

(mm) As (mm²) Chọn thép As ch (mm²) μ (%)

M1 Cấu tạo 2500 1500 147 1353 Cấu tạo Cấu tạo Cấu tạo ỉ14a100

M2 Cấu tạo 2500 1500 147 1353 Cấu tạo Cấu tạo Cấu tạo ỉ14a100

MII Cấu tạo 2500 1500 147 1353 Cấu tạo Cấu tạo Cấu tạo ỉ14a100

M M là momen theo 2 phương tác dụng lên móng n là số lượng cọc trong đài

Do khi bố trí đài móng, tâm của đài móng bị lệch khỏi tâm hình học của lõi thang, vì vậy khi dời lực dọc về đúng tâm của đài móng ta cần cộng thêm momen uốn phụ xuất hiện ở 2 phương như sau:

- Chọn gốc tọa độ tại tâm của đài móng, tọa độ tâm hình học của vách lõi thang lấy bằng lệnh Region và Massprop trong AutoCAD là: d x 0177, d y !1.1261

- Momen tính đổi của móng lõi thang là:

M =M +N d = +   − Bảng 6.57 Phản lực đầu cọc của các cọc trong móng F9

Phản lực đầu cọc nhỏ nhất: P i ,min 5 (kN)0Cọc không bị nhổ

Xác định góc ma sát trong trung bình trong các lớp đất trên thân cọc loại B:

+ Đất nền là đất á sét có độ sệt I L = −0.1380.5m 1 =1.2 + Công trình có sơ đồ kết cấu mềm m 2 =1 tc 1 k = là hệ số tin cậy lấy theo 4.6.11 TCVN 9362:2012, xác định các đặc trưng tính toán của đất dựa vào các kết quả thí nghiệm tiếp các mẫu đất tại nơi xây dựng

=   −    + Tổng trọng lượng bản thân của móng khối quy ước:

48021.6 60548.89 16.0 14.5 466.35 (kN/m ) 2057.75 (kN/m ) tc tc mk tb mk t b tc c t

Do khi bố trí đài móng, tâm của đài móng bị lệch khỏi tâm hình học của lõi thang, vì vậy khi dời lực dọc về đúng tâm của đài móng ta cần cộng thêm momen uốn phụ xuất hiện ở 2 phương như sau:

- Chọn gốc tọa độ tại tâm của đài móng, tọa độ tâm hình học của vách lõi thang lấy bằng lệnh Region và Massprop trong AutoCAD là: d x 0177, d y !1.1261

- Momen tiêu chuẩn tính đổi của móng lõi thang là:

117489.7 48021.6 211.1261 10 3 127628.4 (kNm) tc tc tc x x ETABS y tc

= +   Áp lực tiêu chuẩn cực đại dưới đáy móng khối quy ước: (kiểm tra theo mục 4.6.19 TCVN 9362:2012) max

6 6 tc tc tc tc mk y t x mk x mk y mk tc tc c

 Áp lực tiêu chuẩn cực tiểu dưới đáy móng khối quy ước: min

466.35 330.47 135.87 (kN/m2) tc gl p tb bt

2 , tc 0.85 466.35 379.0 74.6 kN/( m ) gl T p tb bt T

Bảng 6.60 Phản lực của các cọc nằm ngoài tháp chống xuyên

Vị trí cọc Pi (kN)

- Chu vi đường bao tính toán của tiết diện ngang tính toán: Dùng lệnh Area trong

AutoCAD để tính chu vi đường bao của tiết diện ngang tính toán, ta được kết quả như sau:

(57120 40820) 10 3 97.94 (m) u= +  − - Diện tích của biên tiết diện ngang tính toán:

A b =  =u h   - Lực chống xuyên thủng do tải tập trung của đài móng:

F =R A =   - Momen quán tính và khoảng cách từ trọng tâm đến điểm xa nhất theo 2 phương của tiết diện ngang tính toán: Dùng lệnh Region và lệnh Massprop trong AutoCAD để tính toán, ta được kết quả như sau:

I b y max 6.15 (m) x max 5.22 (m) y - Momen kháng uốn theo 2 phương của tiết diện ngang tính toán: