Cao ốc văn phòng IDI

!" !" & ượ & # % , * !" & " ! 01 % " ệm ự # % * - $ " ế ế 'ức ( ! # "ền * * 23 ềm / & # !" $ " $ #" $ %&' ớn ất ủ ữ %ế ứ " ) * + # & ) ( !" ' * ( ! " !" ) * - "$ ! ) # * ) * ' & !" @ - & ' , 01 # & # !" 23 * #) / 7) # # ( - $ ( #( ) ' * % & , ) & * ! "( " ! % & # % ' # !" 9:;4 6:?38 * !" ' * ' & " ! * % *$ * & ' " ( A @ ()* " %+)*" %," # ( ! "# !" # $ %&'$( • Bê tông sử dụng cho cầu thang có cấp độ bền B20 (M250) có: " Cường độ tính toán chòu nén Rb = 11500 (KN/m2) " Cường độ tính toán chòu kéo Rk = 880 (KN/m2) " Mô đun đàn hồi Eb = 2,65x107(KN/m2) " Hệ số Poisson = 0,3 ) Cốt thép sử dụng cho cầu thang gồm thép CI, A"I, CII A"II " Cốt thép chòu lực CII, A"II có: o Cường độ chòu kéo tính toán :Rs = 280 (MPa) o Mô đun đàn hồi: Es = 21x104 (MPa) " Cốt thép đai CI, A"I có: o Cường độ chòu kéo tính toán :Rs = 225 (MPa) o Mô đun đàn hồi: Es = 21x104 (MPa) * +!" ,* -, !* / -! h " Xét tỷ số d < ⇒ Liên kết thang với dầm chiếu nghỉ xem liên kết hs khớp " Xét tỷ số hd > ⇒ Liên kết thang với dầm chiếu nghỉ xem liên kết hs ngàm " Bản thang dạng dầm nên ta cắt dãy có bề rộng 1m để tính " Dầm chiếu nghỉ dạng dầm đơn giản */2! ,* +!" ,* -, !* / -! Trong năm gần với phát triển kinh tế, bên cạnh phát triển khoa học công nghệ Đặc biệt đời máy vi tính, người ta xây dựng nhiều chương trình tính toán khác Với trợ giúp máy tính, với phần mềm tính toán kết cấu chuyên dụng ( Sap2000) để xác đònh nội lực từ kết nội lực ta tính toán cốt thép $ %$$ & '& ! "# 73 Mặt mặt cắt cầu thang thể sau: 1000 3000 1200 200 1750 1750 200 1300 200 1300 200 E MẶT CẮT VÀ MẶT BẰNG CẦU TẦNG ĐIỂN HÌNH : " Cầu thang loại cầu thang hai vế dạng bản, chiều cao tầng điển hình 3,5 m " Chiều rộng thân thang l = 1300 mm " Chiều dài nhòp tính toán L0= 4200(mm) " Kích thước bậc thang hb = 170 (mm), lb = 300 (mm) h 170 = 0.567 ⇒ α = 29,50 tgα = b = bb 300 " Chọn sơ chiều dày thang: hs = 140 (mm) $ %$$ & '& ! "# ; < *&'=( !"*> Xác đònh tải trọng: a Tónh tải: Cấu tạo " Đá hoa cương " Vữa lót " Bản sàn BTCT γd (kN/m3) 24 18 25 n 1,1 1,3 1,1 δd (m) 0,02 0,02 0,14 18 1,3 0,015 " Vữa trát: => Tổng tónh tải (trọng lượng thân sàn): gcn = Σγi δi ni = 24 × 0,02 × 1,1 + (0,02 + 0,15)18 × 1,3 + 25 × 0,14 × 1,1= = 5,134 (KN/m2) b Hoạt tải: Theo TCVN 2737 – 1995 “Tiêu chuẩn thiết kế tải trọng tác động” – Mục 15a (bảng 3) quy đònh hoạt tải cầu thang bộ: pc = KN/m2 => Pcn = pc × np = 4×1.2 = 4,80 (KN/m2) => qcn = (gcn + Pcn) = (5,134 + 4,80) = 9,934 ) (KN/m2) ?! * !" b Tónh tải: γd (kN/m3) 24 18 25 n 1,1 1,3 1,1 δd (m) 0,02 0,02 0,14 " Vữa trát: 18 1,3 0,015 " Gạch đinh 18 1,1 0,02 Cấu tạo " Đá hoa cương " Vữa lót " Bản sàn BTCT Chiều dày tương đương lớp thứ I theo phương nghiêng δ tđi: Lớp đá hoa cương: ( l + hb )δ c o s α (0 , + ,1 )0 , × , δ td = b = = 0, 3(m ) lb 0, $ %$$ & '& ! "# Lớp vữa: δ td ( lb + h b )δ lb = Lớp bậc thang: δ td = cos α = (0 , + ,1 ) , × , = 0, 0273(m ) 0,3 hb c o s α 0,1 × , = = 0, 074(m ) 2 => g 'bt = ∑ γ iδ tdi ni = (24×0,0273×1,1+18×(0,0273+ 0,015) ×1,3+18×0,074×1,1+ +25×0,14×1,1) => g’bt = 6,95 (KN/m2) Theo phương đứng là: g 'b 6,95 gbt = = = 7.989 (KN/m2) cos α 0,87 c Hoạt tải: Theo TCVN 2737 – 1995 “Tiêu chuẩn thiết kế tải trọng tác động” – Mục 15a (bảng 3) quy đònh hoạt tải cầu thang bộ: pc = KN/m2 (KN/m2) => Ps = pc x np = × 1,2 = 4,8 Tổng tải trọng tác dụng là: Đối với dầm chiếu nghỉ: qcn = gcn + Ps = 5,134 + 4,8 = 9,934 (KN/m2) Đối với thang: Trọng lượng lan can glc= 0,3 KN/m2 quy tải lan can đơn vò m2 thang: 0, g lc = = 0, 25 (KN/m2) 1, qbt = gbt + glc + Ps = 7,989 + 0,25 + 4,8 = 13,039 (KN/m2) Chọn sơ kích thước dầm chiếu nghỉ, dầm kiềng cầu thang: 2800 L h= = = 250 mm (10 ÷ 13) (10 ÷ 13) h b= = 200 mm (2 ÷ 3) Nhòp tính toán thang: L0 = L1 + L2 Các trò số L2 = m; L1 = 1,2 m $ %$$ & '& ! "# @ A 1:9 !* B ?! * !" " Nhòp tính toán L0 = L1 + L2 = 3000 +1200 = 4200 (mm) • Sơ đồ tính toán: " Cắt dãy có bề rộng b = m để tính h 250 < ⇒ Liên kết thang với dầm chiếu nghỉ xem " Xét tỷ số d = hs 140 liên kết khớp " Chọn sơ đồ tính toán: " Kết nội lực giải phần mềm tính toán kết cấu chuyên dụng (Sap2000) 9,934KN/m 13,035KN/m RA=39,22 KN RB=34,33 KN Mn =0,7 x 39,89 = 27,923 KNm Mg = 0,4x 39,89 = 15,956 KNm B 34.33KN 15.73KN 39.89 KNm 33.88 KN BIỂU ĐỒ MOMENT VÀ LỰC CẮT $ %$$ & '& ! "# Bêtông sử dụng Cốt thép sử dụng: B20 – Rb = 11,5 Mpa φ ≤ 10 " AI – Rs= 225 MPa φ>10 " AII – Rs= 280 MPa M γ b R b bho ξ γ b R b b ho As = Rs ; αm = ; µ= As % bho Tiết diện Moment (KNm) h0 (cm) αm ξ Astt (cm2 ) Nhòp 27,923 12,5 0,155 0,17 8,718 Gối 15,956 12,5 0,089 0,093 5,95 µ max = => µ $ ξ = − − 2α m AI max As chọn (cm2 ) φ12a125 – As=9,05 φ10a130 – As=6,04 ξ R γ b Rb × 100 % Rs 0,623 × 11,5 = × 100 % = 3,18 % 225 %$$ & '& ! "# 13,035 KN/m " Chọn sơ đồ tính toán: " Vì cầu thang đối xứng nên kết tính toán vế tương tự vế " Kết nội lực giải phần mềm tính toán kết cấu chuyên dụng (Sap2000) " Tính cốt thép cho thang ta áp dụng công thức dầm chòu uốn: 9,934KN/m RA=39,22 KN RB=34,33 KN Mn =0,7 x 39,89 = 27,923 KNm Mg = 0,4x 39,89 = 15,956 KNm B 39,89 KNm Bêtông sử dụng B20 – Rb = 11,5 Mpa Cốt thép sử dụng: φ ≤ 10 " AI – Rs= 225 MPa φ>10 " AII – Rs= 280 MPa M αm = γ b R b bho 33,88 KN 34,33 KN ξ = − − 2α m ξ γ b R b b ho As = µ= Tiết diện Nhòp Gối $ 15,73 KN BIỂU ĐỒ MOMENT VÀ LỰC CẮT Rs As % bho Moment (KNm) 27,923 15,956 h0 (cm) 12,5 αm ξ Astt (cm2 ) 0,155 0,17 8,718 0,089 0,093 5,95 12,5 %$$ & '& As chọn (cm2 ) φ12a125 – As=9,05 φ10a130 – As=6,04 ! "# µ max = => µ ) AI max ξ R γ b Rb × 100 % Rs 0,623 × 11,5 = × 100 % = 3,18 % 225 !* C DE *&'=( !"*> Tải trọng tác dụng gồm: " Trọng lượng thân dầm: g d = b d (h d − h s )n.γ b = 0,2 (0,25 " 0.14) × 1.1 × 25 = 0,605 (KN/m2) " Trọng lượng tường xây dầm: g t = b t h t nγ t = 0,2 × 1,75 × 1.1 × 18 = 6.93 (KN/m2) " Do thang truyền vào, phản lực gối tựa B D vế vế quy dạng phân bố đều: R R Vế 1: B ; vế 2: E m m " Tổng tải trọng tác dụng lên dầm chiếu nghỉ: qd = gd + gt + RB = 0,605 + 6,93 + 34,33 = 41,91 (KN/m) BIỂU ĐỒ MOMENT VÀ LỰC CẮT " Nhòp tính toán L3 = 2,8 (m) " Chọn sơ đồ tính toán: " Kết nội lực giải phần mềm tính toán kết cấu chuyên dụng (Sap2000) " Tính cốt thép cho dầm chiếu nghỉ dầm chòu uốn ta áp dụng công thức: M= 42,3 KN/m2 Q=60,42 KN Bêtông sử dụng Cốt thép sử dụng: B20 – Rb = 11,5 Mpa φ ≤ 10 " AI – Rs= 225 MPa φ>10 " AII – Rs= 280 MPa M γ b R b bho ξ γ b R b b ho As = Rs ; αm = $ %$$ ; & '& ξ = − − 2α m µ= As % bho ! "# Tiết diện Nhòp Gối Moment (KNm/m) 42,3 h0 (m) 0,215 " αm ξ 0,08 " 0,083 " Astt (cm2 ) 7,331 " As chọn (cm2 ) 3φ18 – As=7,635 2φ12 – As =2,262 !"# !$ %"&' Lực cắt Qmax = 60,42 KN Chọn đai φ6 với aSW= 0.283 cm2, đai nhánh: n = ⇒ ASW = 2×0.283 = 0.5665 cm2; RSW = 175Mpa ; Rbt=0,9MPa × ϕ b × (1 + ϕ f + ϕ n ) × γ b × Rbt × b × h0 × Rsw × Asw S tt = Q2 => Stt = S max = × × 1× 0,9 × 200 × 2152 175 × 0,5665 ×102 = 180,8mm = 18,1cm (60, 42 ×10 ) φb (1 + φn ) Rbt bh02 Q = 1,5 × (1 + 0) × 0,9 × 200 × 2152 × 10−1 = 20, 66cm 60, 42 ×103  h 250  = 125  = Sct =  2  h ≤ 450 150  Chọn s = min( stt, smax, sct ) tiện cho việc thi công ta chọn s = 15 cm Kiểm tra: φb = − 0, 01γ b Rb = − 0, 01×11,5 = 0,885 Es × Aw 210 × 0, 283 φw1 = + = 1+ = 1, 04 Eb × b × s 27 × 20 ×15 Q max = 60, 42 < 0,3φbφw1γ b Rbt bho = 0,3 × 0,89 ×1, 04 × 1× × 103 × 0, × 0, 215 = 107,462 KN Vậy cốt đai sử dụng φ6a150 đảm bảo khả chòu lực cắt lớn dầm Qmax không cần tính toán cốt xiên $ %$$ & '& ! "# $ %$$ & '& 117 ! "# ) < 93 " G " Do ta chọn chiều cao đài theo điều kiện tuyệt đối cứng nên không cần kiểm tra điều kiện xuyên thủng đài h0 = Bd − bc 3.6 − 0,7 = = 1,45m 2 h0 = Ld − ac 3.6 − 0,7 = = 1,45m 2 Chọn h0 = 1,5m $ %$$ & '& 118 ! "# * • Tính cốt thép theo phương I"I M = 0, 65 ( P2 + P4 ) = 0, 65 × × 1194.5 = 1552.85( KN m) As1 = M 1152.85 ×104 = = 30.5cm2 0,9 × R s ×ho 0,9 × 280000 ×1,5 Chọn 16d16a200 có Aa = 32.176cm2 • Tính cốt thép theo phương II"II: M = 0, 65 ( P2 + P1 ) = 0, 65 (1194.5 + 1182.26 ) = 1545( KNm) As = M 1545 ×104 = = 40.87cm 0,9 × R s ×ho 0,9 × 280000 ×1,5 Chọn 16d18a200 có Aa = 40.72cm2 $ %$$ & '& 119 ! "# ; J 3) c H3 3^ H C4 C12 I H EI I 3L H EI k^ H kL I H I Tính toán 4287.6 8.88 64.5 42.9 94.3 Tiêu chuẩn 3573 7.4 54 33 79 Tính toán 5980.2 8.69 83.93 61.7 108.2 Tiêu chuẩn 4801.75 7.24 70 51.4 90.2 Ta dùng cặp dùng để tính toán, hai cặp nội lực lại dùng để kiểm tra khả chòu tải trọng ngang móng • Xác đònh số lượng cọc móng nc = 1,3 N tt 5980.2 = 1,3 × = 4.86 Pc 1600 Vậy ta chọn cọc • Bố trí cọc : + Khoảng cách từ tâm cọc biên đến mép đài cọc 0.8 m + Móng M2 gồm cọc bố trí sau : $ %$$ & '& 120 ! "# • Sơ chọn kích thước đài cọc: + Chiều dài đài: Ld = 5600mm + Chiều rộng đài : Bd = 3600mm < 93 D Khi cọc làm việc nhóm tác dụng ảnh hưởng lẫn làm cho khả chòu tải cọc giảm sức chòu tải cọc giảm so với cọc làm việc riêng lẻ Nhưng với số lượng cọc ít, đơn giản ta dùng công thức FIELD để xác đònh E , với số lượng cọc E = 77% = 0,77 " Khối lượng móng khối quy ước móng đáy đài: Wqu = Bd Ld hm γ tb' = 5.6 × 3.6 × × (22 − 10) = 726( KN ) " Tải trọng tác dụng: N dtt = N1tt + Wqu = 5980.2 + 726 = 6706.2( KN ) M tt x = 8.69( KN m ) M tt y = 83.93( KN m) " Ở ta không đưa giá trò lực ngang Hmax vào đáy đài nguyên tắc móng cọc đài thấp, nghóa với chiều sâu hm chọn áp lực bò động Pp đất cân với áp lực ngang Hmax không tác dụng " Tọa độ đầu cọc : x1 = x = −2 x = x5 = x3 = x6 = ∑x i = 2.x12 + 2.x 22 = 2.(− ) + 2.2 = 16 y1 = y = y3 = y = y = y = −1 ∑y i = y12 + y 32 = 3.12 + 3.12 = " Tải trọng bình quân tác dụng lên đầu cọc (dời lực từ chân cột trọng tâm đáy đài cọc " Vì Mx nhỏ nên bỏ qua Mx N dtt 6706.2 = = 1117.7( KN ) n 83.93 × (1) P1 = P2 = P3 = 1117.7 + = 1131.7( KN ) Ptb = $ %$$ & '& 121 ! "# P4 = P5 = P6 = 1117.7 + 83.93 × ( −1) = 1103.7( KN ) Pmax = P3 = 1131.7( KN ) Pmin = P4 = 1103.7( KN ) Xét Pmax = 1131.7( KN ) < E.Pc = 0, 77 x1600 = 1232( KN ) (thỏa) < Pmin = 1103.7( KN ) Cọc không bò nhổ - < 93 Để kiểm tra áp lực mũi cọc ta dùng tải trọng tiêu chuẩn N tc = 4801.75( KN ) M xtc = 7.24( KNm) M ytc = 70( KNm) " Xác đònh móng khối quy ước mũi cọc " Tính ϕtb ma sát lớp đất bên hông cọc ϕ tb = ϕ L2 + ϕ L3 + ϕ L4 + ϕ L5 L2 + L3 + L4 + L5 4.1 × 33'+4.5 × 12 49'+9.8 × 16 52'+1.6 × 30 09' = 12 = 4.1 + 4.5 + 9.8 + 1.6 ϕ tb = 12° = 3o Ta có L' = 5.6 − = 4.6m B' = 3.6 − = 2.6m ϕ  Lm = L'+2.∑ Li tg   = 4.6 + × 20 × tg 3° = 6.7m 4 ϕ  Bm = B '+2.∑ Li tg   = 2.6 + × 20 × tg (3° ') = 4.7 m 4 " Trọng lượng móng khối quy ước ( ) Wqu = Lm Bm Z m γ tb = 6.7 × 4.7 × 23( 22 − 10) = 8691( KN ) " Tải trọng đưa xuống mũi cọc: N mtc = N tc + Wqu = 4801.75 + 8691 = 13493KN ) M xtc = 7.24( KNm) M ytc = 70( KNm) $ %$$ & '& 122 ! "# " Áp lực trung bình mũi cọc N mtc 13493 = = 428.5( KN / m ) Bm Lm 6.7 × 4.7 p tb = " Độ lệch tâm : ex = M ytc N tc m = 70 = 0, 0052m 13493  6.ey Pmax = Ptb 1 + Lm    × 0.0052   = 428.5 × 1 +  = 440kPa 6.7     6.e y Pmin = Ptb 1 − Lm   × 0.002   = 434 × 1 −  = 428kPa    Như độ lệch tâm nhỏ nên ta không cần phải tính Pmax ,Pmin mà cần tính giá trò trung bình Ptb " Tải trọng tiêu chuẩn mũi cọc ( m1.m2 A.Bm γ II' + B.Z m γ I' + D.c k tc R tc = ) " Tại mũi cọc ta có ϕ = 21054’ tra bảng ta ⇒ A = 0.60; B = 3.42; D = 6.09 γ II' = 10,5kN / m dung trọng đất mũi cọc có xét đến đẩy γ I' = 4.1 × 4.8 + 4.5 × 9.3 + 9.8 × 10.1 + 1,6 × 11 = 8,91( KN / m ) (4.1 + 4.5 + 9.8 + 1.6) " Chọn m1 = 1,2 ; m2 = 1,1 ; ktc = 1,1 " C = 11KN/m2 R tc = 1,2 × 1,1 × (0,6 × 3.85 × 10,5 + 3.42 × 23.3 × 8.91 + 6.09 × 11) = 961.5( KN / m ) 1,1 Pmax = 440( KN / m ) < R tc = 961.5( KN / m ) (thỏa) " Tính ứng suất trọng lượng thân σ 0bt = γ '.Z m = 203.78( KN / m ) " Chia lớp mũi cọc dày 1.2 m σ 1bt = σ 0bt + γ 6' h = 203.78 + 10,5 × 1.2 = 216.38( KN / m ) σ 2bt = σ 1bt + γ 6' h = 216.38 + 10,5 × 1.2 = 228.98( KkN / m ) σ 3bt = σ 2bt + γ 6' h = 228.98 + 10,5 × 1.2 = 241.58( KN / m ) σ 4bt = σ 3bt + γ 6' h = 241.58 + 10,5 × 1.2 = 254.18( KN / m ) $ %$$ & '& 123 ! "# σ 5bt = σ 4bt + γ 6' h = 254.18 + 10,5 × 1.2 = 266.78( KN / m ) σ 6bt = σ 5bt + γ 6' h = 266.78 + 10,5 × 1.2 = 279.38( KN / m ) σ 7bt = σ 6bt + γ 7' h = 279.38 + 10,5 × 1.2 = 291.98( KN / m ) " Ứng suất gây lún mũi cọc σ 0gl = p tb − σ 0bt = 434 − 204 = 230( KN / m ) L 6.7 = = 1.4 B 4.7 : 1.2 Z = = 0.25 =>k0 = 0,94 Bm 4.7 σ 1gl = k σ 0gl = 0,94 × 230 = 216.2( KN / m ) &: 2.4 Z = = 0.5 =>k0 = 0,765 Bm 4.7 σ 2gl = k σ 0gl = 0,765 × 230 = 175.95( KN / m ) -: Z 3.6 = = 0,76 =>k0 = 0,56 Bm 4.7 σ 3gl = k σ 0gl = 0,56 × 230 = 128.8( kN / m ) ): Z 4.8 = = 1.02 =>k0 = 0,402 B m 4.7 σ 4gl = k σ 0gl = 0,402 × 230 = 92.46( KN / m ) *: Z = = 1.27 =>k0 = 0,3055 B m 4.7 σ 5gl = k σ 0gl = 0,3055 × 230 = 70.3( KN / m ) ,: 7.2 Z = = 1.53 =>k0 = 0,2275 Bm 4.7 σ 6gl = k σ 0gl = 0,2275 × 230 = 52.3( KN / m ) $ %$$ & '& 124 ! "# ': 8.4 Z = = 1.8 =>k0 = 0,17 Bm 4.7 σ 7gl = k σ 0gl = 0,17 × 230 = 39.( KN / m ) Ta có : 0,2.σ 6bt = 0,2 × 203.78 = 40.7( KN / m ) > σ 6gl = 39( KN / m ) nên ta ngừng tính lún vò trí 230 39 + 216.2 + 175.95 + 128.8 + 92.46 + 70.3 + 52.3 + ) 2 = 1044.6 (KN/m) β 0,8 × 1044.6 = 0,049m = 4,9cm S = o ∑ σ tbigl hi = Eo 17185 S = 4,9cm < S gh = 8cm ∑σ gl tbi hi = 1.2 × ( [ ] Với : * E0 môdun biến dạng lớp thứ i Với lớp đất pha ⇒ E0 = 17185(KPa ) * β = $ %$$ & '& 125 ! "# $ %$$ & '& 126 ! "# ) < 93 " G " Do ta chọn chiều cao đài theo điều kiện tuyệt đối cứng nên không cần kiểm tra điều kiện xuyên thủng đài h0 = Bd − bc 3.6 − 0,7 = = 1,45m 2 h0 = Ld − ac 5.6 − 0,8 = = 2,4m 2 Chọn h0 = 2,4m * $ %$$ & '& 127 ! "# • Tính cốt thép theo phương I"I M = 1, ( P3 + P6 ) = 1, × (1131.7 + 1103.7) = 3576.64( KN m) As1 = M 3576, 64 × 104 = = 59.14cm2 0,9 × R s ×ho 0,9 × 280000 × 2, Chọn 18d22a200 có Aa = 68.4cm2 • Tính cốt thép theo phương II"II: M = 0, ( P2 + P1 + P3 ) = 0, ×1131.7 × = 2037.06( KNm) As = M 2037,56 ×104 = = 33.68cm 0,9 × R s ×ho 0,9 × 280000 × 2, Chọn 16d18a200 có Aa = 45.8cm2 $ %$$ & '& 128 !" :BC DCEF> : -." %+)/" 0" '1&" 3" &" 4)5 " , 9% :" *+ ;