Thuyết Minh Đồ Án Tốt Nghiệp - Nhật Quang - Thầy Phan Trường Sơn

ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP ĐỀ TÀI: CHUNG CƯ LUCKY TOWER

GVHD: TS.PHAN TRƯỜNG SƠN Trang 1

SVTH: NGUYỄN THẮNG NHẬT QUANG

MỤC LỤC

CHƯƠNG 1: KHÁI QUÁT VỀ KIẾN TRÚC CÔNG TRÌNH ........................................ 12

1.1. GIỚI THIỆU VỀ CÔNG TRÌNH ............................................................................... 12

1.1.1. Mục đích xây dựng công trình ............................................................................. 12

1.1.2. Vị trí và đặc điểm công trình ............................................................................... 13

1.1.3. Quy mô công trình .............................................................................................. 15

1.1.4. Vị trí giới hạn công trình ..................................................................................... 18

1.1.5. Công năng công trình .......................................................................................... 18

1.2. CÁC GIẢI PHÁP KIẾN TRÚC CỦA CÔNG TRÌNH ............................................... 19

1.2.1. Giải pháp mặt bằng ............................................................................................. 19

1.2.2. Giải pháp giao thông trong công trình.................................................................. 19

1.3. GIẢI PHÁP KẾT CẤU CỦA KIẾN TRÚC ............................................................... 19

1.4. CÁC GIẢI PHÁP KỸ THUẬT KHÁC ...................................................................... 20

1.4.1. Hệ thống điện ...................................................................................................... 20

1.4.2. Hệ thống cấp nước .............................................................................................. 20

1.4.3. Hệ thống thoát nước ............................................................................................ 21

1.4.4. Hệ thống thống gió .............................................................................................. 21

1.4.5. Hệ thống chiếu sáng ............................................................................................ 21

1.4.6. Hệ thống phòng cháy chữa cháy .......................................................................... 21

1.4.7. Hệ thống chống sét .............................................................................................. 21

1.4.8. Hệ thống thoát rác ............................................................................................... 21

CHƯƠNG 2: LỰA CHỌN GIẢI PHÁP KẾT CẤU ......................................................... 23

2.1. GIẢI PHÁP VẬT LIỆU............................................................................................. 23

2.2. BỐ TRÍ HỆ KẾT CẤU CHỊU LỰC ........................................................................... 24

2.3. LỰA CHỌN SƠ BỘ KÍCH THƯỚC TIẾT DIỆN CÁC CẤU KIỆN .......................... 24

2.3.1. Sơ bộ chiều dày sàn ............................................................................................. 24




2.3.2. Sơ bộ chọn tiết diện vách và lõi thang máy .......................................................... 25

2.3.3. Sơ bộ chiều dày sàn và tường tầng hầm ............................................................... 27

CHƯƠNG 3: TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG ......................................................................... 29

3.1. CƠ SỞ TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG ........................................................................... 29

3.2. TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG CHO CÔNG TRÌNH ...................................................... 29

3.2.1. Tĩnh tải tác dụng lên sàn ...................................................................................... 29

3.2.2. Hoạt tải tác dụng lên sàn ..................................................................................... 33

3.2.3. Đặc trưng động học công trình ............................................................................ 33

3.2.4. Tải trọng gió........................................................................................................ 43

3.2.5. Tải trọng động đất ............................................................................................... 55

3.2.6. Tổ hợp tải trọng ................................................................................................... 67

3.3. CÁC GIẢ THIẾT KHI TÍNH TOÁN CHO MÔ HÌNH CÔNG TRÌNH ..................... 83

3.4. PHƯƠNG PHÁP XÁC ĐỊNH NỘI LỰC ................................................................... 92

CHƯƠNG 4: THIẾT KẾ TÍNH TOÁN CẦU THANG BỘ TẦNG 3 BẰNG MÔ HÌNH 3D

............................................................................................................................................ 93

4.1. SỐ LIỆU TÍNH TOÁN .............................................................................................. 93

4.1.1. Kích thước sơ bộ ................................................................................................. 93

4.1.2. Tải trọng ............................................................................................................. 94

4.2. MÔ HÌNH 3D BẢN THANG .................................................................................... 98

4.3. KẾT QUẢ NỘI LỰC ................................................... Error! Bookmark not defined.

4.3.1. MÔ HÌNH 3D CẦU THANG BỘ VÀO CÔNG TRÌNH...................................... 98

4.3.2. MÔ HÌNH 3D SAU KHI XUẤT MÔ HÌNH SANG SAPError! Bookmark not

defined.

4.4. TÍNH TOÁN CỐT THÉP ........................................................................................ 102

4.5. TÍNH TOÁN DẦM THANG ................................................................................... 104

4.5.1. Moment và lực dọc của dầm .............................................................................. 104




4.5.2. Tính cốt thép dọc ............................................................................................... 104

4.5.3. Tính cốt thép đai ............................................................................................... 104

4.6. KẾT QUẢ CHUYỂN VỊ ......................................................................................... 106

CHƯƠNG 5: TÍNH TOÁN BỂ NƯỚC MÁI BẰNG MÔ HÌNH 3D ĐỂ CHỌN THÉP BỐ

TRÍ ................................................................................................................................... 108

5.1. LỰA CHỌN MÔ HÌNH .............................................. Error! Bookmark not defined.

5.2. KIẾN TRÚC ................................................................ Error! Bookmark not defined.

5.3. SỐ LIỆU TÍNH TOÁN ............................................................................................ 108

5.3.1. Kích thước sơ bộ ............................................................................................... 108

5.3.2. Vật liệu ............................................................................................................. 110

5.3.3. Tải trọng ........................................................................................................... 110

5.4. TÍNH TOÁN NỘI LỰC ĐÁY BẰNG MÔ HÌNH KHÔNG GIAN VỚI PHẦN MỀM

SAP .................................................................................... Error! Bookmark not defined.

5.5. Tải trọng và tổ hợp tải trọng..................................................................................... 114

5.5.1. Các trường hợp tải trọng tác dụng lên hồ nước mái ............................................ 114

5.5.2. Momen trong bản nắp, bản đáy, bản thành. ........................................................ 117

5.6. TÍNH TOÁN CỐT THÉP ........................................................................................ 128

5.6.1. Tính toán cốt thép bản nắp................................................................................. 128

5.6.2. Tính cốt thép bản thành ..................................................................................... 129

5.6.3. Tính cốt thép bản đáy ........................................................................................ 130

5.6.4. Tính cốt thép dầm nắp và đáy ............................................................................ 131

5.6.5. Tính cốt thép đai ............................................................................................... 133

5.6.6. Bố trí cấu tạo cốt treo ........................................................................................ 136

5.7. TÍNH TOÁN CỘT: ................................................................................................. 137

5.8. Kiểm tra độ võng ..................................................................................................... 138

5.8.1. Kiểm tra độ võng bản nắp và bản đáy ................................................................ 138




5.9. KIỂM TRA NỨT BẢN THÀNH VÀ BẢN ĐÁY .................................................... 139

5.9.1. Cơ sở lý thuyết .................................................................................................. 139

5.9.2. Tính nứt bản thành và bản đáy ........................................................................... 142

CHƯƠNG 6: QUY TRÌNH TÍNH TOÁN SÀN PHẲNG BÊ TÔNG ỨNG LỰC TRƯỚC

CĂNG SAU .............................................................................. Error! Bookmark not defined.

6.1. KHÁI NIỆM CHUNG VỀ SÀN BÊ TÔNG ƯLT ........ Error! Bookmark not defined.

6.2. QUAN NIỆM THIẾT KẾ CÁC DẠNG SÀN BÊ TÔNG ƯLTError! Bookmark not

defined.

6.2.1. Sàn bê tông ứng lực trước môt phương .................. Error! Bookmark not defined.

6.2.2. Sàn hai phương và sàn phẳng đơn giản .................. Error! Bookmark not defined.

6.3. CÁC PHƯƠNG PHÁP TÍNH TOÁN NỘI LỰC SÀN PHẲNG BÊ TÔNG ƯLT Error!

Bookmark not defined.

6.3.1. Phương pháp khung tương đương .......................... Error! Bookmark not defined.

6.3.2. Phương pháp phần tử hữu hạn ............................... Error! Bookmark not defined.

6.4. MÔ HÌNH CÁP ỨNG LỰC TRƯỚC .......................... Error! Bookmark not defined.

6.4.1. Quỹ đạo cáp ứng lực trước .................................... Error! Bookmark not defined.

6.4.2. Tính toán tải trọng tương đương do cáp ................. Error! Bookmark not defined.

6.5. KHẢ NĂNG CHỐNG CẮT CỦA BẢN ...................... Error! Bookmark not defined.

6.5.1. Trạng thái phá hoại của sàn hai phương do lực cắt . Error! Bookmark not defined.

6.5.2. Kiểm tra và thiết kế khả năng chịu cắt của bản sàn Error! Bookmark not defined.

6.6. ĐỘ VÕNG CỦA SÀN ................................................. Error! Bookmark not defined.

6.7. MỘT SỐ YÊU CẦU VỀ CẤU TẠO ............................ Error! Bookmark not defined.

6.7.1. Cốt thép thường cấu tạo ......................................... Error! Bookmark not defined.

6.7.2. Bố trí cáp trong sàn ............................................... Error! Bookmark not defined.

6.8. QUY TRÌNH TÍNH TOÁN SÀN PHẲNG BÊ TÔNG ƯLTError! Bookmark not

defined.




CHƯƠNG 7: LÝ THUYẾT PHÂN TÍCH ẢNH HƯỞNG CỦA ỨNG LỰC TRƯỚC

TRONG THIẾT KẾ KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG (KHÔNG XÉT ĐẾN BÀI TOÁN KẾT

CẤU TRONG GIAI ĐOẠN THI CÔNG .......................................................................... 78

7.1. ĐẶT VẤN ĐỀ ........................................................................................................... 78

7.1.1. Trường hợp 1 ...................................................................................................... 78

7.1.2. Trường hợp 2 ...................................................................................................... 79

7.2. QUY TRÌNH THIẾT KẾ ........................................................................................... 80

7.3. MỘT SỐ LƯU Ý KHI XÉT ẢNH HƯỞNG THÀNH PHẦN ỨNG LỰC TRƯỚC

TRONG KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG ............................................................................ 81

CHƯƠNG 8: THIẾT KẾ SÀN TẦNG 3 - 18 .................................................................. 146

8.1. SỐ LIỆU TÍNH TOÁN ............................................................................................ 146

8.1.1. Tiêu chuẩn thiết kế ............................................................................................ 146

8.1.2. Lựa chọn vật liệu ............................................................................................... 146

8.2. LỰA CHỌN THÔNG SỐ CÁP ............................................................................... 148

8.2.2. Lựa chọn tải trọng cân bằng của ứng lực trước trong sàn ................................... 150

8.2.3. Tổ hợp tải trọng ................................................................................................. 150

8.3. LỰA CHỌN THÔNG SỐ CÁP ............................................................................... 153

8.4. TÍNH TỔN HAO ỨNG SUẤT ................................................................................ 157

8.5. CAO ĐỘ CÁP ......................................................................................................... 158

8.6. MÔ HÌNH KẾT CẤU VÀ CHIA DẢI SÀN THEO KHUNG TƯƠNG ĐƯƠNG ..... 159

8.7. KIỂM TRA ỨNG SUẤT CỦA SÀN PHẲNG BÊ TÔNG ƯLT ............................... 161

8.8. KIỂM TRA NỨT .................................................................................................... 182

8.9. KIỂM TRA CHUYỂN VỊ CỦA SÀN DỰ ỨNG LỰC ............................................. 182

8.10. TINH CỐT THEP THƯỜNG GIA CƯỜNG .......................................................... 184

8.10.1. Tại các gối tựa A, B, C, D. .............................................................................. 184

8.10.2. Tại nhịp ............................................................... Error! Bookmark not defined.




8.11. KIỂM TRA ĐIỀU KIỆN CHỌC THỦNG (KHẢ NĂNG CHỊU LỰC CẮT CỦA SÀN)

....................................................................................................................................... 184

1.1.1. Kiểm tra chọc thủng tại vách biên...................................................................... 186

1.1.2. Kiểm tra chọc thủng tại vách giữa ..................................................................... 187

CHƯƠNG 9: THIẾT KẾ VÀ CẤU TẠO KHUNG VÁCH – LÕI ................................. 189

9.1. TỔNG QUAN VỀ LÕI - VÁCH .............................................................................. 189

9.2. Lý thuyết tính toán ................................................................................................... 189

9.2.1. Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi ............................................................. 190

9.2.2. Phương pháp giả thuyết vùng biên chịu moment................................................ 192

9.2.3. Phương pháp cổ điển ......................................................................................... 194

9.2.4. Phương pháp biểu đồ tương tác ......................................................................... 195

9.2.5. Kết luận ............................................................................................................ 195

9.3. Tính toán vách cứng công trình ................................................................................ 196

9.3.1. Vách C2 (Vách chữ nhật) .................................................................................. 196

9.3.2. Vách D2 (Vách chữ T) ...................................................................................... 203

9.3.3. Vách D1 (Vách chữ L) ...................................................................................... 209

9.4. Tính toán lõi công trình............................................................................................ 215

9.4.1. Tính toán vách (Pier) ......................................................................................... 215

9.4.2. Tính toán dầm cao – Spandrel (Deep Beam) ...................................................... 222

CHƯƠNG 10: TÍNH TOÁN THIẾT KẾ MÓNG ........................................................... 235

10.1. GIỚI THIỆU CÔNG TRÌNH ................................................................................. 235

10.2. GIỚI THIỆU ĐỊA CHẤT CÔNG TRÌNH .............................................................. 235

10.3. TỔNG HỢP SỐ LIỆU TÍNH MÓNG .................................................................... 237

10.4. LỰA CHỌN GIẢI PHÁP NỀN MÓNG ................................................................. 239

10.5. CƠ SỞ TÍNH TOÁN ............................................................................................. 242

10.5.1. Các giả thiết tính toán ...................................................................................... 242




10.5.2. Tải trọng ......................................................................................................... 243

10.5.3. Cấu tạo đài ...................................................................................................... 244

10.5.4. Sơ bộ chiều sâu đáy đài và cách kích thước ..................................................... 244

10.5.5. Cấu tạo cọc...................................................................................................... 245

10.5.6. Tính toán móng M1 ( Vách chữ nhật C2 và B2)............................................... 253

TÀI LIỆU THAM KHẢO

Cơ sở thực hiện

Căn cứ Nghị Định số16/2005/NĐ -CP, ngày 07/02/2005 của Chính Phủ về quản lý dự

án đầu tư xây dựng.

Căn cứ Nghị Định số 209/2004/NĐ -CP, ngày 16/12/2004 về quản lý chất lượng công

trình xây dựng.

Căn cứ thông tư số 08/2005/TT-BXD , ngày 06/05/2005 của Bộ Xây Dựng về thực hiện

Nghị Định số16/2005/NĐ - CP.

Các tiêu chuẩn quy phạm hiện hành của Việt Nam.

Tiêu chuẩn việt nam

[1] TCXD 198–1997: Nhà cao tầng–Thiết kế kết cấu bê tông cốt thép.

[2] TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn thiết kế.

[3] TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của tải trọng gió.

[4] TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép–Tiêu chuẩn thiết kế.

[5] TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất.

[6] TCVN 205–1998: Móng cọc–Tiêu chuẩn thiết kế.

[7] TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình.

[8] TCXD 33-1985: Tiêu chuẩn thiết kế Cấp nước – Mạng lưới bên ngoài công trình.

[9] TCVN 2622-1995: Yêu cầu thiết kế phòng cháy chống cháy cho nhà và công

trình.




[10] TCVN 9351-2012: Đất xây dựng – Phương pháp thí nghiệm hiện trường thí

nghiệm xuyên tiêu chuẩn SPT

Sách tham khảo

[11] Võ Bá Tầm (2014), Kết cấu Bê tông cốt thép, tập 3 cấu kiện đặc biệt. Nhà xuất

bản đại học Quốc gia TP.Hồ Chí Minh.

[12] Võ Bá Tầm (2010), Kết cấu Bê tông cốt thép, tập 2 cấu kiện nhà cửa. Nhà xuất

bản đại học Quốc gia TP.Hồ Chí Minh.

[13] PGS.TS.Phan Quang Minh (2008), Kết cấu bê tông cốt thép - Phần cấu kiện cơ

bản.

[14] Gs.Ts.Nguyễn Đình Cống (2006),Tính toán thực hành cấu kiện bê tông cốt thép

thép tiêu chuẩn TCVN 356-2005.

[15] Vũ Mạnh Hùng (2008), Sổ tay thực hành kết cấu công trình.

[16] PGS.TS.Lê Thanh Huấn chủ biên (2007), Kết cấu Bê tông ứng lực trước căng

sau trong nhà nhiều tầng.

[17] Nhà xuất bản xây dựng (2005), Kết cấu bê tông ứng suất trước – chỉ dẫn thiết kế

theo TCXDVN 356-2005.

[18] Gs.Ts.Nguyễn Đình Cống (2010), Tính toán tiết diện cột bê tông cốt thép.

[19] Ks. Nguyễn Tuấn Trung và ThS. Võ Mạnh Hùng (2009), Phương pháp tính vách

cứng. bộ môn công trình BTCT- ĐH xây dựng Hà Nội biên soạn.

[20] Châu ngọc ẩn (2007), Nền móng. NXB ĐH Quốc gia Tp.HCM

[21] GSTS. Nguyễn Văn Quảng (2008), Nền móng và tầng hầm nhà cao tầng.

[22] Viện khoa học công nghệ (2008), Thi công cọc Khoan Nhồi, NXB Xây dựng

[23] Châu Ngọc Ẩn (2005), Cơ học đất, NXB Đại học Quốc gia TP. Hồ Chí Minh

[24] Nguyễn Văn Quảng (2007), Nền móng Nhà cao tầng, NXB Khoa học Kỹ thuật.

[25] NXB Bộ xây dựng viện khoa học và công nghệ xây dựng (2006), Hướng dẫn

thiết kế kết cấu nhà cao tầng bê tông cốt thép chịu động đất theo TCXDVN 375:2006,

[26] Võ Phán (2012), Các Phương pháp khảo sát hiện trường và thí nghiệm đất trong

phòng, NXB Đại Học Quốc Gia Tp. Hồ Chí Minh




[27] Võ Phán (2013), Phân tích và tính toán móng cọc, NXB Đại Học Quốc Gia TP.Hồ

Chí Minh

[28] NXB Bộ Xây Dựng (2004), Cấu tạo bê tông cốt thép, Công ty tư vấn xây dựng

dân dụng Việt Nam.

Tiêu chuẩn nước ngoài.

[29] ACI 318M-11

[30] ASTM A416

[31] JIS A5337-1982.

Tài liệu tiếng anh.

[32] American Concrete Institute (2008), Building Code Requirement for Structural

Concrete (ACI 318M-08) and Commentary

[33] Concrete society – Technical Report No 43 (1994), Post – tensioned Concrete

Floors – Design Handbook 1st Ed.

[34] Post-Tensioning Institute (2006), Post-Tensioning Manual 6th Ed.

[35] Robert Park, William L. Gamble (2000), Reinforced Concrete Slabs 2nd Ed.

[36] Sami Khan Martin Williams (1995), Post – Tensioned Concrete Floors.

[37] Biịan O. Aalami (1999), Design Fundamentals of Post – tensioned Concrete

Floors , Post-Tensioning Institute.

[38] Biịan O. Aalami (2008), Deflection Concrete Floors Systems for Serviceability,

Technical Note - Adapt.

[39] Design Fundamentals of Post – tensioned Concrete Floors Bungale S. Taranath,

Mc Graw Hill (1988), Structural Analysis and Design of Tall Buildings.

[40] The Institution of Structural Enginners (2006), Manual for the design of concrete

building structures to Eurocode 2.

[41] Properties of Concrete for use in Eurocode 2 (2008), The Concrete Center

[42] VSL Prestressing (Aust) Pty Ltd (2002), VSL Construction Systems.

[43] Burt Look (2007), Handbook of Geotechnical Investigation and Design Table.

[44] Jont D. Holmes (2007),Wind loading structures – Second Edition.




[45] Ove Arup & Partners (1984), Design of Deep Beam in Reinforced Concrete

CRIA 2 OA

Hồ sơ sử dụng trong thí nghiệm

[46] Bộ Xây Dựng Phân Viện Khoa Học Công Nghệ Xây Dựng (2009), Summary of

soil test in BH1 Project Vietcombank Tower.

[47] Boreholes locations (2009), Project Vietcombank Tower, Bộ Xây Dựng Phân

Viện Khoa Học Công Nghệ Xây Dựng.

[48] Bộ Xây Dựng Phân Viện Khoa Học Công Nghệ Xây Dựng (2009),

Unconsodiation Undrained, Thí nghiệm nén ba trục không thoát nước – không cố kết

(UU) Project Vietcombank Tower.

[49] Bộ Xây Dựng Phân Viện Khoa Học Công Nghệ Xây Dựng (2009), Undrained

Consolidated, Thí nghiệm nén ba trục không thoát nước – có cố kết (CU), Project

Vietcombank Tower.

[50] Bộ Xây Dựng Phân Viện Khoa Học Công Nghệ Xây Dựng (2009), Consodiation

test,Thí nghiệm nén cố kết Project Vietcombank Tower.

Cataloge cấu tạo cấu kiện

[51] Thiên Nam Elevator (2010), Công ty TNHH Thang Máy Thiên Nam, 1/8C Hoàng

Việt, P.4, Quận Tân Bình, Tp. Hồ Chí Minh.

[52] Product Catalogue (2010), Company Hirose (Singapore) Pte Ltd.







PHẦN I

KIẾN TRÚC

(10%)




CHƯƠNG 1: KHÁI QUÁT VỀ KIẾN TRÚC CÔNG TRÌNH

1.1. GIỚI THIỆU VỀ CÔNG TRÌNH

1.1.1. Mục đích xây dựng công trình

Một đất nước muốn phát triển một cách mạnh mẽ trong tất cả các lĩnh vực kinh

tế xã hội, trước hết cần phải có một cơ sở hạ tầng vững chắc, tạo điều kiện tốt và thuận

lợi nhất cho nhu cầu sinh sống và làm việc của người dân. Đối với nước ta, là một nước

đang từng bước phát triển và ngày càng khẳng định vị thế trong khu vực và cả quốc tế,

để làm tốt mục tiêu đó, điều đầu tiên cần phải ngày càng cải thiện nhu cầu an sinh và

làm việc cho người dân. Mà trong đó nhu cầu về nơi ở là một trong những nhu cầu cấp

thiết hàng đầu.

Trước thực trạng dân số phát triển nhanh nên nhu cầu mua đất xây dựng nhà ngày

càng nhiều trong khi đó quỹ đất của Thành phố thì có hạn, chính vì vậy mà giá đất ngày

càng leo thang khiến cho nhiều người dân không đủ khả năng mua đất xây dựng. Để giải

quyết vấn đề cấp thiết này giải pháp xây dựng các chung cư cao tầng và phát triển quy

hoạch khu dân cư ra các quận, khu vực ngoại ô trung tâm Thành phố là hợp lý nhất.

Bên cạnh đó, cùng với sự đi lên của nền kinh tế của Thành phố và tình hình đầu

tư của nước ngoài vào thị trường ngày càng rộng mở, đã mở ra một triển vọng thật nhiều

hứa hẹn đối với việc đầu tư xây dựng các cao ốc dùng làm văn phòng làm việc, các

khách sạn cao tầng, các chung cư cao tầng… với chất lượng cao nhằm đáp ứng nhu cầu

sinh hoạt ngày càng cao của mọi người dân.

Có thể nói sự xuất hiện ngày càng nhiều các cao ốc trong Thành phố không những

đáp ứng được nhu cầu cấp bách về cơ sở hạ tầng mà còn góp phần tích cực vào việc tạo

nên một bộ mặt mới cho Thành phố, đồng thời cũng là cơ hội tạo nên nhiều việc làm

cho người dân.

Hơn nữa, đối với ngành xây dựng nói riêng, sự xuất hiện của các nhà cao tầng

cũng đã góp phần tích cực vào việc phát triển ngành xây dựng thông qua việc tiếp thu

và áp dụng các kỹ thuật hiện đại, công nghệ mới trong tính toán, thi công và xử lý thực

tế, các phương pháp thi công hiện đại của nước ngoài…




Chính vì thế, công trình CHUNG CƯ LUCKY TOWER được thiết kế và xây

dựng nhằm góp phần giải quyết các mục tiêu trên. Đây là một khu nhà cao tầng hiện đại,

đầy đủ tiện nghi, cảnh quan đẹp… thích hợp cho sinh sống, giải trí và làm việc, một

chung cư cao tầng được thiết kế và thi công xây dựng với chất lượng cao, đầy đủ tiện

nghi để phục vụ cho nhu cầu sống của người dân.

1.1.2. Vị trí và đặc điểm công trình

1.1.2.1. Vị trí công trình

Địa chỉ: Số 5 Công Trường Mê Linh,Quận 1, Tp. Hồ Chí Minh.

Hình 1.1 – Vị trí công trình chụp từ Google Earth.

1.1.2.2. Điều kiện tự nhiên1

Thành phố Hồ Chí Minh nằm trong vùng nhiệt đới gió mùa cận xích đạo. Cũng như các

tỉnh ở Nam bộ, đặc điểm chung của khí hậu-thời tiết TPHCM là nhiệt độ cao đều trong

năm và có hai mùa mưa - khô rõ ràng làm tác động chi phối môi trường cảnh quan sâu

sắc. Mùa mưa từ tháng 5 đến tháng 11, mùa khô từ tháng 12 đến tháng 4 năm sau. Theo

1 Điều kiện tự nhiên Tp. Hồ Chí Minh, Truy cập ngày 12 tháng 04 năm 2014.Nguồn từ:

http://www.hochiminhcity.gov.vn/thongtinthanhpho/gioithieu/Lists/Posts/Post.as

px?CategoryId=17&ItemID=5497&PublishedDate=2011-11-04T16:00:00Z




tài liệu quan trắc nhiều năm của trạm Tân Sơn Nhất, qua các yếu tố khí tượng chủ yếu;

cho thấy những đặc trưng khí hậu Thành Phố Hồ Chí Minh như sau:

Lượng mưa cao, bình quân/năm 1.949 mm. Năm cao nhất 2.718 mm (1908) và năm nhỏ

nhất 1.392 mm (1958). Số ngày mưa trung bình/năm là 159 ngày. Khoảng 90% lượng

mưa hàng năm tập trung vào các tháng mùa mưa từ tháng 5 đến tháng 11; trong đó hai

tháng 6 và 9 thường có lượng mưa cao nhất. Các tháng 1,2,3 mưa rất ít, lượng mưa

không đáng kể. Trên phạm vi không gian thành phố, lượng mưa phân bố không đều, có

khuynh hướng tăng dần theo trục Tây Nam - Ðông Bắc. Ðại bộ phận các quận nội thành

và các huyện phía Bắc thường có lượng mưa cao hơn các quận huyện phía Nam và Tây

Nam.

Ðộ ẩm tương đối của không khí bình quân/năm 79,5%; bình quân mùa mưa 80% và trị

số cao tuyệt đối tới 100%; bình quân mùa khô 74,5% và mức thấp tuyệt đối xuống tới

20%.

Về gió, Thành phố Hồ Chí Minh chịu ảnh hưởng bởi hai hướng gió chính và chủ yếu là

gió mùa Tây - Tây Nam và Bắc - Ðông Bắc. Gió Tây -Tây Nam từ Ấn Ðộ Dương thổi

vào trong mùa mưa, khoảng từ tháng 6 đến tháng 10, tốc độ trung bình 3,6m/s và gió

thổi mạnh nhất vào tháng 8, tốc độ trung bình 4,5 m/s. Gió Bắc- Ðông Bắc từ biển Đông

thổi vào trong mùa khô, khoảng từ tháng 11 đến tháng 2, tốc độ trung bình 2,4 m/s.

Ngoài ra có gió tín phong, hướng Nam - Ðông Nam, khoảng từ tháng 3 đến tháng 5 tốc

độ trung bình 3,7 m/s. Về cơ bản TPHCM thuộc vùng không có gió bão. Năm 1997, do

biến động bởi hiện tượng El-Nino gây nên cơn bão số 5, chỉ một phần huyện Cần Giờ

bị ảnh hưởng ở mức độ nhẹ.

Công trình nằm ở khu vực Quận 1, TP Hồ Chí Minh nên chịu ảnh hưởng chung của khí

hậu miền Nam. Đây là vùng có khí hậu nhiệt đới gió mùa, nóng ẩm, mưa nhiều.




1.1.3. Quy mô công trình

1.1.3.1. Loại công trình

Công trình dân dụng - cấp 1 ( 5000 2m ≤ Ssàn ≤ 10.000 2m hoặc 20 ≤ số tầng ≤ 60)

Hình 1.2 – Mặt đứng của công trình.

3

4

5

6

7

8

9

10

11




1.1.3.2. Số tầng hầm

Công trình có: 2 tầng hầm

Hình 1.3 – Mặt bằng sàn tầng hầm.

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5%

-0.80

i=20.5%

-2.80

PHOØNG MAÙY BÔMKHO

BEÅ NÖÔÙC

SINH HOAÏT

HOÁ THU

NÖÔÙC

P. KYÕ THUAÄT

PHOØNG

BAÛO VEÄ

MÖÔNG THU NÖÔÙC

TAÀNG HAÀM ROÄNG 20cm

i=0.5

%

BAÕI XE OÂ TOÂBAÕI XE OÂ TOÂBAÕI XE OÂ TOÂ

A

A'

B

C

D

D'

1' 1 2 3 4 5 6 6'

BAÕI XE MAÙY

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5%

i=20.5%

PHOØNG MAÙY BÔMKHO

BEÅ NÖÔÙC

SINH

HOAÏT

HOÁ THU NÖÔÙC

PHOØNG BAÛO VEÄ

MÖÔNG THU NÖÔÙC

TAÀNG HAÀM ROÄNG 20cm

BAÕI XE OÂ TOÂ BAÕI XE OÂ TOÂ

BAÕI XE MAÙY

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5%

i=0.5

%

-2.80




1.1.3.3. Số tầng

Công trình có: 1 tầng trệt, 17 tầng lầu, 1 sân thượng, 1 tầng mái.

Hình 1.4 – Mặt bằng sàn tầng 2-18.

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.NGUÛ

P.TAÉM

P.NGUÛ P.TAÉM

B2

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

A2

A

B

C

D

1 2 3 4 5 62' 3' 3'' 4'

B''

B'

A

C2b

P.NGUÛ

P.TAÉM P.TAÉM

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

A2P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

P.KHAÙCH

A2

A2

A2

C2b

A2

A2

A2

B2

P.TAÉM

P.NGUÛ

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.NGUÛ

P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.NGUÛ

P.TAÉM P.TAÉM

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

P.KHAÙCH

P.TAÉM

P.NGUÛ

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.NGUÛ

P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.TAÉMP.TAÉM

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.TAÉMP.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.NGUÛ

P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN

P.NGUÛ

P.TAÉMP.TAÉM

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.TAÉMP.TAÉM

P.NGUÛP.TAÉM

P.NGUÛ

P.KHAÙCH

P.TAÉM

BEÁP+P.AÊN




1.1.3.4. Cao độ mỗi tầng

-Tầng hầm 2: -7,000 m -Tầng 10: +30,200 m

-Tầng hầm 1: -3,500 m -Tầng 11: +33,400 m

-Tầng trệt: ±0,000 m -Tầng 12: +36,600 m

-Tầng 2: +3,900 m -Tầng 13: +39,800 m

-Tầng 3: +7,800 m -Tầng 14: +43,000 m

-Tầng 4: +11,000 m -Tầng 15: +46,200 m

-Tầng 5: +14,200 m -Tầng 16: +49,400 m

-Tầng 6: +17,400 m -Tầng 17: +52,600 m

-Tầng 7: +20,600 m -Tầng 18: +55,800 m

-Tầng 8: +23,800 m -Tầng sân thượng: +59,000 m

-Tầng 9: +27,000 m -Tầng mái: +62,200 m

1.1.3.5. Chiều cao công trình

Công trình có chiều cao là 62,2m (tính từ cao 0.000m, chưa kể tầng hầm)

1.1.3.6. Diện tích xây dựng

Diện tích xây dựng của công trình là: 32 m × 49m = 1568 m2

1.1.4. Vị trí giới hạn công trình

Hướng đông: giáp với đường Công Trường Mê Linh.

Hướng tây: giáp với đường Mạc Thị Bưởi.

Hướng nam: giáp với đường Phan Văn Đạt.

Hướng bắc: giáp với Đường Hai Bà Trưng.

1.1.5. Công năng công trình

Tầng Hầm: Bố trí nhà xe.

Tầng Trệt: Khu trung tâm thương mại.

Tầng 2: Khu trung tâm thương mại.

Tầng 3 18: Bố trí căn hộ.




1.2. CÁC GIẢI PHÁP KIẾN TRÚC CỦA CÔNG TRÌNH

1.2.1. Giải pháp mặt bằng

Mặt bằng có dạng hình chữ nhật với diện tích khu đất như ở trên (1568m2).

Tầng hầm nằm ở cốt cao độ -3,500m, được bố trí 2 ram dốc từ mặt đất đến tầng hầm (độ

dốc i =20,5%) theo 2 hướng khác nhau từ đường chính Công Trường Mê Linh và đường

phụ Hai Bà Trưng lối ra vào bố trí phù hợp tránh gây lộn xộn khó quản lý.Ta thấy vì

công năng công trình chính là cho thuê căn hộ nên tầng hầm diện tích phần lớn dùng

cho việc để xe đi lại (garage), bố trí các hộp gain hợp lý và tạo không gian thoáng nhất

có thể cho tầng hầm. Hệ thống cầu thang bộ và thang máy bố trí ngay vị trí vào tầng

hầm người sử dụng có thể nhìn thấy ngay lúc vào phục vụ việc đi lại. Đồng thời hệ

thống PCCC cũng dễ dàng nhìn thấy.

Tầng trệt được coi như khu sinh hoạt chung của toàn khối nhà, được trang trí đẹp mắt

với việc: cột ốp inox, bố trí khu trưng bày sách và cả phòng khách tạo không gian sinh

hoạt chung cho tầng trệt của khối nhà. Đặc biệt phòng quản lý cao ốc được bố trí vị trí

khách có thể nhìn thấy nếu có việc cần thiết và khu nội bộ của cao ốc được bố trí 1 khu

có lối ra vào riêng. Nói chung rất dễ hoạt động và quản lý khi bố trí các phòng như kiến

trúc mặt bằng đã có.

Tầng (tầng 3 18) đây là mặt bằng tầng cho ta thấy rõ nhất chức năng của khối nhà,

ngoài khu vệ sinh và khu vực giao thông thì tất cả diện tích còn lại làm mặt bằng cho

căn hộ hoạt động. Cùng với vị trí giáp đường cả 2 đầu của tòa nhà thì chức năng của

ngôi nhà có hiệu quả cao.

1.2.2. Giải pháp giao thông trong công trình

Giao thông đứng: có 4 buồng thang máy, 2 cầu thang bộ.

Giao thông ngang: hành lang là lối giao thông chính.

1.3. GIẢI PHÁP KẾT CẤU CỦA KIẾN TRÚC

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

Mái phẳng bằng bê tông cốt thép và được chống thấm.

Cầu thang bằng bê tông cốt thép toàn khối.




Bể chứa nước bằng bê tông cốt thép và bể nước bằng inox được đặt trên tầng mái. Bể

dùng để trữ nước, từ đó cấp nước cho việc sử dụng của toàn bộ các tầng và việc cứu

hỏa.

Tường bao che dày 200mm, tường ngăn dày 100mm.

Phương án móng dùng phương án móng sâu.

1.4. CÁC GIẢI PHÁP KỸ THUẬT KHÁC

1.4.1. Hệ thống điện

Công trình sử dụng điện được cung cấp từ 2 nguồn: lưới điện T.p Hồ Chí Minh và máy

phát điện có công suất 150 kVA (kèm theo 1 máy biến áp tất cả được đặt dưới tầng hầm

để tránh gây ra tiếng ồn và độ rung ảnh hưởng đến sinh hoạt).

Toàn bộ đường dây điện được đi ngầm (được tiến hành lắp đặt đồng thời với lúc thi

công). Hệ thống cấp điện chính được đi trong hộp kỹ thuật luồn trong gen điện và đặt

ngầm trong tường và sàn, đảm bảo không đi qua khu vực ẩm ướt và tạo điều kiện dễ

dàng khi cần sửa chữa.

Mạng điện trong công trình được thiết kế với những tiêu chí như sau:

An toàn : không đi qua khu vực ẩm ướt như khu vệ sinh.

Ở mỗi tầng đều lắp đặt hệ thống điện an toàn: hệ thống ngắt điện tự động từ 1A ÷ 80A

được bố trí theo tầng và theo khu vực (đảm bảo an toàn phòng chống cháy nổ).

Dễ dàng sửa chữa khi có hư hỏng cũng như dễ kiểm soát và cắt điện khi có sự cố.

Dễ thi công:

Mỗi khu vực thuê được cung cấp 1 bảng phân phối điện. Đèn thoát hiểm và chiếu sáng

trong trường hợp khẩn cấp được lắp đặt theo yêu cầu của cơ quan có thẩm quyền.

1.4.2. Hệ thống cấp nước

Công trình sử dụng nguồn nước được lấy từ hệ thống cấp nước Tp.Hồ Chí Minh chứa

vào bể chứa ngầm sau đó bơm lên bể nước mái, từ đây sẽ phân phối xuống các tầng của

công trình theo các đường ống dẫn nước chính. Hệ thống bơm nước cho công trình đươc

thiết kế tự động hoàn toàn để đảm bảo nước trong bể mái luôn đủ để cung cấp cho sinh

hoạt và cứu hỏa.

Các đường ống qua các tầng luôn được bọc trong các hộp gen nước. Hệ thống cấp nước

đi ngầm trong các hộp kỹ thuật. Các đường ống cứu hỏa chính luôn được bố trí ở mỗi

tầng dọc theo khu vực giao thông đứng và trên trần nhà.




1.4.3. Hệ thống thoát nước

Nước mưa trên mái sẽ thoát theo các lỗ thu nước chảy vào các ống thoát nước mưa có

đường kínhd =140 mm đi xuống dưới. Riêng hệ thống thoát nước thải được bố trí đường

ống riêng. Nước thải từ các buồng vệ sinh có riêng hệ ống dẫn để đưa nước vào bể xử

lý nước thải sau đó mới đưa vào hệ thống thoát nước chung.

1.4.4. Hệ thống thống gió

Các tầng đều có cửa sổ thông thoáng tự nhiên. Bên cạnh đó, công trình còn có các

khoảng trống thông tầng nhằm tạo sự thông thoáng thêm cho tòa nhà. Hệ thống máy

điều hòa được cung cấp cho tất cả các tầng. Họng thông gió dọc cầu thang bộ, sảnh

thang máy. Sử dụng quạt hút để thoát hơi cho các khu vệ sinh và ống gain được dẫn lên

mái.

1.4.5. Hệ thống chiếu sáng

Các tầng đều được chiếu sáng tự nhiên thông qua các của kính bố trí bên ngoài và các

giếng trời trong công trình. Ngoài ra, hệ thống chiếu sáng nhân tạo cũng được bố trí sao

cho có thể cung cấp ánh sáng đến những nơi cần thiết.

1.4.6. Hệ thống phòng cháy chữa cháy

Hệ thống báo cháy được lắp đặt tại mỗi khu vực cho thuê. Các bình cứu hỏa được trang

bị đầy đủ và bố trí ở các hành lang, cầu thang…theo sự hướng dẫn của ban phòng cháy

chữa cháy của Thành phố Hồ Chí Minh.

Bố trí hệ thống cứu hoả gồm các họng cứu hoả tại các lối đi, các sảnh … với khoảng

cách tối đa theo đúng tiêu chuẩn TCVN 2622 –1995.

1.4.7. Hệ thống chống sét

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

cao tầng. (Thiết kế theo TCVN 46 –84).

1.4.8. Hệ thống thoát rác

Rác thải được tập trung ở các tầng thông qua kho thoát rác bố trí ở các tầng, chứa gian

rác được bố trí ở tầng hầm và sẽ có bộ phận để đưa rác thải ra ngoài. Gian rác được thiết

kế kín đáo và xử lý kỹ lưỡng để tránh tình trạng bốc mùi gây ô nhiễm môi trường.




PHẦN II

KẾT CẤU

( 80%)




CHƯƠNG 2: LỰA CHỌN GIẢI PHÁP KẾT CẤU

2.1. GIẢI PHÁP VẬT LIỆU

Các yêu cầu đối với vật liệu: Vật liệu cần có cường độ cao, trọng lượng nhỏ, chống

cháy tốt, có giá thành hợp lý. Có tính biến dạng cao: khả năng biến dạng cao có thể bổ

sung cho tính năng chịu lực thấp. Có tính thoái biến thấp: có tác dụng tốt khi chịu tác

động của tải trọng lặp lại (động đất, gió bão). Có tính liền khối cao: có tác dụng trong

trường hợp có tính chất lặp lại, không bị tách rời các bộ phận công trình. Trong lĩnh vực

xây dựng công trình hiện nay chủ yếu sử dụng vật liệu thép hoặc bê tông cốt thép với

các lợi thế như dễ chế tạo, nguồn cung cấp dồi dào. Ngoài ra còn có loại vật liệu khác

được sử dụng như vật liệu liên hợp thép - bê tông (composite), hợp kim nhẹ … Tuy

nhiên các loại vật liệu mới này chưa được sử dụng nhiều do công nghệ chế tạo còn mới,

giá thành tương đối cao. Do đó, lựa chọn vật liệu xây dựng công trình là bê tông cốt

thép.

Bảng 2.1 - Bê tông

STT Cấp độ bền Kết cấu sử dụng

1 Bê tông cấp độ bền B40:

Rb = 22 (MPa); Rbt = 1,4 MPa ; Eb = 37,5.10 3 (MPa) Bản sàn, vách, lõi


Rb = 17 (MPa); Rbt = 1,2 MPa ; Eb = 29.10 3 (MPa) Bể nước, cầu thang.


Rb = 19,5 (MPa); Rbt = 1,3 MPa ; Eb = 34,5.10 3 (MPa) Tường vây, móng

4 Vữa xi măng cát B5C Vữa xi măng xây, tô

trát tường nhà




Bảng 2.2 – Cốt Thép

STT Loại thép Đặc tính/ kết cấu sử dụng

1 Thép AI: Rs = Rsc = 225 MPa;

Rsw = 175 MPa ; Es = 2,1.106 MPa. Cốt thép có d < 10 mm

2 Thép AIII: Rs = Rsc = 365 MPa;

Rsw = 290 MPa ; Es = 2.106 MPa. Cốt thép dọc kết cấu các loại có d ≥ 10

2.2. BỐ TRÍ HỆ KẾT CẤU CHỊU LỰC

Bố trí hệ chịu lực cần ưu tiên những nguyên tắc sau:

Đơn giản, rõ ràng. Nguyên tắc này đảm bảo cho công trình hay kết cấu có độ tin cậy

kiểm soát được. Thông thường kết cấu thuần khung sẽ có độ tin cậy dễ kiểm soát hơn

so với hệ kết cấu vách và khung vách….là loại kết cấu nhạy cảm với biến dạng. Truyền

lực theo con đường ngắn nhất. Nguyên tắc này đảm bảo cho kết cấu làm việc hợp lý,

kinh tế. Đối với kết cấu bê tông cốt thép cần ưu tiên cho những kết cấu chịu nén, tránh

những kết cấu treo chịu kéo, tạo khả năng chuyển đổi lực uốn trong khung thành lực

dọc. Đảm bảo sự làm việc không gian của hệ kết cấu.

2.3. LỰA CHỌN SƠ BỘ KÍCH THƯỚC TIẾT DIỆN CÁC CẤU KIỆN

2.3.1. Sơ bộ chiều dày sàn

Tham khảo bảng 1 thì đối với sàn ứng lực trước không có mũ cột thì chọn dựa trên mối quan hệ

giữa tải trọng và chiều dài nhịp

s

1h L

40 2.12

2 Tra theo Bảng 1, Mục 3.2, Concrete society – Technical Report No 43 (1994), Post

– tensioned Concrete Floors – Design Handbook 1st Ed. [33]




Bảng 2.3 - Typical spaddepth ratios for a variety of section types for multi-span

floors.

Tuy nhiên theo một số tài liệu của Mỹ thì chiều dày sàn mỏng hơn.

s

1 1h L

45 50

2.23

s max

1 1 1 1h L 12000 240 300

40 50 40 50

Chọn: sh 250

2.3.2. Sơ bộ chọn tiết diện vách và lõi thang máy

Chiều dày vách của lõi cứng được lựa chọn sơ bộ dựa vào chiều cao tòa nhà, số tầng,…

đồng thời đảm bảo các điều quy định theo Điều 3.4.1[1]. Tổng diện tích mặt cắt ngang

của vách (lõi) cứng có thể xác định theo công thức gần đúng sau:

vl vl stF f F 2.34

Trong đó:

Fst - Diện tích sàn từng tầng

Fvl – 0.015

3 Theo Bảng 9.2, Mục 9.2.1,Post-Tensioning Institute (2006), Post-Tensioning

Manual 6th Ed. [34]

4 Theo công thức trong Điều 3.4.1, TCXD 198–1997: Nhà cao tầng–Thiết kế kết cấu

bê tông cốt thép. [1]




Chiều dày vách đổ toàn khối chọn không nhỏ hơn 200mm và không nhỏ hơn 1/20 chiều

cao tầng.

Sơ bộ chiều dày vách góc biên chống xoắn là 400mm; vách còn lại dày 400mm; vách

bao ngoài của lõi thang máy dày 300, vách ngăn trong lõi thang dày 200.




2.3.3. Sơ bộ chiều dày sàn và tường tầng hầm Chọn chiều dày sàn tầng hầm 300mm. Chọn chiều dày tường tầng hầm dày 300mm.

Hình 2.1 – Mặt bằng kết cấu sàn tầng 3 - 18

1 2 3 4 5 6

A

B

C

D




Hình 2.2 – Mặt bằng kết cấu sàn tầng hầm

A

A'

B

C

D

D'

1' 6'

hs = 300 hs = 300

D400x900

D400x900 D400x900

D400x900

D400x900

D400x900

D400x900 D400x900

D400x900

D400x900

D400x900

D400x900

D400x900

D400x900

D300x600

D300x600

D300x600

D300x600

D300x600

1 2 3 4 5 6

hs = 300




CHƯƠNG 3: TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG

3.1. CƠ SỞ TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG

- Căn cứ theo tiêu chuẩn TCVN 2737:1995

- Cataloge vật liệu sử dụng trong công trình

- Theo yêu cầu và công năng sử dụng mà chủ đầu tư đưa ra (nếu có).

3.2. TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG CHO CÔNG TRÌNH

3.2.1. Tĩnh tải tác dụng lên sàn

Hình 3.1 - Các lớp cấu tạo sàn tầng 3 – 18

Bảng 3.1 - Tĩnh tải tác dụng lên sàn tầng 3 - 18

STT Vật liệu

Trọng

lượng

riêng

Chiều dày

Tĩnh tải

tiêu

chuẩn

Hệ số

vượt

tải

Tĩnh tải

tính

toán

(kN/m3) (mm) kN/m2 (kN/m2)

1 Bản thân kết cấu sàn 25 250 6,25 1,1 6,88

2 Các lớp hoàn

thiện sàn và trần

3 - Gạch Ceramic 20 10 0,20 1,2 0,24

4 - Vữa lát nền 18 35 0,63 1,3 0,82

5 - Vữa lát trần 18 15 0,27 1,3 0,35

6 Hệ thống kỹ thuật 0,50 1,2 0,60

7 Tổng tĩnh tải: 7,85 8,89

Lôùp traùt traàn, daøy 15mm

Baûn saøn beâ toâng

Lôùp vöõa loùt, daøy 35mm

Lôùp laùt saøn Ceramic, daøy 20mm




Bảng 3.2 - Tĩnh tải tác dụng lên sàn tầng trệt và 2

STT Vật liệu

Trọng

lượng

riêng

Chiều

dày

Tĩnh tải

tiêu

chuẩn

Hệ số

vượt

tải

Tĩnh tải

tính toán

(kN/m3) (mm) (kN/m2) (kN/m2)


2 Các lớp hoàn thiện

sàn và trần

- Gạch Ceramic 20 20 0,2 1,2 0,24

- Vữa lát nền 18 35 0,63 1,3 0,82

- Vữa lát trần 18 15 0,27 1,3 0,35


4

Tổng tĩnh tải có kể

đến trọng lượng bản

thân

7,85 8,89

Bảng 3.3 - Tĩnh tải tác dụng lên sàn tầng hầm

STT Vật liệu

Trọng

lượng

riêng

Chiều

dày

Tĩnh tải

tiêu

chuẩn

Hệ số

vượt

tải

Tĩnh tải

tính

toán

(kN/m3) (mm) (kN/m2) (kN/m2)


2 Các lớp hoàn thiện sàn

và trần

- Vữa lát nền + tạo dốc 18 50 0,90 1,3 1,17

- Lớp chống thấm 10 3 0,03 1,3 0,04

3 Hệ thống kỹ thuật 0,00 0,00





Bảng 3.4 - Tĩnh tải tác dụng lên sàn sân thượng

STT Vật liệu

Trọng

lượng

riêng

Chiều

dày

Tĩnh tải

tiêu

chuẩn

Hệ số

vượt

tải

Tĩnh tải

tính

toán

(kN/m3) (mm) (kN/m2) (kN/m2)



và trần

- Lớp gạch chống

nóng 20 10 0,20 1,2 0,24

- Vữa lát nền 18 15 0,27 1,3 0,35

- Vữa tạo dốc 18 30 0,54 1,3 0,70

- Lớp chống thấm 10 3 0,03 1,3 0,04

- Vữa lát trần 18 20 0,36 1,3 0,47



Bảng 3.5 - Tĩnh tải tác dụng lên sàn mái

STT Vật liệu

Trọng

lượng

riêng

Chiều

dày

Tĩnh tải

tiêu

chuẩn

Hệ số

vượt

tải

Tĩnh tải

tính

toán

(kN/m3) (mm) (kN/m2) (kN/m2)



và trần

- Lớp gạch chống

nóng 20 10 0,20 1,2 0,24

- Vữa lát nền 18 15 0,27 1,3 0,35

- Vữa tạo dốc 18 30 0,54 1,3 0,70

- Lớp chống thấm 10 3 0,03 1,3 0,04

- Vữa lát trần 18 20 0,36 1,3 0,47






Bảng 3.6 - Tĩnh tải tác dụng lên sàn vệ sinh

STT Vật liệu

Trọng

lượng

riêng

Chiều

dày

Tĩnh tải

tiêu

chuẩn

Hệ số

vượt

tải

Tĩnh tải

tính

toán

(kN/m3) (mm) (kN/m2) (kN/m2)



và trần

3 - Gạch Ceramic 20 20 0,20 1,2 0,24

4 - Vữa lát nền + tạo

dốc 18 30 0,54 1,3 0,70

5 -Lớp chống thấm 10 3 0,03 1,3 0,04

5 - Vữa lát trần 18 15 0,27 1,3 0,35






3.2.3. Hoạt tải tác dụng lên sàn

Hoạt tải được xác định dựa trên công năng các phòng 5

Bảng 3.7 – Hoạt tải tác dụng lên sàn

STT Tên sàn

Giá trị tiêu chuẩn (kN/m2)

Hệ

số Hoạt tải

vượt

tải

tính

toán

Phần

dài hạn

Phần

ngắn

hạn

Toàn phần (kN/m2)

1 Nhà để xe 1,8 3,2 5 1,2 6

2 Phòng thể thao 1,8 3,2 5 1,2 6

3 Thang, sảnh, hành lang 1 2 3 1,2 3,6

4 Khu Thương mại 2,6 1,4 4 1,2 4,8

5 Phòng kĩ thuật 2 1 3 1,2 3,6

6 Phòng ở 0,3 1,2 1,5 1,3 1,95

7 Sàn WC 0,3 1,2 1,5 1,3 1,95

8 Ban công 1 2 3 1,2 3,6

9 Mái bằng có sử dụng 0,5 1 1,5 1,3 1,95

10 Mái bằng không có sử dụng 0 0,75 0,75 1,3 0,98

3.2.4. Đặc trưng động học công trình

3.2.4.1. Cơ sở lý thuyết

Xem công trình là thanh công son có hữu hạn khối lượng tập trung. Xét hệ gồm một

thanh công son có n điểm tập trung khối lượng có khối lượng tương ứng M1,M2,...Mn,

phương trình vi phân tổng quát dao động của hệ khi bỏ qua khối lượng thanh:

5 Theo Điều 4.3.1, Bảng 3, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn

thiết kế. [2]




.. .

'M U+ C U= K U=W τ

Trong đó:

M , C , K : Ma trận khối lượng, cản và độ cứng của hệ.

..

U ,.

U , U : vector gia tốc, vận tốc, dịch chuyển của các toạ độ xác định bậc tự do của hệ.

'W : véc tơ lực kích động đặt tại các toạ độ tương ứng.

Tần số và dạng dao động riêng của hệ được xác định từ phương trình vi phân thuần nhất

không có cản (bỏ qua hệ số cản C):

..

M U- K U=0 (2)

U y sin w a (3)

Từ đó có 2K M y 0 (4)

Trong đó:

1

2

n

m

mM

..

m

là ma trận khối lượng.

11 12 1n

21 22 2n

n1 n2 nn

k k ...k

k k ...kK

... ... .. ...

k k .. k

là ma trận độ cứng

Với ij

ij

1k

Điều kiện tồn tại dao động là phương trình tồn tại nghiệm không tầm thường:

y 0 do đó phải điều kiện thỏa mãn điều kiện:

2 2 2

11 1 i 12 2 i 1n n i

2 2 2

2 21 1 i 22 2 2n n

i

2 2 2

n1 1 i n2 2 nn n i

m 1 m ... m

m m 1 ... mD

... ... ... ...

m m 1 ... m 1




Trong đó:

ij : Chuyển vị tại điểm j do lực đơn vị đặt tại điểm i gây ra

ij : Tần số vòng của dao động riêng (Rad/s)

Phương trình (6) là phương trình đặt trưng, từ phương trình trên có thể xác định n giá trị

thực, dương của i . Thay các giá trị vào phương trình (4) sẽ xác định nược các dạng

dao động riêng. Với n > 3, việc giải bài toán trên trở nên cực kỳ phức tạp, khi đó tần số

và dạng dao nộng được xác định bằng cách giải trên máy tính hoặc bằng các phương

pháp gần đúng hoặc công thức thực nghiệm (phương pháp Năng Lượng RayLây, phương

pháp Bunop - Galookin, phương pháp thay thế khối lượng, phương pháp khối lượng

tương đương, phương pháp đúng dần, phương pháp sai phân). Một trong những chương

trình máy tính hổ trợ tính toán tần số và dạng dao động theo đúng lý thuyết được trình

bày ở trên là Etabs v 9.6 tính toán các dạng dao động riêng.

3.2.4.2. Khảo sát các dạng dao động riêng

Áp dụng lý thuyết Mục 3.2.3.1 chia công trình thành các khối lượng tập trung ứng với

20 tầng của công trình.

Toàn bộ các kết cấu chịu lực của công trình được mô hình hoá dạng không gian 3 chiều,

sử dụng các dạng phần tử khung (frame) cho cột, dầm và phần tử tấm vỏ (shell) cho sàn

và vách cứng. Tính toán chu kì dao động riêng và dạng dao động riêng cho 12 dạng dao

động riêng đầu tiên. Khối lượng tập trung được khai báo khi phân tích dao động theo

TCXD 229:1999 [3] là 100% tĩnh tải và 50% hoạt tải.




Hình 3.2 – Mô hình 3D công trình trong ETAB




Bảng 3.8 - Bảng giá trị chu kì dao động

Mode Chu kỳ Tần số UX UY RZ SumUX SumUY SumRZ

(s) (Hz) % % % % % %

1 2,17 0,462 63,528 0 0,019 63,528 0 0,019

2 2,13 0,47 0 62,155 0,106 63,528 62,155 0,125

3 1,96 0,51 0,019 0,087 63,863 63,547 62,242 63,988

4 0,58 1,713 0,056 0,03 8,689 63,603 62,272 72,676

5 0,55 1,81 12,971 0,001 0,044 76,574 62,272 72,72

6 0,5 1,996 0 14,898 0,02 76,574 77,17 72,74

7 0,29 3,407 0,004 0 3,558 76,578 77,17 76,298

8 0,24 4,095 4,864 0 0,003 81,442 77,17 76,301

9 0,22 4,6 0 5,099 0,002 81,442 82,269 76,302

10 0,18 5,703 0,002 0,001 2,02 81,443 82,27 78,322

11 0,14 7,064 2,625 0 0,001 84,069 82,27 78,323

12 0,13 7,805 0 2,733 0 84,069 85,004 78,323




Bảng 3.9 - Bảng khối lượng và tâm khổi lượng từng tầng

z Diaphragm MassX MassY XCM YCM

MAI D1 254,63 254,63 24,5 16,009

SANTHUONG D1 2186,1 2186,1 24,392 16,158

TANG18 D1 2775,6 2775,6 24,402 16,165

TANG17 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG16 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG15 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG14 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG13 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG12 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG11 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG10 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG9 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG8 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG7 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG6 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG5 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG4 D1 2810,8 2810,8 24,506 15,996

TANG3 D1 2876,6 2876,6 24,497 15,996

TANG2 D1 2925,6 2925,6 24,489 15,993

TANGTRET D1 3021,8 3021,8 24,491 15,991

TANGHAM1 D1 4242,1 4242,1 24,495 15,946

TANGHAM2 D1 4120,8 4120,8 24,497 15,944




Hình 3.3 – Dạng dao động bậc 1 theo Phương X (Mode 1),scale factor: 800

Hình 3.4 – Dạng dao động bậc 2 theo Phương X (Mode 4),scale factor: 800




Hình 3.5 – Dạng dao động bậc 3 theo Phương X (Mode 8) scale factor: 800

Hình 3.6 – Dạng dao động bậc 4 theo Phương X (Mode 11) scale factor: 800




Hình 3.7 – Dạng dao động bậc 1 theo Phương Y (Mode 2) scale factor: 800










3.2.5. Tải trọng gió

3.2.5.1. Thành phần gió tĩnh

Cơ sở lý thuyết

Giá trị tiêu chuẩn thành tĩnh của áp lực gió Wj tại điểm j ứng với độ cao zj so với mốc

chuẩn:

j 0 jW W k Z c 3.16

Trong đó:

0W : giá trị áp lực gió lấy theo bản đồ phân vùng7

kj: hệ số tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao

: hệ số độ tin cậy của tải trọng gió, lấy bằng 1.20

C: hệ số khí động, Gió đẩy: 0,80; gió hút: 0,60

Hj: chiều cao đón gió của tầng thứ j

Bảng 3.10 - Bảng giá trị áp lực gió theo bản đồ phân vùng áp lực gió

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

W0 (daN/m2) 65 95 125 155 185

Theo mục 6.4.1 [2]. Đối với ảnh hưởng của bão được đánh giá là yếu, giá trị áp lực gió

W0 được giảm đi 10 daN/m2 đối với vùng I-A, 12 daN/m2

đối với vùng II-A và 15 daN/m2

đối với vùng III-A. Dạng địa hình C.

Công trình của sinh viên nằm ở Q.1, Tp.Hồ Chí Minh thuộc vùng gió II-A:

2

0W 95 12 83 daN / m

6 Tra công thức theo Điều 6.3, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn

thiết kế. [2]

7 Tra phụ lục D, điều 6.4, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn thiết

kế. [2]




k(zj) – hệ số tính đến sự thay đổi của áp lực gió theo độ cao, xác định dựa vào công

thức sau:

t2m

j

j g

t

Zk Z 1,844

Z

3.28

Bảng 3.11 – Độ cao Gradient và hệ số mt9

Dạng địa hình g

tz m mt

A 250 0,07

B 300 0,09

C 400 0,14

8 Tra theo Phụ Lục A, Điều A.2.1,TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động

của tải trọng gió. [3]

9 Tra theo Phụ Lục A, Điều A.2.1, Bảng A.1, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành

phần động của tải trọng gió.[3]




Áp dụng tính toán

Bảng 3.12 - Bảng giá trị tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió.

STT Tầng H

(m)

Zj

(m) kj

Wj_đẩy

(kN/m)

Wj_hút

(kN/m)

1 Tầng trệt 3,2 1,2 0,363 0,91 0,68

2 Tầng 2 3,9 5,1 0,544 1,69 1,27

3 Tầng 3 3,9 9,0 0,637 1,80 1,35

4 Tầng 4 3,2 12,2 0,694 1,77 1,33

5 Tầng 5 3,2 15,4 0,741 1,89 1,42

6 Tầng 6 3,2 18,6 0,781 1,99 1,49

7 Tầng 7 3,2 21,8 0,816 2,08 1,56

8 Tầng 8 3,2 25,0 0,848 2,16 1,62

9 Tầng 9 3,2 28,2 0,878 2,24 1,68

10 Tầng 10 3,2 31,4 0,904 2,31 1,73

11 Tầng 11 3,2 34,6 0,929 2,37 1,78

12 Tầng 12 3,2 37,8 0,953 2,43 1,82

13 Tầng 13 3,2 41,0 0,974 2,48 1,86

14 Tầng 14 3,2 44,2 0,995 2,54 1,90

15 Tầng 15 3,2 47,4 1,015 2,59 1,94

16 Tầng 16 3,2 50,6 1,034 2,64 1,98

17 Tầng 17 3,2 53,8 1,051 2,68 2,01

18 Tầng 18 3,,2 57,0 1,069 2,72 2,04

19 Sân thượng 3,2 60,2 1,085 2,77 2,08

20 Mái 3,2 63,4 1,101 1,40 1,05




Bảng 3.13 - Bảng giá trị tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió quy dạng tập

trung tác dụng lên các tầng theo phương X

STT Tầng H

(m)

Zj

(m) kj

Hj

(m)

Ly

(m)

Wjx

(kN)

1 Tầng trệt 3,2 1,2 0,363 3,15 32,00 50,96

2 Tầng 2 3,9 5,1 0,544 3,90 32,00 94,60

3 Tầng 3 3,9 9,0 0,637 3,55 32,00 100,96

4 Tầng 4 3,2 12,2 0,694 3,20 32,00 99,10

5 Tầng 5 3,2 15,4 0,741 3,20 32,00 105,77

6 Tầng 6 3,2 18,6 0,781 3,20 32,00 111,52

7 Tầng 7 3,2 21,8 0,816 3,20 32,00 116,58

8 Tầng 8 3,2 25,0 0,848 3,20 32,00 121,14

9 Tầng 9 3,2 28,2 0,878 3,20 32,00 125,30

10 Tầng 10 3,2 31,4 0,904 3,20 32,00 129,13

11 Tầng 11 3,2 34,6 0,929 3,20 32,00 132,68

12 Tầng 12 3,2 37,8 0,953 3,20 32,00 136,01

13 Tầng 13 3,2 41,0 0,974 3,20 32,00 139,14

14 Tầng 14 3,2 44,2 0,995 3,20 32,00 142,10

15 Tầng 15 3,2 47,4 1,015 3,20 32,00 144,91

16 Tầng 16 3,2 50,6 1,034 3,20 32,00 147,58

17 Tầng 17 3,2 53,8 1,051 3,20 32,00 150,14

18 Tầng 18 3,2 57,0 1,069 3,20 32,00 152,59

19 Sân thượng 3,2 60,2 1,085 3,20 32,00 154,94

20 Mái 3,2 63,4 1,101 1,60 32,00 78,60




Bảng 3.14 - Bảng giá trị tính toán thành phần tĩnh của tải trọng gió quy dạng tập

trung tác dụng lên các tầng theo phương Y

STT Tầng H (m) Zj (m) kj Hj

(m)

Lx

(m)

Wjy

(kN)

1 Tầng trệt 3,2 1,2 0,363 3,15 49,00 78,03

2 Tầng 2 3,9 5,1 0,544 3,90 49,00 144,86

3 Tầng 3 3,9 9,0 0,637 3,55 49,00 154,59

4 Tầng 4 3,2 12,2 0,694 3,20 49,00 151,74

5 Tầng 5 3,2 15,4 0,741 3,20 49,00 161,97

6 Tầng 6 3,2 18,6 0,781 3,20 49,00 170,76

7 Tầng 7 3,2 21,8 0,816 3,20 49,00 178,52

8 Tầng 8 3,2 25,0 0,848 3,20 49,00 185,50

9 Tầng 9 3,2 28,2 0,878 3,20 49,00 191,86

10 Tầng 10 3,2 31,4 0,904 3,20 49,00 197,72

11 Tầng 11 3,2 34,6 0,929 3,20 49,00 203,17

12 Tầng 12 3,2 37,8 0,953 3,20 49,00 208,26

13 Tầng 13 3,2 41,0 0,974 3,20 49,00 213,06

14 Tầng 14 3,2 44,2 0,995 3,20 49,00 217,59

15 Tầng 15 3,2 47,4 1,015 3,20 49,00 221,89

16 Tầng 16 3,2 50,6 1,034 3,20 49,00 225,99

17 Tầng 17 3,2 53,8 1,051 3,20 49,00 229,90

18 Tầng 18 3,2 57,0 1,069 3,20 49,00 233,65

19 Sân thượng 3,2 60,2 1,085 3,20 49,00 237,25

20 Mái 3,2 63,4 1,101 1,60 49,00 120,36




3.2.5.2. Thành phần gió động

Theo [3] thành phần động của tải trọng gió phải được kể đến khi tính toán nhà nhiều

tầng cao hơn 40m. Như vậy, với chiều cao công trình là 63,4 m (tính từ mặt đất tự nhiên),

phải xét đến ảnh hưởng của thành phần động tải trọng gió.

Tùy mức độ nhạy cảm của công trình đối với tác dụng động lực của tải trọng gió mà

thành phần động của tải trọng gió chỉ cần kể đến tác động do thành phần xung của vận

tốc gió hoặc cả với lực quán tính của công trình.

Ta có giá trị giới hạn của tần số dao nộng riêng ứng với gió vùng II và độ giảm loga của

0,3 ứng với công trình bê tông cốt thép: fL = 1,310

Nếu f1 > fL thì thành phần động của tải trọng gió chỉ kể đến tác dụng của xung vận tốc

gió.11

Nếu f1 < fL thì phải kể thêm lực quán tính12

Theo phân tích động học ở Bảng 3.8 ta có:

1 2 3 L 4f 0,416 f 0,424 f 0,432 f 1,3 f 1,44

Vì vậy, cần tính toán thành phần động của gió ứng với 3 dao động riêng đầu tiên. Tuy

nhiên mode 3 dao động xoắn theo tiêu chuẩn không tính mode này.

Ta có 1 Lf 0,416 f 1,3 do đó thành phần động của gió gồm xung của vận tốc gió và

lực quán tính.

Cơ sở lý thuyết tính toán thành phần động của gió

Giá trị tiêu chuẩn thành phần động của gió tác dụng lên phần tử j của dạng dao động thứ

I được xác định theo công thức:

10 Tra theo Điều 4.1 Bảng 2,TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của tải

trọng gió. [3]

11 Tra theo Điều 4.2, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của tải trọng

gió. [3]

12 Tra theo Điều 4.3TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của tải trọng

gió. [3]




P(JI) J I I JIW M . . .y 3.313

Trong đó:

MJ - khối lượng tập trung của phần công trình thứ j;

I - hệ số động lực ứng với dạng dao động thứ i;

I - hệ số được xác định bằng cách chia công trình thành nhiều phần, trong phạm vi mỗi

phần tải trọng gió có thể được xem như không đổi;

JIy - biên độ dao động tỉ đối của phần công trình thứ j ứng dạng dao động riêng thứ i

Xác định I

Hệ số xác định I ứng với dạng dao động thứ i được xác định dựa vào Đồ thị xác định

hệ số động lực cho trong TCXD 229-1999 [3], phụ thuộc vào thông số i và độ giảm

loga của dao động i .Do công trình bằng BTCT nên có 0,3 .

Thông số i xác định theo công thức:

0

i

i

.W

940.f

3.414

Trong đó

- hệ số độ tin cậy lấy bằng 1,2;

2

0W N / m - giá trị áp lực gió, đã xác định ở trên 2

0W 830 N / m

if - tần số dao động riêng thứ i.

13 Tra theo Điều 4.5, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của tải trọng

gió. [3]

14 Tra công thức theo Điều 4.5, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của

tải trọng gió. [3]




Hình 3.11 – Đồ thị xác định hệ số động lực I

Chú thích:

Đường cong 1: Sử dụng cho công trình bê tông cốt thép và gạch đá kể cả các công trình

bằng khung thép có kết cấu bao che 0,3

Đường cong 2: Sử dụng cho các công trình tháp trụ thép, ống khói, các thiết bị dạng cột

có bệ bằng bê tông cốt thép 0,15

Xác định I

Hệ số I được xác định bằng công thức:

r

k Fj

k 1I r

2

k j

k 1

y .W

y .M

3.515

Trong công thức trên, WFj là giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió tác

dụng lên phần thứ j của công trình, ứng với các dạng dao động khác nhau chỉ kể đến ảnh

hưởng của xung vận tốc gió, xác định theo công thức:Fj j i jW W S 3.616








Trong đó:

i - hệ số áp lực động của tải trọng gió ở độ cao zj ứng với phần tử thứ j của công trình,

Trong TCVN 2737-1995 [2] , ứng với thời gian lấy trung bình vận tốc gió là 3s,hệ số

áp lực động được xác định theo công thức sau 17

0,07

A

zz 0,303

10

0,09

B

zz 0,486

10

0,14

C

zz 0,684

10

Si - diện tích mặt đón gió ứng với phần tử thứ j của công trình;

- hệ số tương quan không gian áp lực động của tải trọng gió, phụ thuộc vào tham số

, và dạng dao động,18

Sau khi đã xác định đầy đủ các thông số j i i iM , , , y ta xác định được giá trị tiêu chuẩn

thành phần động của gió tác dụng lên phần tử j ứng với dạng dao dộng thứ i, P(JI)W .

3.2.5.3. Kết quả tính toán

0

1

1

.W 1,2.8300,08

940.f 940.0,416

0

2

2

.W 1,2.8300,079

940.f 940.0,424

1 1,812 ; 0,668 , 2 1,802 ; 0,630

17 Tra theo Phụ Lục A, Điều A.3 TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động

của tải trọng gió.[3].

18 Tra theo Bảng 4, Bảng 5 TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động của tải

trọng gió.[3].




Bảng 3.15 - Bảng giá trị tính toán thành phần động tải trọng gió theo phương X

STT Tầng Mj

zj WFj

kN yji yjiWFj yji

2Mj WpjiX

kN kN

1 Tầng trệt 3021,8 0,92 31,3 -0,0002 -0,006 0,0001 4,2

2 Tầng 2 2925,6 0,752 47,5 -0,0005 -0,024 0,0007 10,1

3 Tầng 3 2876,6 0,702 47,4 -0,0009 -0,043 0,0023 17,9

4 Tầng 4 2810,8 0,671 44,4 -0,0012 -0,053 0,004 23,3

5 Tầng 5 2810,8 0,648 45,8 -0,0016 -0,073 0,0072 31,1

6 Tầng 6 2810,8 0,63 47 -0,002 -0,094 0,0112 38,8

7 Tầng 7 2810,8 0,616 48 -0,0025 -0,12 0,0176 48,5

8 Tầng 8 2810,8 0,604 48,9 -0,0029 -0,142 0,0236 56,3

9 Tầng 9 2810,8 0,594 49,7 -0,0034 -0,169 0,0325 66

10 Tầng 10 2810,8 0,585 50,4 -0,0038 -0,192 0,0406 73,8

11 Tầng 11 2810,8 0,577 51,1 -0,0042 -0,215 0,0496 81,6

12 Tầng 12 2810,8 0,569 51,7 -0,0047 -0,243 0,0621 91,3

13 Tầng 13 2810,8 0,563 52,3 -0,0051 -0,267 0,0731 99

14 Tầng 14 2810,8 0,557 52,9 -0,0055 -0,291 0,085 106,8

15 Tầng 15 2810,8 0,551 53,4 -0,0059 -0,315 0,0978 114,6

16 Tầng 16 2810,8 0,546 53,9 -0,0062 -0,334 0,108 120,4

17 Tầng 17 2810,8 0,541 54,3 -0,0066 -0,359 0,1224 128,2

18 Tầng 18 2775,6 0,537 54,8 -0,0069 -0,378 0,1321 132,3

19 Tầng sân thượng 2186,1 0,533 55,2 -0,0073 -0,403 0,1165 110,2

20 Tầng mái 254,63 0,529 27,8 -0,0076 -0,211 0,0147 13,4




Bảng 3.16 - Bảng giá trị tính toán thành phần động tải trọng gió theo phương Y

STT Tầng Mj

zj WFj

kN yji yjiWFj yji

2Mj WpjiX

kN kN

1 Tầng trệt 3021,8 0,92 48 -2E-04 -0,01 0,0001 6,3

2 Tầng 2 2925,6 0,752 72,8 -5E-04 -0,036 0,0007 15,3

3 Tầng 3 2876,6 0,702 72,5 -8E-04 -0,058 0,0018 24,1

4 Tầng 4 2810,8 0,671 68 -0,001 -0,082 0,004 35,3

5 Tầng 5 2810,8 0,648 70,1 -0,002 -0,105 0,0063 44,2

6 Tầng 6 2810,8 0,63 71,9 -0,002 -0,137 0,0101 55,9

7 Tầng 7 2810,8 0,616 73,5 -0,002 -0,169 0,0149 67,7

8 Tầng 8 2810,8 0,604 74,9 -0,003 -0,21 0,022 82,4

9 Tầng 9 2810,8 0,594 76,1 -0,003 -0,244 0,0288 94,2

10 Tầng 10 2810,8 0,585 77,2 -0,004 -0,286 0,0385 108,9

11 Tầng 11 2810,8 0,577 78,3 -0,004 -0,321 0,0472 120,7

12 Tầng 12 2810,8 0,569 79,2 -0,005 -0,364 0,0595 135,4

13 Tầng 13 2810,8 0,563 80,1 -0,005 -0,401 0,0703 147,2

14 Tầng 14 2810,8 0,557 81 -0,005 -0,437 0,082 159

15 Tầng 15 2810,8 0,551 81,7 -0,006 -0,482 0,0978 173,7

16 Tầng 16 2810,8 0,546 82,5 -0,006 -0,52 0,1116 185,5

17 Tầng 17 2810,8 0,541 83,2 -0,007 -0,557 0,1262 197,2

18 Tầng 18 2775,6 0,537 83,8 -0,007 -0,595 0,1399 206,4

19 Tầng sân thượng 2186,1 0,533 84,5 -0,008 -0,634 0,123 171,7

20 Tầng mái 254,63 0,529 42,5 -0,008 -0,336 0,0159 21,1




3.2.5.4. Tổ hợp tải trọng gió

Tổ hợp nội lực, chuyển vị gây ra do thành phần tĩnh và động của tải trọng gió

s

2t d

I

i 1

X X X

3.619

Trong đó

X - là momen uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị;

Xt - là momen uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị do thành phần tĩnh của tải

trọng gió gây ra;

Xd - là momen uốn (xoắn), lực cắt, lực dọc, hoặc chuyển vị do thành phần động của tải

trọng gió gây ra;

s - là số dao động tính toán.

19 Tra công thức theo Điều 4.12, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động

của tải trọng gió. [3]




Bảng 3.17 - Bảng tổng hợp giá trị tính toán tải trọng gió tác dụng lên công trình

STT Tầng

Thành phần gió tĩnh Thành phần gió động

Phương X Phương Y Phương X Phương Y

(mode 1) (mode 2)

WXj (kN) WYj (kN) WXj (kN) WYj (kN)

1 Tầng trệt 50,96 78,03 4,18 6,33

2 Tầng 2 94,6 144,86 10,11 15,32

3 Tầng 3 100,96 154,59 17,89 24,1

4 Tầng 4 99,1 151,74 23,3 35,32

5 Tầng 5 105,77 161,97 31,07 44,16

6 Tầng 6 111,52 170,76 38,84 55,93

7 Tầng 7 116,58 178,52 48,54 67,7

8 Tầng 8 121,14 185,5 56,31 82,42

9 Tầng 9 125,3 191,86 66,02 94,2

10 Tầng 10 129,13 197,72 73,79 108,92

11 Tầng 11 132,68 203,17 81,55 120,69

12 Tầng 12 136,01 208,26 91,26 135,41

13 Tầng 13 139,14 213,06 99,03 147,18

14 Tầng 14 142,1 217,59 106,8 158,96

15 Tầng 15 144,91 221,89 114,56 173,68

16 Tầng 16 147,58 225,99 120,39 185,45

17 Tầng 17 150,14 229,9 128,16 197,23

18 Tầng 18 152,59 233,65 132,3 206,38

19 Tầng sân thượng 154,94 237,25 110,25 171,71

20 Tầng mái 78,6 120,36 13,37 21,07




3.2.6. Tải trọng động đất

3.2.6.1. Tổng quan về động đất

Trong vỏ trái đât luôn luôn có những hoạt động dịch chuyển. Động đất là kết quả của

ứng suất bên trong sinh ra, gây sự chuyển động chuyển dịch của vỏ quả đất do những vị

trí cân bằng mới luôn luôn hướng về vỏ quả đất. Do hoạt động chuyển dịch tăng ở từng

vùng của quả đất, khi đạt đến cường độ giới hạn sẽ gây ra phá hoại tức thì ở từng vùng

riêng biệt, gây ra động đất. Động đất gây tác động tan rã của đât, làm sụp đổ vỏ quả đất.

Hay nói cách khác động đất là hiện tượng dao động rất mạnh nền đất xảy ra khi một

nguồn năng luợng lớn được giải phóng trong thời gian rất ngắn do sự nứt rạn đột ngột

trong phần vỏ hoặc trong phần áo trên của quả đất. Khi động đất xảy ra, nền có thể bị

mất ổn định kèm theo những chuyển vị lớn trên bề mặt gây ra sự phá hoại các công trình

xây dựng. Những hiện tượng sau đây có thể xảy ra cho nền đất:

Lún sau khi sóng địa chấn đi qua (nền đất có cấu trúc hạt ròi và xốp);

Sụt lở hoặc các chuyển động trên mặt đất;

Hóa lỏng (nền đất bão hòa nước và được tạo thành từ các hạt rời không nén chặt).

Việc nghiên cứu phản ứng địa chấn của một công trình được thực hiện với giả thiết nền

đất ổn định, không có biến dạng thường xuyên. Đối với nền đất có thể bị mất ổn định

khi động đất xảy ra cần phải áp dụng các kỹ thuật gia cố nền trước khi xây dựng. Động

đất làm cho các công trình xây dựng bị phá hoại theo các cách sau:

Bằng lực quán tính sinh ra khi nền đất chuyển động;

Bằng hỏa hoạn phát sinh;

Bằng cách thay đổi các tính chất cơ lý của nền;

Bằng chuyển vị trục tiếp của đứt gãy tại vị trí xây dựng;

Bằng cách tạo ra các sóng nước như sóng địa chấn (sóng thần) hoặc chuyển động chất

lỏng trong các bể chứa và hồ.

Quan niệm hiện đại trong tính toán thiết kế kháng chấn.

Sự làm việc của công trình xây dựng trong thời gian xảy ra động đất phụ thuộc vào hai

yếu tố chính:

Cường độ động đất hoặc độ lớn động đất;

Chất lượng công trình.




Chất lượng công trình là một yếu tố có độ tin cậy tương đối cao vì nó phụ thuộc vào

những điều kiện có thể kiểm soát được như: Hình dạng công trình, phương pháp tính

toán, cách thức cấu tạo các bộ phận kết cấu chịu lực và không chịu lực, chất lượng thi

công… Còn cường độ động đất là một yếu tố có độ tin cậy rất thấp. Trị số cực đại động

đất dự kiến xảy ra trong thời gian sử dụng công trình.

Do đó quan điểm thiết kế kháng chấn hiện nay là chấp nhận tính không chắc chắn của

hiện tượng động đất để tập trung vào việc thiết kế các công trình có mức độ an toàn chấp

nhân được.

Đánh giá sức mạnh động đất

Vấn đề đánh giá và đo sức mạnh động đất là một vấn đề rất quan trọng, được các nhà

địa chấn học thường xuyên quan tâm nghiên cứu. Trong nhiều thế kỷ qua đã xuất hiện

nhiều cách thức đánh giá định tính và định lượng các chuyển động địa chấn nói riêng và

sức mạnh động đất nói chung. Hiện nay sức mạnh động đất được đánh giá qua: Thang

cường độ động đất; Thang độ lớn động đất.

Thang cường độ động đất

Thuật ngữ “cường độ động đất” được sử dụng ở đây nhằm biểu thị độ mạnh hoặc sức

tàn phá của một trận động đất lên con người và các công trình xây dựng tại một khu vực

cụ thể nào đó. Các thang cường độ động đất đều được lập ra trên cơ sở cảm giác chủ

quan của con người và các mức độ bị phá hoại của các công trình xây dựng khi chịu các

chuyển động địa chấn. Chính vì thế chúng mang yếu tố chủ quan và phụ thuộc vào

khoảng cách chấn tâm lẫn chất lượng xây dựng công trình tại địa điểm đang xét. Trên

thế giới hiện đang sử dụng các thang cường độ sau:

Thang cường độ động đất Mercalli sửa đổi;

Thang cường độ động đất JMA;

Thang cường độ động đất MSK – 64.

Việt Nam hiện đang sử dụng thang cường độ động đất MSK-64 (gồm 12 cấp).




Thang độ lớn động đất

Hiện nay trên thế giới đang sử dụng thang Richter (tên của một giáo sư địa – vật lý ở

viện công nghệ California (Hoa kỳ)). Nó cho biết độ lớn tổng thể hoặc quy mô của trận

động đất. Khác với cường độ động đất có giới hạn tối đa là cấp 12, độ lớn động đất

không có giới hạn trên.

1 – 2 độ richter 3 – 4 độ richter 5 – 6 độ richter 7 – 8 độ richter

Bảng 3.18 - Mối quan hệ giữa độ lớn và cường độ động đất

Độ lớn M 2 3 4 5 6 7 8

Cường độ

MM I-II III IV-V VI-VII VII-VIII IX-X XI




Việt Nam có tất cả khoảng 30 khu vực có thể phát sinh động đất, mức độ chấn động của

động đất nằm trong khoảng 5.5 đến 6.8 độ Richter, tức là có thể gây hư hại nhẹ về nhà

cửa.

3.2.6.2. Tính toán tải trọng động đất

Cơ sở lý thuyết tính toán

Theo TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất. [5] ta có các phương

pháp phân tích sau:

Phương pháp phân tích đàn hồi tuyến tính

Phương pháp “phân tích phổ phản ứng dao động” + Phương pháp “phân tích lực ngang

tương đương”

Phương pháp phi tuyến

Phương pháp tĩnh phi tuyến

Phương pháp phi tuyến theo thời gian




Hình 3.12 - Bản đồ phân vùng gia tốc nền lãnh thổ Việt Nam




Theo TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất.[5] ta có các phương

pháp phân tích sau

Phương pháp phân tích đàn hồi tuyến tính

Phương pháp “phân tích phổ phản ứng dao động” + Phương pháp “phân tích lực ngang

tương đương”

Phương pháp phi tuyến



Phương pháp phân tích tĩnh lực ngang tương đương

Phương pháp tĩnh lực ngang tương đương là phương pháp trong đó lực quán tính do

động đất sinh ra tác động lên công trình theo phương ngang được thay thế bằng các tĩnh

lực ngang tương đương. Phần lớn các công trình xây dựng thông thường khi thiết kế

kháng chấn đều dùng phương pháp này để tính toán. Lực ngang này có tên là lực cắt đáy

hoặc lực cắt ở chân công trình, được phân phối trở lại trên chiều cao công trình tại các

vị trí có khối lượng tập trung, thường là cao trình bản sàn. Phương pháp phân tích này

có thể áp dụng cho các nhà mà phản ứng của nó không chịu ảnh hưởng đáng kể bởi các

dạng dao động bậc cao hơn dạng dao động cơ bản trong mỗi phương chính. Ưu điểm

của phương pháp này là tính toán nhanh, đơn giản và cho kết quả tính toán với độ chính

xác có thể chấp nhận được. Phương pháp tĩnh lực ngang tương đương không áp dụng

cho các công trình có hình dạng không đều đặn hoặc có sự phân bố khối lượng và độ

cứng không đồng đều trong mặt bằng cũng như trong chiều cao (xem Điều 4.3.2.2.1[5])

Phương pháp này có thể áp dụng nếu nhà và công trình đáp ứng được cả hai điều kiện

sau đây

c

1

4TT

2,0s

3.720

Phương pháp phân tích phổ phản ứng dao động

20 Tra công thức theo Điều 4.3.3.2.1, TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu

động đất. [5]




Trước hết, theo cách tính thông thường, xác định mỗi dạng dao động chính của hệ kết

cấu. Tiếp đó là từ phổ phản ứng động đất cho trước, xác định các phổ gia tốc cực đại

ứng với chu kỳ dao động chính. Trên cơ sở này bằng kỹ thuật phân tích dạng, xác định

phản ứng lớn nhất của hệ kết cấu được xác định theo phương pháp tổ hợp thống kê các

phản ứng lớn nhất ở các dạng dao động chính. Phương pháp phân tích phổ phản ứng là

phương pháp có thể áp dụng cho tất cả các loại nhà (xem Điều 4.3.3.1 TCVN 9386 –

2012: Thiết kế công trình chịu động đất. [5])


Được thực hiện dưới điều kiện lực trọng trường không đổi và tải trọng nằm ngang tăng

một cách đơn điệu. Phương pháp này có thể áp dụng để kiểm tra tính năng kết cấu của

nhà hiện hữu và nhà được thiết kế với mục đích sau:

Để kiểm tra hoặc đánh giá lại các tỉ số cường độ.

Để xác định các cơ cấu dẻo dự kiến và sự phân bố hư hỏng.

Để đánh giá tính năng kết cấu của nhà hiện hữu hoặc được cải tạo theo các mục tiêu của

tiêu chuẩn liên quan.

Sử dụng như một phương pháp thiết kế thay cho phương pháp phân tích đàn hồi – tuyến

tính có sử dụng hệ số ứng xử q.


Phản ứng phụ thuộc vào thời gian của kết cấu có thể xác định bằng cách phân tích theo

lịch sử thời gian các phương trình vi phân chuyển động của nó, sử dụng các giản đồ gia

tốc biểu thị các chuyển động nền cho trong Điều 4.3.3.4.3, TCVN 9386 – 2012: Thiết

kế công trình chịu động đất. [5].

Kết Luận: Từ kết quả phân tích theo Bảng 3.8 Công trình có độ cứng không đồng đều

theo chiều cao do đó tĩnh lực ngang tương đương không phù hợp trong việc tính toán tải

trọng động đất. Việc sử dụng phương pháp lịch sử - thời gian cũng gặp nhiều khó khăn

vì không có số liệu bằng gia tốc đo tại địa điểm xây dựng. Trong đồ án này sinh viên

chọn phương pháp phổ phản ứng để xác định tải trọng động đất.




Phổ phản ứng thiết kế theo phương ngang

Xác định loại đất nền

Chỉ số SPT trung bình của đất nền : NSPT = 22

Loại đất nền C có 15 < NSPT <50 21

Xác định tỷ số agR/g

Gia tốc nền ứng với vị trí xây dựng công trình tại Quận 1, Tp.Hồ Chí Minh:

gRa 0,0848g 22

2

gRa 0,0848g 0,0848.9,81 0,832 m / s

Xác định hệ số tầm quan trọng

Hệ số tầm quan trọng: 1 1,25 (Tra bảng phụ lục F,G [5] ứng với công trình nhà

chung cư từ 20 - 60 tầng).

Xác định giá trị gia tốc đất nền thiết kế ag

g gR 1a a . 3.823

Gia tốc nền thiết kế:

2 2

g gR 1a a . 0,0853.9,81.1,25 1,046m / s 0,08g 0,7848 m / s

Phải thiết kế kháng chấn.

Xác định hệ số ứng xử q của kết cấu bê tông cốt thép

q = 3,6 - hệ kết cấu hỗn hợp tương đương vách cứng, hoặc hệ vách cứng có lỗ (hệ tường

có dầm liên kết)

21 Tra theo Điều 3.1.2, Bảng 3.1,TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động

đất. [5]

22 Tra theo Phụ Lục I,TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất. [5]

23 Tra theo công thức theo Điều 3.2.2.2,TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu

động đất. [5]




Xây dựng phổ thiết kế dùng cho phân tích đàn hồi

Bảng 3.19 - Giá trị của tham số mô tả các phổ phản ứng đàn hồi

Loại nền đất S TB (s) TC (s) TD

C 1,15 0,2 0,6 2,0

Phổ thiết kế không thứ nguyên của công trình được xác định qua các biểu thức sau:

B0 T T 0,6s

d g

B

2

2 T 2,5 2 2 T 2,5 2S T a S 1,046.1,15.

3 T q 3 3 0,2 3,6 3

21,2029 0,1389T m / s

3

B CT T T 0,6s

2d g

2,5 2,5S T a S 1,046.1,15. 0,835 m / s

q 3,6

C DT T T 2

C

gd

T2,5 2,5 0,6 0,501a S 1,046.1,15. .

q T 3,6 T TS T

0,2.1,046 0,2092

C

gd

T2,5 2,5 0,6 0,501a S 1,046.1,15. .

q T 3,6 T TS T

0,2.1,046 0,2092

DT T

C D

g 2 2 2d

T .T2,5 2,5 0,6.2 1,002a S 1,046.1,15. .

q T 3,6 T TS T

0,2.1,046 0,2092




Bảng 3.20 - Giá trị phổ phản ứng thiết kế theo phương ngang

STT T

(s)

Sd

(m/s2) STT

T

(s)

Sd

(m/s2) STT

T

(s)

Sd

(m/s2)

1 0,0000 0,8019 21 1,0500 0,4773 42 2,1000 0,2273

2 0,0500 0,8103 22 1,1000 0,4556 43 2,1500 0,2169

3 0,1000 0,8186 23 1,1500 0,4358 44 2,2000 0,2092

4 0,1500 0,8270 24 1,2000 0,4177 45 2,2500 0,2092

5 0,2000 0,8353 25 1,2500 0,4010 46 2,3000 0,2092

6 0,2500 0,8353 26 1,3000 0,3855 47 2,3500 0,2092

7 0,3000 0,8353 27 1,3500 0,3713 48 2,4000 0,2092

8 0,3500 0,8353 28 1,4000 0,3580 49 2,4500 0,2092

9 0,4000 0,8353 29 1,4500 0,3457 50 2,5000 0,2092

10 0,4500 0,8353 30 1,5000 0,3341 51 2,5500 0,2092

11 0,5000 0,8353 31 1,5500 0,3234 52 2,6000 0,2092

12 0,5500 0,8353 32 1,6000 0,3133 53 2,6500 0,2092

13 0,6000 0,8353 33 1,6500 0,3038 54 2,7000 0,2092

14 0,6500 0,7711 34 1,7000 0,2948 55 2,7500 0,2092

15 0,7000 0,7160 35 1,7500 0,2864 56 2,8000 0,2092

16 0,7500 0,6683 36 1,8000 0,2784 57 2,8500 0,2092

17 0,8000 0,6265 37 1,8500 0,2709 58 2,9000 0,2092

18 0,8500 0,5897 38 1,9000 0,2638 59 2,9500 0,2092

19 0,9000 0,5569 39 1,9500 0,2570 60 3,0000 0,2092

20 0,9500 0,5276 40 2,0000 0,2506 61 3,0500 0,2092

21 1,0000 0,5012 41 2,0500 0,2385 62 3,1000 0,2092




Phổ thiết kế theo phương đứng.

Thành phần thẳng đứng của tải trọng động đất chỉ cần xem xét khi vga 0,25g 24Công

trình nằm ở Quận 1 với 2

vga 0,9.1,046 0,9414 0,25.g 2,5 m / s nên không cần

xét đến thành phần đứng của tải động đất. Do đó, không cần xây dựng phổ phản ứng

theo phương đứng.

Tổ hợp tải trọng động đất

Do phản ứng của các dạng dao động riêng theo cả 2 phương thỏa điều kiện j iT 0,9T

nên các dạng dao nộng riêng này có thể xem là độc lập tuyến tính với nhau. Khi nó tổ

hợp tải trọng động đất được xác nịnh theo phương pháp căn bậc hai của tổng bình

phương:

k2

E i

i 1

E E

Trong đó:

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

Ei– giá trị của hệ quả tác động của động đất này do dạng dao động riêng thứ i gây ra.

k – số dạng dao động cần xét.

Số dạng dao động cần xét đến trong phương pháp phổ phản ứng là số dạng dao động

góp phần đáng kể vào phản ứng tổng thể của công trình. Điều này có thể được thỏa mản

nếu đạt được 1 trong 2 điều kiện sau:

Tổng các trọng lượng hữu hiệu của các dạng dao động (mode) được xem xét chiếm ít

nhất 90% tổng trọng lượng của kết cấu.

Tất cả các dạng dao động (mode) có trọng lượng hữu hiệu lớn hơn 5% của tổng trọng

lượng đều được xét đến.

Cũng theo [5] tổng các trọng lượng hữu hiệu đối với tất cả các dạng dao động và với

một hướng cho trước bằng tổng trọng lượng của kết cấu. Như vậy, thì số dạng dao động

cần xét là 24 dạng dao động.

24 Tra theo Điều 4.3.3.5.2,TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất. [5]




Nói chung nếu dùng kết quả xác định như trên để tổ hợp các hệ quả do các tải trọng khác

gây ra, ta sẽ được các giá trị phản ứng quá thiên về an toàn. Vì thực tế, lực động đất tác

động theo 2 phương ngang vuông góc với nhau không phải lúc nào cùng pha nhau, cho

phép sử dụng tổ hợp sau:

E Edx EdyE E 0,3E 3.925

E Edx EdyE 0,3E E 3.10

3.2.7. Tổ hợp tải trọng

3.2.7.1. Các trường hợp tải trọng

Theo sách “Tính toán tiết diện cột Bê tông cốt thép” của GS.TS.Nguyễn Đình Cống

[18]: “trong những nhà nhiều tầng có tĩnh tải khá lớn so với hoạt tải (g >2p với g và p

là tĩnh tải và hoạt tải) và có chiều cao nhà khá lớn (>40m) thì moment trong dầm và cột

do hoạt tải đứng gây ra là khá bé so với moment do tĩnh tải và tải trọng gió gây ra. Lúc

này có thể tính gần đúng bằng cách bỏ qua các trường hợp xếp hoạt tải đứng cách tầng,

cách nhịp mà gộp toàn bộ hoạt tải sàn và tính tải sàn để tính”. Ngoài ra Điều 13.7.6.3

Tiêu chuẩn ACI 318M-08 [29]

13.7.6.2- When the unfactored live load is variable but does not exceed three-

quarters of the unfactored dead load, or the nature of live load is such that all

panels will be loaded simultaneously , it shall be permitted to assume that

maximum factored moments occur at all sections with full factored live load on

entire slab system.

Lược dịch thì trong trường hợp hoạt tải lớn hơn 75% tĩnh tải thì mới xét đến các

trường hợp chất tải, trong trường hợp ngược lại thì chất đầy hoạt tải.

Từ đó ta có:

25 Tra theo Điều 4.3.3.5.1,TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất. [5]




Bảng 3.21 - Bảng các trường hợp tải trọng

TT Ký hiệu Loại Ý nghĩa

1 TT DEAD Tĩnh tải

2 HT LIVE Hoạt tải

3 GTX WIND Gió tĩnh theo phương X

4 GTY WIND Gió tĩnh theo phương Y

5 GDX WIND Gió động theo phương X

6 GDY WIND Gió động theo phương Y

7 DDX1 QUAKE Động đất ứng với dạng dao động riêng thứ 1 phương X



10 DDY1 QUAKE Động đất ứng với dạng dao động riêng thứ 1 phương Y



Bảng 3.22 - Bảng khai báo các tổ hợp trung gian

TT Ký hiệu Loại Thành phần Ý nghĩa

9 GX ADD GTX,GDX Gió theo phương X

10 GY ADD GTY,GDY Gió theo phương Y

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

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

3.2.7.2. Tổ hợp nội lực

Tổ hợp cơ bản

Tổ hợp cơ bản 1: 1,0.Tĩnh Tải + 1,0.Hoạt Tải

TH1: Tĩnh tải + Hoạt tải

TH2: Tĩnh tải + Gió X trái

TH3: Tĩnh tải + Gió X phải.




TH4: Tĩnh tải + Gió Y trái.

TH5: Tĩnh tải + Gió Y phải

Tổ hợp cơ bản 2: 1,0.Tĩnh Tải + 0,9 Tổng các hoạt tải tạm thời làm tăng nội lực

cấu kiện

TH6: Tĩnh tải + 0,9( Hoạt tải + Gió X trái)

TH7: Tĩnh tải + 0,9( Hoạt tải + Gió X phải)

TH8: Tĩnh tải + 0,9( Hoạt tải + Gió Y trái)

TH9: Tĩnh tải + 0,9( Hoạt tải + Gió Y phải)

3.2.7.3. Tổ hợp đặc biệt

Theo TCVN 2737-1995 [2]:

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

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

lấy toàn bộ.26

Tổ hợp tải trọng đặc biệt có có hai tải trọng tạm thời trở lên, giá trị tải trọng đặc biệt

được lấy không giảm, giá trị tính toán của tải trọng tạm thời hoặc nội lực tương ứng của

chúng được nhân với hệ số tổ hợp như sau: tải trọng tạm thời dài hạn nhân với hệ số

1 0,95 , tải trọng tạm thời ngắn hạn nhân với, 1 0,8 trừ những trường hợp đã được

nói rõ trong tiêu chuẩn thiết kế các công trình vùng động đất hoặc các tiêu chuẩn thiết

kế kết cấu và nền móng khác.27

Theo cách hiểu thứ nhất chỉ có một tải trọng tạm thời ta có các tổ hợp tải trọng đặc biệt

sau:

26 Tra theo Điều 2.4.2, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn thiết

kế.[2]

27 Tra theo Điều 2.4.5, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn thiết

kế. [2]




TH10: Tĩnh tải + Hoạt tải + DDX + 0,3.DDY.( tác động động đất theo phương X)

TH11: Tĩnh tải + Hoạt tải + 0,3.DDX + DDY.( tác động động đất theo phương Y)

Theo cách hiểu thứ 2 có nhiều tải trọng tạm thời ta có các tổ hợp đặc biệt sau:

TH10: Tĩnh tải + 0,95.HTNH + 0,8.HTDH + DDX + 0,3.DDY.

( tác động động đất theo phương X)

TH11: Tĩnh tải + 0,95.HTNH + 0,8.HTDH + 0,3.DDX + DDY.

( tác động động đất theo phương Y)

Theo TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất. [5]:

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

công thức:

dd k, j E 2,i k,i

j 1 i 1

E G " "P" "A " " Q

3.1128

Trong đó:

Dấu “+” là “tổ hợp với”

G - Tĩnh tải

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

dEA - Tải trọng động đất.

Q - Tải trọng tạm thời ( hoạt tải).

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

Các hiệu ứng quán tính của tác động động đất thiết kế phải được xác định có xét đến các

khối lượng liên quan tới tất cả các lực trọng trường xuất hiện trong tổ hợp tải trọng sau:

k, j 2,i k,i

j 1 i 1

G " " Q

3.12

28 Tra theo Điều 3.2.4, TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất.[5]




2,i - Hệ số tổ hợp tải trọng đối với tác động thay đổi thứ i29

Các hệ số tổ hợp 2,i xét đến khả năng là tác động thay đổi

k,iQ không xuất hiện trên

toàn bộ công trình trong thời gian xảy ra động đất. Các hệ số này còn xét đến sự tham

gia hạn chế của khối lượng vào chuyển động của kết cấu do mối liên kết không cứng

giữa chúng.

Bảng 3.23 - Các giá trị 2,i đối với nhà

Tác động 2,i

Tải trọng đặt lên nhà, loại

Loại A: Khu vực nhà ở, gia đình 0,3

Loại B: Khu vực văn phòng 0,3

Loại C: Khu vực hội họp 0,6

Loại D: Khu vực mua bán 0,6

Loại E: Khu vực kho lưu trữ 0,8

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

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

Loại H: Mái 0

Bảng 3.24 - Giá trị của để tính toán 2,i

Loai tác động thay đổi Tầng

Các loại từ A C*

Mái 1,0

Các tầng sử dụng đồng thời 0,8

Các tầng sử dụng độc lập 0,5

Các loại từ D F* và kho lưu trữ

Để đơn giản tính toán, thiên về an toàn tất cả các hoạt tải ta chọn hệ số tổ hợp2,i 0,6

29 Tra theo Điều 4.2.4, TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu động đất.[5]




Các hệ quả của tác động động đất do các thành phần nằm ngang của tác động động đất

có thể xác định bằng cách sử dụng cả hai tổ hợp:

DDX + 0,3.DDY.( tác động động đất theo phương X)

0,3.DDX + DDY.( tác động động đất theo phương Y)

Vậy ta có các tổ hợp đặc biệt sau:

TH10: Tĩnh tải + 0,6.Hoạt tải + DDX + 0,3.DDY.( tác động động đất theo phương X)

TH11: Tĩnh tải + 0,6.Hoạt tải + 0,3.DDX + DDY.( tác động động đất theo phương Y)

3.2.7.4. Kết luận

Như phân tích phía trên theo Điều 2.4.5 [2] Tổ hợp tải trọng đặc biệt có có hai tải trọng

tạm thời trở lên, giá trị tải trọng đặc biệt được lấy không giảm, giá trị tính toán của tải

trọng tạm thời hoặc nội lực tương ứng của chúng được nhân với hệ số tổ hợp như sau:

tải trọng tạm thời dài hạn nhân với hệ số 1 0,95 , tải trọng tạm thời ngắn hạn nhân

với, 1 0,8 trừ những trường hợp đã được nói rõ trong tiêu chuẩn thiết kế các

công trình vùng động đất hoặc các tiêu chuẩn thiết kế kết cấu và nền móng khác.

Vậy ta phải sử dụng tổ hợp tải trong theo TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình

chịu động đất.[5]

Công trình là chung cư, như đã phân tích ở trên thiên về an toàn trong trường hợp tổ hợp

có động đất thì hệ số hoạt tải bằng 0,6




Bảng 3.25 - Bảng tổ hợp tải trọng

TT TÊN TỔ HỢP CẤU TRÚC TỔ HỢP

1 COMB1 TT + HT + PT-Final

2 COMB2 TT + GX + PT-Final

3 COMB3 TT + GY + PT-Final

4 COMB4 TT – GX + PT-Final

5 COMB5 TT – GY + PT-Final

6 COMB6 TT + 0,9(HT+GX) + PT-Final

7 COMB7 TT + 0,9(HT+GY) + PT-Final

8 COMB8 TT + 0,9(HT-GX) + PT-Final

9 COMB9 TT + 0,9(HT-GY) + PT-Final

10 COMB10 TT + 0,6HT+DDX + PT-Final

11 COMB11 TT + 0,6HT+DDY + PT-Final

12 COMB12 TT + 0,6HT-DDX + PT-Final

13 COMB13 TT + 0,6HT+DDY + PT-Final

14 BAO ENVE(COMB1, COMB2,…COMB13)

3.2.7.5. Tính toán với sự trợ giúp của máy tính

Phần này trình bày cách sử dụng chương trình Etabs để khai báo tải trọng động đất theo

phương pháp phổ phản ứng.

Định nghĩa phổ gia tốc nền

Trong phương pháp này, tính toán các giá trị của phổ phản ứng gia tốc như trình bày ở

trên và lưu vào 1 file *.txt, nội dung của file này như sau:




Hình 3.13 – Giá trị phổ phản ứng ngang sau khi tính toán

Khai báo phổ phản ứng gia tốc trong Etabs theo các bước sau đây:

Vào menu Define Response Spectrum Functions, cửa số Define Response

Spectrum Functions sẽ xuất hiện




Trong mục Choose Function Type to Add, chọn Spectrum from File. Click Add New

Function, cửa sổ Response Spectrum Function Definition sẽ xuất hiện

Trong mục Values are, chọn Period vs Value, click Browe để chọn file.




Định nghĩa trường hợp tải trọng động đất

Vào menu Define Response Spectrum Case, cửa số Define Response Spectra sẽ

xuất hiện.

Click Add New Spectrum, cửa sổ Response Spectrum Case Data sẽ xuất hiện




Spectrum Case Name (tên trường hợp tải) – DDX, DDY;

Damping (hệ số hãm) – 0,05; + Modal Combination (tổ hợp dạng) – CQC;

Directional Combination (tổ hợp hướng) – SRSS;

Input Response Spectra (chỉ định hàm gia tốc nền): PHONGANG ( cho U1 và U2 vì

không xét đến gia tốc theo phương đứng)

Eccentricity (độ lêch tâm gây nên xoắn) – Ecc.Ratio (All Diaph): 0,05




3.3. LÝ THUYẾT PHÂN TÍCH ẢNH HƯỞNG CỦA ỨNG LỰC TRƯỚC TRONG

THIẾT KẾ KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG

3.3.1. Đặt vấn đề

Trong xây dựng nhà cao tầng sử dụng công nghệ ứng lực trước thường chỉ ứng lực trước

cho các cấu kiện chịu uốn hay chịu kéo như sàn và dầm còn các cấu kiện khác như cột,

vách thường sử dụng bê tông cốt thép không căng. Lực nén trước là một dạng tải trọng

đặc biệt tác động vào kết cấu thường có giá trị lớn và gây ra những ứng suất và biến

dạng không những trong cấu kiện ứng lực trước mà còn trong nhưng cấu kiện không

ứng lực trước khác như cột và vách trong hệ kết cấu nhà cao tầng.

Tuy nhiên trong thiết kế tính toán thông thường các nhà thiết kế tách riêng từng sàn và

chỉ tính ứng lực của cáp đối với sàn mà ít quan tâm đến ảnh hưởng của ứng lực trước

đến các kết cấu khác như cột vách…

Câu hỏi đặt ra là khung nhà cao tầng khi có xét đến ảnh hưởng của cáp và không xét

đến ảnh hưởng của cáp khác nhau ra sao? Vậy liệu chỉ xét ảnh hưởng của cáp đến các

cấu kiện ứng lực trước mà bỏ qua những ảnh hưởng của chúng đến các kết cấu khác

như trên thì có an toàn cho hệ kết cấu nhà cao tầng không?

Để làm sáng tỏ hơn vấn để trên sinh viên xét khung nhà một tầng với dầm ngang được

ứng lực trước còn cột khung là kết cấu bê tông cốt thép không ứng lực trước. Như đã

trình bày ở các chương trước thì để mô hình ảnh hưởng của cáp ứng lực trước vào kết

cấu có thể sử dụng phương pháp cân bằng tải trọng và với khung nhà 1 tầng này giả thiết

thành phần cân bằng của cáp ứng lực trước gồm thành phần lực hướng lên và thành phần

lực nén tại nút khung. Phân tích khung với 2 trường hợp sau:

3.3.1.1. Trường hợp 1

Khung chịu tác động của tải trọng đứng (tĩnh tải và hoạt tải) và các thành phần ứng lực

trước như Hình 3.14.




Hình 3.14 - Trường hợp khung chịu tải trọng đứng và thành phần ứng lực trước

Nhận xét 1

Trong trường hợp khung chịu tải trọng đứng (tĩnh tải + hoạt tải) thì khi có xét thành

phần ứng lực trước trong khung thì mômen trong vách nhỏ hơn khi không xét đến ứng

lực trước.

3.3.1.2. Trường hợp 2

Khung chịu tác động của tải trọng ngang (tải trọng gió hoặc động đất) và các thành phần

ứng lực trước như Hình 3.15

MOÂMEN DO TAÛI TROÏNG ÑÖÙNG

MOÂMEN DO LÖÏC NEÙN CAÙP

MOÂMEN DO TAÛI TROÏNG CAÂN BAÈNG HÖÔÙNG LEÂN

MOÂMEN TOÅNG SAU CUØNG




Hình 3.15 - Trường hợp khung chịu tải trọng ngang và thành phần ứng lực trước

Nhận xét 2

Trong trường khung chịu tải trọng ngang thì khi có xét đến ảnh hưởng của ứng lực trước

thì mômen trong cột lại tăng lên đáng kể so với trường hợp không có xét như

Từ 2 trường hợp phân tích ở trên, chúng ta dễ dàng nhận thấy trong tổ hợp nội lực cần

phải xét đến thành phần ứng lực trước ảnh hưởng đến kết cấu khung để tránh những sai

lầm đáng tiếc trong kết quả tính toán và bố trí cốt thép cho thành phần kết cấu chịu lực

còn lại không ứng lực trước như cột và vách…

3.3.2. Quy trình thiết kế

Bước 1: Tách riêng thiết kế các cấu kiện ứng lực trước trong kết cấu

MOÂMEN DO LÖÏC NEÙN CAÙP

MOÂMEN DO TAÛI TROÏNG CAÂN BAÈNG HÖÔÙNG LEÂN

MOÂMEN TOÅNG SAU CUØNG

MOÂMEN DO TAÛI TROÏNG NGANG NHÖ GIOÙ HAY ÑOÄNG ÑAÁT




Bước 2: Xác định tải trọng cân bằng của thành phần ứng lực trước

Từ hình dạng cáp, số lượng cáp trong từng dải trên cột và dải giữa nhịp trong sàn ta quy

về tải trọng tương đương bằng phương pháp cân bằng tải trọng mà sinh viên đã nêu ở

Mục Error! Reference source not found. của đồ án này.

Bước 3: Mô hình khung với các phần tải trọng ứng lực trước

Sau khi quy đổi cáp về tải trọng tương đương ta đưa các tải trọng này vào tính

toán kết cấu toàn bộ khung.

Bước 4: Tổ hợp nội lực

Thành phần ứng lực trước luôn tồn tại trong kết cấu nên có thể xem là tỉnh tải. Do đó

khi tổ hợp nội lực lấy hệ số tổ hợp là 1 và tuân thủ theo TCVN 9386 – 2012: Thiết kế

công trình chịu động đất.

Bước 5: Tính toán và bố trí thép cho cấu kiện không ứng lực trước.

3.3.3. Một số lưu ý khi xét ảnh hưởng thành phần ứng lực trước trong kết cấu nhà

cao tầng

Việc mô hình toàn bộ kết cấu và chất vào mô hình các tải tính toán lên công trình là

không phù hợp với điều kiện làm việc thực của công trình.

Vì thực chất là công trình được xây từng tầng. Do đó tải trọng của tầng trên chỉ ảnh

hưởng đến tầng dưới nó. Trong trường hợp mô hình cả công trình thì tải trọng tầng dưới

tác dụng cả tầng dưới lẫn tầng trên nó. Do đó việc mô hình hóa toàn bộ kết cấu với các

tải trọng tương ứng như hiện nay đang tính toán là chưa chính xác.

Tương tự thì ảnh hưởng của ứng lực trước trong công trình cũng vậy, việc kéo cáp theo

từng tầng, trong trường này các tầng trên vẫn chưa được thi công do đó ứng lực trước

chỉ tác dụng lên các tầng phía dưới nó mà không tác dụng lên tầng trên nó. Để cụ thể

hơn sinh viên minh họa bằng hình vẽ sau:

- Khi ứng lực trước tầng thứ N thì cột tầng thứ N sẽ bị chuyển vị một đoạn là .




- Khi xây tiếp tầng thứ N+1 thì thành phần lực ứng lực trước của tầng thứ N không còn

ảnh hưởng đến tầng thứ N+1 nữa. Vì thực chất là xây lên một cột đã bị chuyển vị trước.

- Tương tự khi xây tiếp tầng thứ N+2 thì thì thành phần lực nén của tầng thứ N+2 chỉ

ảnh hưởng đến tầng thứ N và N+1 mà không ảnh hưởng đến tầng N+3

Do đó khi xét đến ảnh hưởng của thành phần ứng lực trước ta phải xét đến các giai

đoạn thi công và trình tự căng cáp.

Tuy nhiên do thời gian làm đồ án không cho phép nên trong đồ án sinh viên chấp nhận

giả thiết quan niệm tính toán kết cấu truyền thống là giả thiết đã có toàn bộ công trình

và chất các tải tương ứng lên công trình đó.

Taàng N

Taàng N

Taàng N+1

Taàng N

Taàng N+1

Taàng N+2




3.3.4. Các giả thiết khi tính toán cho mô hình công trình

Sàn là tuyệt đối cứng trong mặt phẳng của nó (mặt phẳng ngang). Không kể biến dạng

cong (ngoài mặt phẳng sàn) lên các phần tử. Bỏ qua sự ảnh hưởng độ cứng uốn của sàn

tầng này đến các sàn tầng kế bên.

Mọi thành phần hệ chịu lực trên từng tầng đều có chuyển vị ngang như nhau. Các cột

đều được ngàm tại chân cột ngay tại mặt đài móng.

Khi tải trọng ngang tác dụng thì tải trọng tác dụng này truyền vào công trình dưới dạng

lực phân bố đều trên các sàn và sàn truyền các lực này sang hệ vách. Biến dạng dọc trục

của sàn, của dầm xem như là không đáng kể và được bỏ qua trong tính toán.

3.4. MÔ HÌNH CÁP ỨNG LỰC TRƯỚC

Có 2 cách để mô hình ảnh hưởng của sợi cáp vào trong mô hình tính toán của cấu kiện

bê tông ứng lực trước. Mô hình bằng cách quy về tải trọng tương đương nêu ở và mô

hình sợi cáp thực trong phần tử hữu hạn.

3.4.1. Quỹ đạo cáp ứng lực trước

Thép ƯLT trong sàn căng sau thường sử dụng cáp 7 sợi có dính kết hoặc không dính

kết. Quỹ đạo cáp đóng vai trò quan trọng đối với sự làm việc của kết cấu sàn bê tông

ƯLT. Quỹ đạo của cáp thường bố trí gần giống với hình dạng biều đồ momen dưới tác

dụng của tải trọng tiêu chuẩn nhằm tạo hiệu quả tốt nhất về hạn chế độ võng. Thông qua

độ cong của cáp, ƯLT tạo ra tải trọng lên bê tông cân bằng một phầnhoặc toàn bộ tải

trọng tiêu chuẩn tác dụng lên cấu kiện.

Tuy nhiên điều này không luôn xảy ra vì bởi vì những điều kiện đặt tải khác nhau và

những giới hạn hình học của cáp ứng lực trước. Để thuận tiện cho việc phân tính kết cấu

và có thể sử dụng các hàm tích phân thì cáp ứng lực trước được mô hình bằng đường

cong toán học.

Sau đây chúng ta xem xét một sàn bê tông ƯLT, do tải trọng tác dụng lên sàn chủ yếu

là tải trọng phân bố đều. Vì vậy quỹ đạo cáp được chọn là đường parabol như Error!

Reference source not found. (a) theo biểu đồ mômen.




Hình 3.16 - Hình dạng cáp của sàn liên tục nhiều nhịp chịu tải phân bố đều

Tuy nhiên với cấu kiện dạng dầm liên tục như Error! Reference source not found. (a)

thì cáp không thể bố trí với độ cong tương tự như biểu đồ mômen, do việc tạo ta các góc

nhọn của cáp tại các gối tựa. Người ta phải loại bỏ các góc nhọn này để tránh làm tổn

hao ứng suất do ma sát rất lớn tại gối tựa, và tập trung ứng suất cục bộ quá lớn trên bê

tông.

Vì vậy các đường cáp parapol ở hai nhịp liền kề thường được nối với nhau bằng một

đoạn đường cong parabol bậc hai hoặc cung tròn có bán kính cong R 3 5 m đối với

những bó cáp lớn và R 1m với cáp nhỏ (tao đơn) như Error! Reference source not

found. (b).

Để dễ dàng định vị quỹ đạo rải cáp, thì một số tác giả đề nghị dạng cáp parabol đơn giản

hơn như sau (tham khảo Báo Cáo Tổng Kết Đề Tài Nghiên Cứu Khoa Học của

trường Đại học Xây Dựng Hà Nội, Mã số: B2000-34-77, đề tài “ỨNG DỤNG KẾT

CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP ỨNG LỰC TRƯỚC TRONG CÁC KẾT CẤU SÀN

NHIỀU NHỊP”):

L1 L2 L1

0.1L1 0.1L2

L1 L2 L1

0.1L1 0.1L2

Hình daïng caùp theo lyù thuyeát

Hình daïng caùp thöïc teá coâng tröôøng




Hình 3.17 - Sơ đồ rải cáp đơn giản

Trong Phụ lục C của Concrete society – Technical Report No 43 (1994), Post –

tensioned Concrete Floors – Design Handbook 1st Ed.[33], nội dung của TR43 là có

nêu cách xác định các thông số cáp khi bố trí theo hình dạng parabol chính xác như sau:

0,1L

e0,6

e

e=h/2

-d'

e=h/2

-d

d'

d

0,1L 0,4L 0,4L

a) Nhòp bieân

b) Nhòp giöõa

h/2

h/2

h/2

e=h/2

-d'

e=h/2

-d

d'

d

0,1L

e0,6

6e

0,486L0.414L

h/2




Hình 3.18 - Đặc trưng hình học của cáp

Xem xét parabol AB, BCD, và DE

Parabol AB 2

1y k x

BCD 2y kx

DE 2

2y k x

Parabol AB 2

1 1 1a k p

DE 2

2 2 2a k ( p )

Đặt 1 1 2Q q q và 2 3 2Q q q

Parabol BCD 2

'

1 1 1Q a k L p

Và 2

'

2 2 2Q a k L L p

Để tìm độ nghiêng của parabol tại một điểm bất kỳ ta lấy đạo hàmdy

dx, từ đó ta tìm được

góc uốn tại B và D




Parabol AB 1 1 1

dy2k p

dx

BCD 1 1

dy2k L p

dx

Hoặc '

2 1 2

dy2k L L p

dx

DE 2 2 2

dy2k p

dx

Để đường cong là liên tục thì các góc tai điểm uốn B và D phải bằng nhau, nên ta có:

'

1'

1 1 1 1

1

k L p2k p 2k L p k

p

Và '

2'

2 2 2 2

2

k L L pk p 2k L L p k

p

Thay k1 và k2 vào phương trình 2

1 1 1a k p và 2

2 2 2a k ( p ) ta được:

'

1 1a k(L p ) và ' 2

2 2 2a kp (L L p )

Thay k1 và k2 vào phương trình của parabol BC 2

'

1 1 1Q a k L p và

2

'

2 2 2Q a k L L p ở trên ta được: 2

' '

1 1 1 1Q kp L p k L p và

2

' '

2 2 2 2Q kp L L p k L L p

Từ đó ta sẽ tính được giá trị k cho mỗi trường hợp:

2

' '

1 1 1

1

L p p L p1

k Q

Và

2' '

2 2 1

2

L L p p L L p1

k Q




Ta được phương trình bậc hai sau:

2lx mx n

Trong đó:

1 3l q q

2 1 2 2 3 2m p 2L q q p q q

1 2 2n q q L p L

Giải phương trình trên chúng ta tìm được nghiệm:

2m m 4lnL

2l

Khi tìm được L’, thì chúng ta có thể tínhd được a1 và a2 như sau:

1 2 1

1 '

2 3 2

2 '

q q pa

L

q q pa

L L

Trong trường hợp 1 3q q thì

'L L / 2

3.4.2. Tính toán tải trọng tương đương do cáp

Để mô hình cáp ứng lực trước trong tính toán, người ta thay cáp bởi các tải trọng tương

đương như đã nêu. Tùy theo hình dạng và vị trí của cáp ứng lực trước trong sàn mà có

những tải trọng tương đương tương ứng. Sau đây là một số hình dạng cáp và tải trọng

tương đương tương ứng




Hình 3.19 - Hình dạng cáp




Hình 3.20 - Sơ đồ tải trọng tương đương

Sau đây là sinh viên chỉ tóm tắt một số cách tính tải trọng tương đương cần thiết với một

số trường hợp cụ ở trên để phục vụ cho đồ án này.




Bảng 3.26 - Tải trọng tương đương trong mô hình cáp

HÌNH DẠNG CÁP TẢI TRỌNG TƯƠNG

ĐƯƠNG

L R

M

p 2

e

p e R L

L

e

p e R L

R

e

Y Ya Y

2

8.F.eW

L

w L Y Y .FP

2 L

w L Y Y .FP

2 L

LM M L R

e

L R

R R L

L

e e

R R L

R

e e

A ca Y Y Y Y

2

FaLP

A c B c

P B c Y Y .FP

L L

P B c Y Y .FP

L L

M = F.(CGR - CGL)




M= F.(eR – eL)

M = Fe

3.5. PHƯƠNG PHÁP XÁC ĐỊNH NỘI LỰC

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

mô hình:

Phần mềm SAP2000: phần mềm phần tử hữu hạn phân tích các cấu kiện tổng quát.

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

trình.

Phần mềm SAFE: phần mềm phần tử hữu hạn chuyên phân tích cấu kiện dạng tấm (bản

sàn, móng bè,…)

Phần mềm CSI COLUMN: phần mềm phần tử hữu hạn chuyên phân tích kiểm tra khả

năng chịu lực của cấu kiện

Phần mềm Plaxis 8.5




CHƯƠNG 4: THIẾT KẾ TÍNH TOÁN CẦU THANG BỘ

4.1. SỐ LIỆU TÍNH TOÁN

4.1.1. Kích thước sơ bộ

Cầu thang tầng 3 - 18 của công trình này là cầu thang 2 vế dạng bản. Mỗi vế gồm 10

bậc thang với kích thước: h 160 mm ; b 30 mm .

Góc nghiêng cầu thang: h 160

tg 0,533, 28,07b 300

Chiều dày bản thang đươc chọn sơ bộ theo công thức :

ob

L 3900h (112 130) mm

30 35 30 35

4.130

Chọn bề dày bản thang như sơ bộ chọn bh 130 mm .

Hình 4.1 – Mặt bằng cầu thang bộ

Dầm sàn và dầm chiếu nghỉ có kích thước b h được chọn sơ bộ là :

30 Tra công thức (1.16) theo Mục 1.4.2, Võ Bá Tầm (2014), Kết cấu Bê tông cốt thép,

tập 3 cấu kiện đặc biệt. Nhà xuất bản đại học Quốc gia TP.Hồ Chí Minh. [11]

1350280028507000

AB

3'

3

1200

250

12002

900




0d d

L 2650 hh (203 265) b (mm)

10 13 10 13 2 3

4.231

Chọn chiều kích thước dầm thang b h 200 300 mm .

4.1.2. Tải trọng

4.1.2.1. Tĩnh tải

Hình 4.2 - Cấu tạo bản thang

Tĩnh tải được xác định theo công thức sau: n

i tdi i

1

g n 4.3

Trong đó:

i : là khối lượng lớp thứ i;

tdi : Chiều dày tương đương lớp thứ i theo bản nghiêng;

31 Tra theo công thức (1.17), Mục 1.4.2 Võ Bá Tầm (2014), Kết cấu Bê tông cốt thép,

tập 3 cấu kiện đặc biệt. Nhà xuất bản đại học Quốc gia TP.Hồ Chí Minh.[11]

GAÏCH CERAMIC, DAØY 10 mm

VÖÕA XIMAÊNG, DAØY 20 mm

LÔÙP BEÂ TOÂNG COÁT THEÙP, DAØY 120 mm

VÖÕA XIMAÊNG, DAØY 15 mm

SÔN NÖÔÙC

BAÄC THANG XAÂY GAÏCH ÑINH

1

2

3

4

5

6




in : hệ số tin cậy thứ i. 32

Chiều dày tương đương của bậc thang được xác định theo công thức sau:

btd

h cos

2

4.4

Trong đó:

bh : Chiều cao bậc thang;

: Góc nghiêng của thang.

Để xác định chiều dày tương đương của lớp gạch, đá mài, vữa xi măng:

b b i

td

b

l h cos

l

4.5

Trong đó:

bl : Chiều dài bậc thang;

bh : Chiều cao bậc thang;

i : Chiều dày tương đương của lớp thứ i;

: Góc nghiêng của thang.

Đá mài:

b b i

td

d

300 160 .10.cos 28,07l h cos13,5 mm

l 300

3 2

i tdi ig n 20.14.1,2.10 0,336 kN / m

4.1.2.2. Hoạt tải

c

pp p .n 4.6

32 Theo công thức Bảng 1, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn

thiết kế. [2]




Trong đó:

cp : Hoạt tải tiêu chuẩn33

pn : Hệ số tin cậy.34

Bảng 4.1 – Tải trọng tác dụng lên bản thang

Tải

trọng Vật liệu

Chiều

dày

(mm)

Chiều dày

tương

đương

(mm)

i

(kN/m3) n

Tải tính

toán

(kN/m2)

Tĩnh

tải

Gạch ceramic 10 14 20 1,2 0,34

Vữa xi măng 20 27 18 1,3 0,63

Bậc thang(gạch xây) 160 71 18 1,2 1,54

Lớp bê tông cốt thép 120 120 25 1,1 3,30

Vữa xi măng 15 20 18 1,3 0,47

Hoạt

tải Cầu thang 300 1,2 3,60

Tổng cộng 10,18

Khối lượng của tay vịn bằng sắt + gỗ bằng 0,30 (kN/m).

Tải trọng tác dụng trên 1m bề rộng bản thang

q g p .1 0,3 10,18.1 0,3 10,48 kN / m

Tải trọng tác dụng lên bản chiếu nghỉ, chiếu tới

33 Tra theo Điều 4.3.1, bảng 3, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn

thiết kế. [2]

34 Tra theo Điều 4.3.3 TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn thiết

kế.[2]




Hình 4.3 - Cấu tạo bản chiếu nghỉ, chiếu tới

Bảng 4.2 – Tải trọng tác dụng lên bản chiếu nghỉ, chiếu tới

Tải


Chiều

dày

(mm)

i

(kN/m3)

HSVT

n

Tải tính toán

(kN/m2)

Tĩnh

tải

Gạch ceramic 10 20 1,2 0,24

Vữa xi măng 20 20 1,2 0,43

Lớp bê tông cốt thép 12 25 1,1 3,30

Vữa xi măng 15 15 1,2 0,32

Hoạt

tải Cầu thang 300 1,2 3,60

Tổng cộng 7,89

Tải trọng phân bố trên 1m bề rộng bản chiếu nghỉ q g p .1 7,89 kN / m .

Lôùp vöõa xi maêng, daøy 15mm

Baûn saøn beâ toâng, daøy 130 mm

Lôùp vöõa loùt, daøy 20mm

Lôùp laùt ñaù maøi, daøy 20 mm




4.2. MÔ HÌNH 3D BẢN THANG

4.2.1. MÔ HÌNH 3D CẦU THANG BỘ VÀO CÔNG TRÌNH

Hình 4.4 – Mô hình 3D cầu thang trong công trình LUCKY TOWER

Sau đó chọn cầu thang bộ của tầng 3 từ mô hình để xuất sang SAP tiến hành tính

toán.

Ghi chú: Khi xuất sang SAP các vị trí liên kết với các cấu kiện khác được thể

hiện bằng hình ảnh liên kết ngàm




4.2.2. Kết quả nội lực

Hình 4.5 – Moment tại gối B’

Hình 4.6 – Moment tại gối trái




Hình 4.7 – Moment tại nhịp giữa

Hình 4.8 – Moment tại gối phải




Hình 4.9 – Moment tại nhịp biên phải

Hình 4.10 – Moment tại gối B’’




4.3. TÍNH TOÁN CỐT THÉP

Tính toán bản thang

Bảng 4.3 – Bảng tổng hợp nội lực của sơ đồ

Moment

Các

trường

hợp

Gối B’

MB’

(kN.m)

Nhịp

biên

trái

Mtr

nhịp

biên

(kN.m)

Gối

trái

Mtr

(kN.m)

Nhịp giữa

Mgiữanhịp

(kN.m)

Gối

phải

Mph

(kN.m)

Nhịp biên

phải

Mphnhipbiên

(kN.m)

Gối

B’’

MB”

(kN.m)

-5,38 2,62 -8,58 4,98 -5,10 -0,99 -0,57

Kết luận: Đối với bản thang như phân tích trên thiên về an toàn lấy max của hai trường

hợp đi thiết kế thép cho bản thang

Chọn a =30 mm h0 = h – a = 120 – 30 = 90 (mm)

*Với điều kiện đổ tại công trường

b 0,9 , s 1 .

m 2

b b 0

Mα

R bh

; mξ 1 1 2α ; b b 0

s

s s

ξ. R .bhA

R

s

0

Aμ

b.h

min = 0.05% < < bmax R

s

R 170,612. .100 3,72%

R 280




Bảng 4.4 – Bảng tính thép

Vị trí

Moment

Max

Tính thép Chọn thép

h0

m

As

Hàm

lượng

thép

d s As chọn

Hàm

lượng

thép

(kN.m) (mm) (mm2) (mm) (mm) (mm2)

Gối B’ -5,38 90 0,043 0,044 219 0,24 10 200 393 0,44

Nhịp bên trái 2,62 90 0,021 0,021 80,6 0,24 8 200 252 0,28

Gối trái -8,58 90 0,084 0,088 434 0,48 10 150 523 0,58

Nhịp giữa 4,98 90 0,041 0,042 154 0,29 8 200 252 0,28

Gối phải -5,10 90 0,044 0,045 220 0,24 10 200 393 0,44

Nhịp bên phải -0,99 90 0,0008 0,0008 30,2 0,0001 8 200 252 0,28

Gối B’’ -0,57 90 0,0046 0,0046 16 0,02 10 200 393 0,44

Bố trí cốt thép tại lỗ thăm: Diện tích cốt thép gia cường cho lỗ thăm phải lớn hơn diện tích cốt thép bỏ đi tại diện tích của lỗ thăm

(0,6x0,6=0,36 m2). Chọn 2d14 = 3,08cm2 gia cố cho 1 bên miệng lỗ thăm.




4.4. TÍNH TOÁN DẦM THANG

4.4.1. Moment và lực dọc của dầm

Theo tài liệu Mục 1.4.1, Võ Bá Tầm (2014), Kết cấu Bê tông cốt thép, tập 3 cấu kiện

đặc biệt. Nhà xuất bản đại học Quốc gia TP.Hồ Chí Minh.[11]

Ta phân phối Mn = 0,7 Mmax = 58,03 (kN.m)

Mg = 0,4 Mmax =33,16 (kN.m)

4.4.2. Tính cốt thép dọc

Chọn a = 40 mm h0 = h – a = 300 – 40 = 260 (mm)

Với điều kiện đổ tại công trường

b 0,9 , s 1 .

m 2

b b 0

Mα

R bh

; mξ 1 1 2α ; b b 0

s

s s

ξ. R .bhA

R

s

0

Aμ

b.h

min = 0.05% < < bmax R

s

R 170,583. .100 2,71%

R 365

Bảng 4.5 - Bảng tính thép bản nắp

Vị

Trí


Momen

(kN.m)

b

(mm)

h0

(mm) mα ξ

As

(mm2)

d

(mm)

As

chọn

(mm2)

μ

(%)

Gối -33,16 200 260 0,160 0,175 383 2Ф16 402 0,77

Nhịp 58,03 200 260 0,281 0,337 736 2Ф22 760 1,46

4.4.3. Tính cốt thép đai

Tính cốt đai cho dầm tiết diện bxh=200x300




max

1 1Q ql .78,885.2,9 114,34 kN

2 2

Khả năng chịu cắt của bê tông

1 b3 n bt 0Q 1 .R .b.h 4.735

3

1 b3 n bt 0 bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.R .b.h 0,6.1,2.200.260.10 37,44 kN Q

Cần tính cốt thép đai.

Tính cốt đai:

Dùng đai d8

Bước đai tính toán

2 2 2 2sw sw b2 n b bt 0

tt 22 3max

R .n. .d . 1 R bh 175.2. .8 .2.0,9.1,2.200.280u 182 mm

Q 114,34.10

Bước đai cực đại

2 2 2b4 n b bt 0 b bt 0

max 3

max max

1 . .R .b.h 1,5. .R .b.h 1,5.0,9.1,2.200.280u 222 mm

Q Q 114,34.10

Bước đai cấu tạo: (ứng với h = 300 mm < 450 mm)

ct

hu min ;150mm 150mm

2

cho đoạn gần gối (1/4 nhịp)

ct

3hu min ;500mm 263mm

4

cho đoạn giữa nhịp (1/2 nhịp)

Khoảng cách thiết kế của cốt đai

Chọn ct tt maxu min u ,s ,s min 150,182,222 cho đoạn gần gối (1/4 nhịp)

Chọn ct tt maxu min u ,s ,s min 263,182,222 cho đoạn giữa nhịp (1/2 nhịp)

d8s150 trong phạm vi gần gối tựa

d8s200 cho phạm vi giữa dầm.

35 Tra công thức theo Điều 6.2.3.3, TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt

thép–Tiêu chuẩn thiết kế. [4]




4.5. KẾT QUẢ CHUYỂN VỊ

Hình 4.11 – Chuyển vị tại nhịp trái

Hình 4.12 – Chuyển vị tại nhịp giữa




Hình 4.13 – Chuyển vị tại nhịp phải

Sàn với trần có sườn và cầu thang:

khi L < 5 m: maxLf

200 4.836

Nhịp Trái:

maxL 2600f 0,2mm f 13mm

200 200

Nhịp Giữa:

maxL 2700f 0,8mm f 13,5mm

200 200

Nhịp Phải:

maxL 1200f 0,02mm f 6mm

200 200

36 Tra theo Điều 4.2.11, Bảng 4,TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt





CHƯƠNG 5: TÍNH TOÁN BỂ NƯỚC MÁI

5.1. CHỌN KÍCH THƯỚC BỂ

Bể nước mái: cung cấp nước cho sinh hoạt của các bộ phận trong công trình và lượng

nước cho cứu hỏa. Chọn bể nước mái để tính toán. Bể nước mái gồm 2 bể được đặt trên

2 lõi thang, ở vị trí giới hạn bởi khung trục 2’-B’; 3’-B’; 3’-B’’; 2’-B’’. Sơ bộ tính nhu

cầu sử dụng nước như sau: chung cư có 18 tầng, trong đó từ tầng 3 trở lên là căn hộ, mỗi

tầng có 12 căn và mỗi căn trung bình có 5 nhân khẩu. Tiêu chuẩn dùng nước trung bình:

shq 165 (l /người.ngày.đêm) 37

Hệ số điều hòa: Kngày = 1,5(1,35 ÷ 1,5)

Dung lượng sử dụng nước sinh hoạt trong ngày đêm:

Qmax.ngàyđêm = qsh x N x Kngày/1000=165.480.1,5/1000=119 m3 /ngày.đêm.

Từ lượng nước cần cung cấp, chọn bể nước có kích thước LxBxH=7,0x6,1x1,8(m),

lượng nước chứa được của bể là 77 (m3); bể nước được đổ bê tông toàn khối, có nắp

đậy. Lỗ thăm nắp bể nằm ở góc có kích thước 600x600(mm). Như vậy chọn 2 hồ nước

mái có kích thước trên và mỗi ngày bơm tự động một lần với dung lượng nước cung cấp

77.2 = 154 m3 để cung cấp từ tầng 12 đến tầng mái, Còn bể nước ngầm sẽ cung cấp từ

tầng trệt đến tầng 12.


5.2.1. Kích thước sơ bộ

Bể nước mái có kích thước 7,0x5,8x1,8 (m3), đáy hồ cách sàn mái 1,7m. Cao trình nắp

bể +65,7m. Bể nước (gồm đáy bể, thành bể, nắp bể) được đúc bê tông cốt thép toàn khối.

Sơ bộ chọn chiều dày nắp bể theo công thức sau: b 1 2

1h l l

80 100

Chọn chiều dày bản nắp hb= 8 cm

37 Tra theo Điều 2.3 Bảng 2-1, TCXD 33-1985: Tiêu chuẩn thiết kế Cấp nước – Mạng

lưới bên ngoài công trình. [8]




Sơ bộ chọn chiều dày bản thành bể theo công thức sau: b

1h H

20

Chọn chiều dày bản thành hb = 12 cm

Do bản đáy vừa phải chịu tải trọng bản thân, vừa phải chịu cột nước cao 1,8m (18 kN/m2)

và có yêu cầu chống nứt, chống thấm cho nên chiều dày bản đáy thông thường dày hơn

chiều dày sàn thường từ (1,2 ÷ 1,5) lần.

Chọn chiều dày bản đáy hb = 14 cm

Hình 5.1 - Kích thước bản nắp và bản đáy

Sơ bộ chọn kích thước dầm nắp: DN1 (200x400), DN2 (200x400). Chọn kích thước dầm

đáy: DD1 (300x500), DD2 (300x500), DD3 (200x400), DD4 (200x400).

Hình 5.2 - Kích thước dầm nắp và dầm đáy

3500

3500

7000

B''

B'

3050 30506100

2' 2''

3500

3500

7000

B''

B'

3050 30506100

2' 2''

35

00

35

00

70

00

B''

B'

3050 30506100

2' 2''

35

00

35

00

70

00

B''

B'

3050 30506100

2' 2''




5.2.2. Vật liệu

Bê tông B30: b btR 17,0 MPa ;R 1,2 MPa .

Thép AI d 10 : s sc swR R 225 MPa ,R 175 MPa .

Thép AIII d 10 : s sc swR R 365 MPa ,R 290 MPa .


5.2.3.1. Bản nắp:

Tĩnh tải : gồm trọng lượng bản thân các lớp cấu tạo .

Bảng 5.1 - Tải trọng tác dụng lên bản nắp

Tải


Chiều

dày

(mm)

i

(kN/m3)

Tải tiêu

chuẩn

(kN/m2)

Hệ Số

Vượt

Tải

n

Tải tính

toán

(kN/m2)

Tĩnh

tải

Vữa xi măng 20 18 0,36 1,3 0,47

Bản bê tông cốt

thép 80 25 2 1,1 2,2

Vữa trát + chống

thấm 20 18 0,36 1,3 0,47

Tổng khối lượng 3,14

Hoạt tải

Nắp bể chỉ có hoạt động sửa chữa, không có hoạt tải sử dụng, ta lấy hoạt tải phân bố là

2

cp 75 kG / m 38

Hoạt tải sửa chữa: 2p 1,3.0,75 0,975 kN / m

Tổng tải trọng: 2q g p 0,975 3,14 4,115 kN / m

38 Tra theo Điều 4.3.1, Bảng 3,TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn

thiết kế. [2]




5.2.3.2. Bản thành

Tải trọng ngang của nước

Biểu đồ áp lực có dạng tam giác tăng dần theo độ sâu.

Tại đáy bể (z =1,8m): 2

np n. .h 1.10.1,8 18 kN / m

Tải trọng của gió

Tp.HCM thuộc vùng áp lực gió II-A, lấy giá trị áp lực gió W0 = 0,83(kN/m2) là Công

trình thuộc địa hình C,cao trình nắp bể so với mặt tự nhiên:

z = 65,7 + 1,2 = 66,9 (m)

t2m

j

t g

t

zk 1,844

z

5.139

t2m 2.0,14

j

t g

t

z 66,9k 1,844 1,844 1,118

z 400

Bảng 5.2 – Độ cao Gradient và hệ số mt 40

Dạng địa hình g

tz (m) tm

A 250 0,07

B 300 0,09

C 400 0,14

Tải trọng gió hút : 2

h 0p n.W .k.c 1,2.0,83.1,118.0,6 0,7 kN/ m

39 Tra theo Phụ Lục A, Điều A.2.1, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành phần động

của tải trọng gió.[3]

40 Tra theo Phụ Lục A, Điều A.2.1, Bảng A.1, TCVN 229–1999: Chỉ dẫn tính thành

phần động của tải trọng gió.[3]




Tải trọng gió đẩy : 2

d 0p n.W .k.c 1,2.0,83.1,118.0,8 0,9 kN/ m

5.2.3.3. Bản đáy

Trọng lượng bản thân các lớp cấu tạo

Bảng 5-5: Bảng tải trọng của các lớp cấu tạo

Tải


Chiều

dày

(mm)

γ

(kN/m3)

Tải tiêu

chuẩn

(kN/m2)

Hệ Số

Vượt

Tải n

Tải tính

toán

(kN/m2)

Tĩnh

tải

Gạch men 10 20 0,20 1,2 0,24

Lớp vữa tạo dốc 40 18 0,72 1,3 0,94

Lớp chống thấm 3 18 0,054 1,3 0,0702

Bản bê tông cốt

thép 140 25 3,50 1,1 3,85

Vữa trát 15 18 0,27 1,3 0,35

Tổng tĩnh tải 4,744 5,45

Tải trọng nước

Tải trọng nước khi đầy bể (h=1,8m): c 2

np h 10.1,8 18 kN / m

2

np n. .h 1.10.1,8 18 kN / m

Hoạt tải

Đối với bản đáy không kể đến hoạt tải sửa, vì khi sửa chữa bể không chứa nước.

Tổng tải trọng: 2

nq g p 5,45 18 23,45 kN / m

5.3. SƠ ĐỒ TÍNH

Với cách sơ đồ hóa các hệ dầm như trên, nghĩa là xét riêng từng cấu kiện để tính rồi

truyền tải trọng thẳng đứng từ bản nắp vào dầm nắp, từ bản đáy, bản thành, nước vào

dầm đáy, và tải gió mà bỏ qua ảnh hưởng của bản thành khi bể chứa nước.




Trên thực tế, khi sử dụng bản thành chịu tải trọng ngang của áp lực nước và gió, từ đó

làm xuất hiện các vấn đề hạn chế khi giải nội lực dầm nắp và dầm đáy theo cách truyền

thống như sau:

Xuất hiện phản lực VB tại vị trí liên kết khớp với dầm nắp dầm nắp là cấu kiện chịu

uốn 2 phương.

Xuất hiện phản lực VA và moment MA tại vị trí liên kết ngàm với dầm đáy dầm đáy

là cấu kiện chịu uốn 2 phương và xoắn.

Hình 5.3 – Mô hình 3D hồ nước




5.4. Tải trọng và tổ hợp tải trọng

5.4.1. Các trường hợp tải trọng tác dụng lên hồ nước mái

Hình 5.4 – Tĩnh tải hoàn thiện phân bố trên bản nắp (đơn vị: kN/m)

Hình 5.5 – Tĩnh tải hoàn thiện phân bố trên bản đáy (đơn vị: kN/m2)




Hình 5.6 – Tải trọng nước và phân bố trên bản đáy (đơn vị: kN/m2)

Hình 5.7 - Hoạt tải trên bản nắp (đơn vị: kN/m2)




Hình 5.8-Tải trọng nước phân bố trên bản thành (đơn vị: kN/m2)

Tải trọng gió được nhập trực tiếp lên bản thành dạng phân bố đều trên diện tích với độ

lớn của tải trọng gió như sau :

Gió đẩy : 0,9 kN/m2

Gió hút : 0,7 kN/m2

Bảng 5.3: Bảng tổ hợp tải trọng tính toán hồ nước mái

Tên tổ

hợp Loại Cấu trúc tổ hợp Ý nghĩa

COMB1 ADD 1,0 TT + 1,0 HT Tính bản nắp, cột

COMB2 ADD 1,0 TT + 1,0 NUOC Tính bản đáy, cột

COMB3 ADD 1,0 TT + 1,0 GX Tính bản thành, cột

COMB4 ADD 1,0 TT + 1,0 GXX Tính bản thành, cột




Tên tổ

hợp Loại Cấu trúc tổ hợp Ý nghĩa

COMB5 ADD 1,0 TT + 1,0 GY Tính bản thành, cột

COMB6 ADD 1,0 TT +1,0 GYY Tính bản thành, cột

COMB7 ADD 1,0 TT + 0,9 NUOC + 0,9 GX Tính bản thành, cột

COMB8 ADD 1,0 TT + 0,9 NUOC +0,9 GXX Tính bản thành, cột

COMB9 ADD 1,0 TT + 0,9 NUOC + 0,9 GY Tính bản thành, cột

COMB10 ADD 1,0 TT + 0,9 NUOC + 0,9 GYY Tính bản thành, cột

BAO ENVE MAX(COMB1,COMB2,…,COMB10) Tính dầm đáy và

dầm nắp

5.4.2. Momen trong bản nắp, bản đáy, bản thành.

Các giá trị momen gối và nhịp trong SAP

5.4.2.1. Momen gối và nhịp tại bản nắp

Hình 5.9 - Momen nhịp theo phương cạnh ngắn M 1-1 ( đơn vị kN.m)




Hình 5.10 - Momen gối theo phương cạnh ngắn M I-I ( đơn vị kN.m)

Hình 5.11 - Momen nhịp theo phương cạnh dài M 2-2 ( đơn vị kN.m)




Hình 5.12 - Momen gối theo phương cạnh dài M II-II ( đơn vị kN.m)

5.4.2.2. Momen gối và nhịp tại bản đáy





Hình 5.14 - Momen gối theo phương cạnh ngắn M I-I ( đơn vị kN.m)





Hình 5.16 - Momen gối theo phương cạnh ngắn M II-II ( đơn vị kN.m)

5.4.2.3. Momen gối và nhịp tại bản thành

Bản thành có nhịp 6,1 m

Hình 5.17 - Momen nhịp theo phương M 1-1 ( đơn vị kN.m)




Hình 5.18 - Momen gối theo M 1-1 ( đơn vị kN.m)

Hình 5.19 - Momen nhịp theo M 2-2 ( đơn vị kN.m)





Bản thành có nhịp 7 m











Bản thành có moment lớn ở nhịp 6,1 m theo phương cạnh ngắn, ta lấy giá trị theo

phương này thiết kế thép cho cách vị trí còn lại.




5.4.2.4. Momen và lực cắt của dầm nắp và dầm đáy

Hình 5.25 - Moment uốn Mx (đơn vị: kN/m)

Hình 5.26 - Momen uốn Mx của dầm nắp và dầm đáy DN1 và DD1




Hình 5.27 - Momen uốn Mx của dầm nắp và dầm đáy DN2 và DD2

Hình 5.28 - Momen uốn Mx của DD3

Hình 5.29 - Momen uốn Mx của DD4

Bảng 5.4 - Bảng tổng hợp nội lực các dầm

DN1 DN2 DD1 DD2 DD3 DD4

max

gM (kN.m) -45.68 -30,72 -146,41 -108,93 -35,46 -24,08

max

nM (kN.m) 25,90 15,74 111,37 90,27 75,54 54,05

maxQ (kN) 37,31 32,30 115,55 98,48 43,87 31,08




5.5. TÍNH TOÁN CỐT THÉP

Bảng 5.5 - Bảng tổng hợp so sánh momen (kN.m/m)

Phương pháp Bản nắp Bản đáy Bản thành

Nhịp Gối Nhịp Gối Nhịp Gối

Phương pháp 3D Phương cạnh ngắn 4,500 -8,700 9,66 -19,160 20,90 -5,90

Phương cạnh dài 3,700 -6,690 9,29 -15,220 6,310 -0,57

5.5.1. Tính toán cốt thép bản nắp

Chọn a =15 mm h0 = h – a = 80 – 15 = 65 (mm)


b 0,9 , s 1 .

m 2

b b 0

Mα

R bh

; mξ 1 1 2α ; b b 0

s

s s

ξ. R .bhA

R

s

0

Aμ

b.h

min = 0.05% < < bmax R

s

R 170,583. .100 2,71%

R 365

6

m 2 2

b b 0

M 4,5.10α 0,069

R bh 0,9.17.1000.65

mξ 1 1 2α 1 1 2.0,069 0,072




b b 0s

s s

ξ. R .bh 0,072.0,9.17.1000.65A 319

R 1.225

s

0

A 319.100μ 0,49%

b.h 1000.65

Bảng 5.6 - Bảng tính thép bản nắp

Moment


h0

m

As

Hàm

lượng

thép

d s As chọn

Hàm

lượng

thép

chọn

kN.m mm (mm2) (mm) (mm) (mm2)

M1 = 4,5 65 0,069 0,072 319 0,49 8 150 335 0,52

M2 = 3,7 57 0,074 0,077 300 0,52 8 150 335 0,59

MI = -8,7 65 0,134 0,145 395 0,60 10 200 393 0,60

MII = -6,69 65 0,103 0,109 298 0,46 10 200 393 0,60

5.5.2. Tính cốt thép bản thành

Chọn a = 25 mm 0h h a 120 25 95mm


b 0,9 , s 1 ,b = 1000 mm

m 2

b b 0

Mα

R bh

; mξ 1 1 2α ; b b 0s

s s

ξ. R .bhA

R

s

0

Aμ

b.h




min = 0.05% < < bmax R

s

R 170,583. .100 4,4%

R 225

Bảng 5.7 - Bảng tính thép bản thành

Moment


h0

m

As Hàm lượng

thép d s As chọn

Hàm lượng

thép chọn

kN.m mm (mm2) (mm) (mm) (mm2)

M1 = 20,9 95 0,151 0,165 654 0,62 10 120 654 0,654

M2 = 6,31 90 0,050 0,050 320 0,34 8 150 335 0,360

MI = -5,90 95 0,043 0,043 282 0,26 8 150 335 0,335

MII = -0,57 95 0,0041 0,0041 27,0 0,025 8 200 252 0,252

Chọn d10s120 bố trí thép theo phương cạnh ngắn chịu lực và d8s150 đặt theo phương cạnh dài. An toàn lấy đối xứng cốt thép.

5.5.3. Tính cốt thép bản đáy

Chọn a =30 mm h0 = h – a = 140 – 30 = 110 (mm)


b 0,9 , s 1 .

m 2

b b 0

Mα

R bh

; mξ 1 1 2α ; b b 0

s

s s

ξ. R .bhA

R

s

0

Aμ

b.h




min = 0.05% < < bmax R

s

R 170,583. .100 2,71%

R 365

Bảng 5.8 - Bảng tính thép bản đáy

Moment


h0

m

As Hàm lượng

thép d s As chọn

Hàm lượng

thép

kN.m Mm (mm2) (mm) (mm) (mm2)

M1 = 11,19 110 0,060 0,060 287 0,22 10 200 393 0,33

M2 = 9,290 102 0,058 0,060 257 0,23 10 200 393 0,35

MI = - 19,16 110 0,100 0,100 504 0,38 12 200 566 0,47

MII = -15,22 110 0,082 0,086 396 0,30 12 200 566 0,47

5.5.4. Tính cốt thép dầm nắp và đáy

Chọn a = 40 mm h0 = h – a = 400 – 40 = 360 (mm)


b 0,9 , s 1 .

m 2

b b 0

Mα

R bh

; mξ 1 1 2α ; b b 0

s

s s

ξ. R .bhA

R

s

0

Aμ

b.h




min = 0.05% < < bmax R

s

R 170,583. .100 2,71%

R 365

Bảng 5.9 - Bảng tính thép dầm

Dầm Vị

Trí


Hệ số an

toàn Momen

(kN.m)

b

(mm)

h0

(mm) mα ξ

As

(mm2)

μ

(%)

d

(mm)

As chọn

(mm2)

μ

(%)

DN1 Gối -45,68 200 360 0,115 0,123 371 0,51 2d16 402 0,56 1,1

Nhịp 25,90 200 360 0,065 0,068 205 0,28 2d16 402 0,56 2,0

DN2 Gối -30,72 200 360 0,077 0,081 244 0,33 2d16 402 0,56 1,7

Nhịp 15,74 200 360 0,040 0,041 122 0,17 2d16 402 0,56 3,3

DD1 Gối -146,41 300 460 0,151 0,164 950 0,69 3d22 1141 0,83 1,2

Nhịp 111,37 300 460 0,115 0,122 706 0,51 2d22 760 0,55 1,1

DD2 Gối -108,93 300 460 0,112 0,119 690 0,50 2d22 760 0,55 1,1

Nhịp 90,27 300 460 0,093 0,098 566 0,41 3d16 603 0,44 1,1

DD3 Gối -35,46 200 360 0,089 0,094 284 0,39 2d16 402 0,56 1,4

Nhịp 75,54 200 360 0,190 0,213 644 0,89 2d22 760 1,06 1,2

DD4 Gối -24,08 200 360 0,061 0,062 190 0,27 2d16 402 0,56 2,1

Nhịp 54,05 200 360 0,136 0,147 444 0,62 3d16 603 0,84 1,4




5.5.5. Tính cốt thép đai

5.5.5.1. Tính cốt đai cho dầm tiết diện dầm đáy bxh=300x500

dd

maxQ 115,55 kN


1 b3 n bt 0 bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.R .b.h Q 5.241

3

1 b3 n bt 0 bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.R .b.h 0,6.1,2.300.460.10 99,36kN Q

(không thỏa)

Cần tính cốt thép đai.

Tính cốt đai:

Dùng đai d8

Bước đai tính toán

2 2 2 2sw sw b2 n b bt 0

tt 22 3max

R .n. .d . 1 R bh 175.2. .8 .2.0,9.1,2.300.480u 787 mm

Q 115,55.10

Bước đai cực đại

2 2 2b4 n b bt 0 b bt 0

max 3

max max

1 . .R .b.h 1,5. .R .b.h 1,5.0,9.1,2.300.480u 969 mm

Q Q 115,55.10

Bước đai cấu tạo: (ứng với h = 500 mm > 450 mm)

ct

hu min ;300mm 167 mm

3


ct

3hu min ;500mm 375 mm

4



Chọn ct tt maxu min u ,s ,s min 167,787,969 cho đoạn gần gối (1/4 nhịp)

Chọn ct tt maxu min u ,s ,s min 375,787,969 cho đoạn giữa nhịp (1/2 nhịp)

41 Tra công thức theo Điều 6.2.3.3, TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt





d8s150 trong phạm vi gần gối tựa

d8s250 cho phạm vi giữa dầm.

Kiểm tra các điều kiện khống chế khi tính toán chịu lực cắt

Kiểm tra điều kiện đảm bảo bê tông không bị phá hoại theo ứng suất nén chính , trường

hợp không thỏa thì cần tăng kích thước tiết diện hoặc cấp độ bền của bê tông

3

0 w1 b1 b 0 maxQ 0,3. . .R .b.h 0,3.1,04.0,83.17.300.480.10 634kN Q (thỏa)

Với 4

ss 3

b

E 20.106,2

E 32,5.10

23sw

w

A .8 / 4.21,34.10

bs 300.250

3

w1 s w1 5 1 5.6,2.1,34.10 1,04

b1 b1 .R 1 0,01.17 0,83

5.5.5.2. Tính cốt đai cho dầm tiết diện dầm đáy bxh=200x400

dd

maxQ 43,87 kN


3

1 b3 n bt 0 bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.R .b.h 0,6.1,2.200.360.10 51,84kN Q

Không cần tính cốt thép đai, bố trí cốt đai theo cấu tạo.

Bước đai cấu tạo

ct

hu min ;150mm 150mm

2


ct


4



d8s150 trong phạm vị gần gối tựa;

d8s250 trong phạm vị giữa dầm







3


Với 4

ss 3

b

E 20.106,2

E 32,5.10

23sw

w

A .8 / 4.22,51.10

bs 200.200

3

w1 s w1 5 1 5.6,2.2,51.10 1,07

b1 b1 .R 1 0,01.17 0,83

5.5.5.3. Tính cốt đai cho dầm tiết diện dầm nắp bxh=200x400

maxQ 27,8 kN


3

1 bt 0 maxQ 0,6.R .b.h 0,6.1,2.200.360.10 51,84kN Q (thỏa)

Không cần tính cốt thép đai, bố trí cốt đai theo cấu tạo.

Bước đai cấu tạo

ct

hu min ;150mm 150mm

2


ct


4



d8s150 trong phạm vị gần gối tựa;

d8s250 trong phạm vị giữa dầm




3


Với

4

ss 3

b

E 20.106,2

E 32,5.10

23sw

w

A .8 / 4.22,51.10

bs 200.200




3

w1 s w1 5 1 5.6,2.2,51.10 1,07

b1 b1 .R 1 0,01.17 0,83

5.5.6. Bố trí cấu tạo cốt treo

Hình 5.30 - Bố trí cấu tạo cốt treo

Cốt treo được bố trí để chịu lực cục bộ từ dầm phụ truyền vào dầm chính để chống phá

hoại cục bộ. Ở đây là hệ dầm trực giao DD3, DD4 gác lên dầm DD1, DD2.

Lực cục bộ truyền từ DD4 lên DD1 là Pcb= 45,74 kN

Dùng cốt thép vai bò để chịu lực cục bộ này, điều kiện là:

0

cb sw sw s.inc s.incP R .A 2 R .A .sin 45 5.342

Trong đó:

Rs.inc _ cường độ trên tiết diện nghiêng của thép treo dạng xiên. Rs.inc= 290 MPa

Diện tích cốt thép treo được đặt trong đoạn: 1S 3b 2h

Trong đó:

h1 – Khoảng cách từ mép dưới cấu kiện đang xét đến điểm thấp nhất của điểm đặt tải

trọng lên cấu kiện đó

b – Bề rộng dầm phụ gác lên dầm chính

42 Tra công thức theo Mục 1.6, Võ Bá Tầm (2010), Kết cấu Bê tông cốt thép, tập 2

cấu kiện nhà cửa. Nhà xuất bản đại học Quốc gia TP.Hồ Chí Minh. [12]




Với 1 dc dpb 300mm,h h h 500 400 100mm

1S 3b 2h 3.300 2.100 1100 (mm)

3

cb sw sw 2

s.inc 0 0

s.inc

P R .A 45,74.10A 112 mm

2 R .sin 45 2.290.sin 45

Vậy chọn cốt treo dạng xiên d12.

Lực cục bộ truyền từ DD3 lên DD2 là Pcb= 43,03 kN.

Dùng cốt thép đai và cốt thép vai bò để chịu lực cục bộ này, điều kiện là:

0

cb sw sw s.inc s.incP R .A 2 R .A .sin 45

Trong đó:

Rs.inc _ cường độ trên tiết diện nghiêng của thép treo dạng xiên. Rs.inc= 290 MPa.

Số cốt đai được bố trí tối đa trong vùng cho phép

S= 3b+2h1= 3.300+2.100= 1100(mm)

3

cb sw sw 2

s.inc 0 0

s.inc

P R .A 43,03.10A 104 mm

2 R .sin 45 2.290.sin 45

Vậy chọn cốt treo dạng xiên d12.

5.6. TÍNH TOÁN CỘT

Chọn tiết diện ngang cột là 300x300, bố trí 4d16 có 2

swA 804 mm

Tải trọng tác dụng lên cột do dầm nắp, dầm đáy và trọng lượng bản thân cột:

N 415,26 kN

Để đơn giản ta xem nó là cấu kiện nén đúng tâm (bỏ qua moment do tải trọng gió gây

ra)

Kiểm tra khả năng chịu lực của cột:

3

b b s sN A R A R 1. 300.300.17 804.365 .10 1823,46 kN

Kết luận:




Vì N = 415,26 kN << [N]=1823,46 kN nên cột hồ nước đã đủ khả năng chịu lực. Cốt

đai cột: d6s200

5.7. Kiểm tra độ võng

Kiểm tra độ võng bản nắp và bản đáy

Hình 5.31 - Chuyển vị của bản nắp

Hình 5.32 - Chuyển vị của bản đáy




Sàn với trần có sườn và cầu thang:

khi 5 m < L < 10m : f 2,5cm 5.443

Bản nắp:

f 7,6mm f 25mm

Bản đáy:

f 6,9mm f 25mm

5.8. KIỂM TRA NỨT BẢN THÀNH VÀ BẢN ĐÁY

5.8.1. Cơ sở lý thuyết

Theo Điều 4.2.7, Bảng 1, TCVN 5574:2012 [4] quy định về cấp chống nứt và bề rộng

khe nứt giới hạn thì hồ nước mái sẽ có cấp chống nứt là cấp 3 và bề rộng khe nứt giới

hạn là crc2a 0,2(mm)

Bề rộng khe nứt được xác định theo công thức:

3scrc 1

s

a 20(3,5 100 ) dE

44

Trong đó:

Hệ số lấy đối với:

Cấu kiện chịu uốn và nén lệch tâm: 1;

Cấu kiện chịu kéo: 1,2.

1 Hệ số, lấy khi có tác dụng của tải trọng tạm thời ngắn hạn và tác dụng ngắn hạn

của tải trọng thường xuyên và tải trọng tạm thời dài hạn: 1,00.

43 Tra theo Điều 4.2.11, Bảng 4, TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt


44 Tra công thức theo Điều 7.2.2,TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt





Hệ số, lấy như sau:

Với cốt thép có gờ: 1,0 ;

Với cốt thép thanh tròn trơn: 1,3 ;

Với cốt thép sợi có gờ hoặc cáp: 1,2 ;

Với cốt thép trơn: 1,4 .

d Đường kính cốt thép

s

o

A:

b.h Hàm lượng cốt thép của tiết diện, lấy không lớn hơn 0,02

s Ứng suất trong các thanh cốt thép S lớp ngoài cùng hoặc (khi có ứng lực trước) số

gia ứng suất do tác dụng của ngoại lực, được xác định theo công thức:

s

s

M

A z

Trong đó:

M Moment tiêu chuẩn tác dụng lên thành hồ trong 1m chiều rộng

sA Diện tích cốt thép

z Khoảng cách từ trọng tâm diện tích cốt thép S đến điểm đặt lực trong vùng chịu

nén của tiết diện bê tông phía trên vết nứt được xác định như sau:

'2f

f

oo

f

h

hz h 1

2( )

Trong đó:

'

fh 0 đối với cấu kiện tiết diện hình chữ nhật

Chiều cao vùng chịu nén của bê tông được tính như sau:




Số hạng thứ hai của công thức trên lấy dấu “+” khi có lực nén trước, ngược lại lấy dấu

“–“ khi có lực kéo trước, do tính toán cho cấu kiện chịu uốn nên số hạng thứ hai này

bằng 0.

f Hệ số, được xác định theo công thức:

' ' '

f f s

f

o

b b h A2

bh

Trong đó:

Hệ số lấy như sau:

Đối với bê tông nặng và bê tông nhẹ: 1,8

Đối với bê tông hạt nhỏ: 1,6

Đối với bê tông rỗng và bê tông tổ ong: 1,4

'' f

f2

o b,ser o

M h; 1

b.h .R 2h

s,tote Độ lệch tâm của lực dọc Ntot đối với trọng tâm tiết diện cốt thép S, tương ứng với

moment M, do tính theo cấu kiện chịu uốn nên s,tote 0

' 'sf

b

E;h 2a

E

'

sA Diện tích cốt thép căng trước

'

fb Phần chiều cao chịu nén của cánh tiết diện chữ I, T: '

fb 0

f

's,tot

o

1 1,5

e1 5( )11,5 5

h10




Hệ số đăc trưng trạng thái đàn hồi-dẻo của bê tông vùng chịu nén được lấy theo

Bảng 34 TCVN 5574:2012;

5.8.2. Tính nứt bản thành và bản đáy

Tính nứt bản đáy

Tính toán theo phương cạnh ngắn

Tính nứt tại nhịp ô bản đáy

Tính toán các hệ số:

4' 'sf f 13

b

E 20.106,15;h 2a 0; 0; 1

E 32,5.10

Cấu kiện chịu uốn: 1

Đối với thanh cốt thép có gờ: 1.

Tra bảng 12, TCVN 5574:2012 [4] ta có cường độ tiêu chuẩn của bê tông B30 khi tính

toán ở trạng thái giới hạn thứ 2 là Rb,ser = 25,5 (MPa)

6

'

2 2

o b,ser

9,66.10

M 1,150,027

b.h .R 1000.110 .25,5

Hàm lượng cốt thép: 393

0,00361000.110

Chiều cao vùng chịu nén của bê tông:

f

's,tot

o

1 1,5 10 0,14

e 1 5(0,027 0)1 5( )1,811,5 5

10.0,0036.6,15h10

Khoảng cách từ trọng tâm diện tích cốt thép S đến điểm đặt lực trong vùng chịu nén của

tiết diện bê tông phía trên vết nứt:




'2f

f 2

oo

f

h

h 0 0,14z h 1 120. 1 112(mm)

2( ) 2.(0 0,14)

Ứng suất của các thanh cốt thép lớp ngoài cùng:

6

s

s

9,66.10

M 1,15190,8(MPa)

A z 393.112

Bề rộng khe nứt tại nhịp:

3 3scrc 1 4

s

190,8a 20(3,5 100 ) d 20.(3,5 100.0,0036).1.1.1. . 10 0,13(mm)

E 20.10

crc crc2a 0,13 a 0,2mm Thỏa điều kiện nứt

Tính nứt tại gối ô bản đáy

Tính toán các hệ số:

4' 'sf f 13

b

E 20.106,15;h 2a 0; 0; 1

E 32,5.10

Cấu kiện chịu uốn: 1

Đối với thanh cốt thép có gờ: 1.

Tra Bảng 12 TCVN 5574:2012 ta có cường độ tiêu chuẩn của bê tông B30 khi tính toán

ở trạng thái giới hạn thứ 2 là Rb,ser = 22,5 (MPa)

6

'

2 2

o b,ser

19,16.10

M 1,150,061

b.h .R 1000.110 .22,5

Hàm lượng cốt thép: 566

0,00511000.110

Chiều cao vùng chịu nén của bê tông:




f

's,tot

o

1 1,5 10 0,168

e 1 5(0,061 0)1 5( )1,811,5 5

10.0,0051.6,15h10

Khoảng cách từ trọng tâm diện tích cốt thép S đến điểm đặt lực trong vùng chịu nén của

tiết diện bê tông phía trên vết nứt:

'2f

f 2

oo

f

h

h 0 0,168z h 1 110. 1 101(mm)

2( ) 2.(0 0,168)

Ứng suất của các thanh cốt thép lớp ngoài cùng:

6

s

s

19,16.10

M 1,15291,45(MPa)

A z 566.101

Bề rộng khe nứt tại nhịp:

33scrc 1 4

s

291,45a 20(3,5 100 ) d 20.(3,5 100.0,0051).1.1.1. . 12 0,1995(mm)

E 20.10

crc crc2a 0,1995 a 0,2mm Thỏa điều kiện nứt

Tương tự như đối với cạnh dài của bản đáy và bản thành ta có bảng kết quả tính

toán sau

Bảng 5.10 - Bảng tính toán vết nứt của bản đáy và bảng thành

Các đặc trưng

Bản đáy Bản thành

Cạnh ngắn L1 Cạch dài L2 Cạnh ngắn L1


Rb.ser (MPa) 22.5 22.5 22.5 22.5 22.5 22.5

Es (MPa) 200000 200000 200000 200000 200000 200000




Các đặc trưng

Bản đáy Bản thành

Cạnh ngắn L1 Cạch dài L2 Cạnh ngắn L1


Eb (MPa) 32500 32500 32500 32500 32500 32500

b (mm) 1000 1000 1000 1000 1000 1000

h (mm) 140 140 140 140 120 120

a (mm) 30 30 30 30 25 25

h0 (cm) 110 110 100 110 95 95

As (mm2) 393 566 393 566 654 654

M (kNm) 8.400 16.661 8.078 13.235 18.174 5.130

δ 1 1 1 1 1 1

φ1 1 1 1 1 1 1

η 1 1 1 1 1 1

d (mm) 10 12 10 12 10 10

µ 0.0036 0.0051 0.0039 0.0051 0.0069 0.0069

ß 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8

δ' 0.031 0.061 0.036 0.049 0.089 0.025

φf 0 0 0 0 0 0

λ 0 0 0 0 0 0

α 6.15385 6.1538 6.153846 6.1538 6.2 6.2

ξ 0.142 0.169 0.150 0.175 0.192 0.224

z 102 101 93 100 86 84

σs (MPa) 209.142 292.268 222.192 232.912 323.522 93.006

acrc (mm) 0.142 0.200 0.149 0.159 0.196 0.056

[a]=0,2mm THỎA THỎA THỎA THỎA THỎA THỎA




CHƯƠNG 6: THIẾT KẾ SÀN TẦNG 3 - 18


6.1.1. Tiêu chuẩn thiết kế

Trong đồ án này, sinh viên thiết kế dựa vào tiêu chuẩn xây dựng: ACI 318M-11 [29]

Building Code Requirements for Structural Concrete để kiểm tra và tính toán. Ngoài ra

sinh viên còn tham khảo thêm một số chỉ dẫn thiết kế, thông số của vật liệu của ASTM

A416 [30], tham khảo catologue vật liệu của công ty VSL.

6.1.2. Lựa chọn vật liệu

6.1.2.1. Bêtông cấp độ bền B40

Chọn bê tông có ' 2

cf 30 N / mm (gần tương đương với M500 của TCVN)

Ghi chú: '

cf là cường độ nén của mẫu thử lăng trụ (cylinder) tại thời điểm 28 ngày.

Theo hội liên hợp bê tông Châu Âu (the Concrete center) quy đổi cường độ nén mẫu

lăng trụ sang mẫu lập phương như sau:

Bảng 6.1 - Tương quan cấp độ bền chịu nén của bê tông mẫu lăng trụ và lập

phương45

45 Tra theo Bảng A1, Properties of Concrete for use in Eurocode 2 (2008), The

Concrete Center [41]




Bảng 6.2 - Tương quan giữa cấp độ bền chịu nén của bê tông và mác bê tông theo

cường độ chịu nén46

Cấp độ

bền chịu

nén

Cường độ trung

bình của mẫu thử

chuẩn, MPa

Mác theo

cường độ

chịu nén

Cấp độ

bền chịu

nén

Cường độ trung

bình của mẫu

thử chuẩn, MPa

Mác theo

cường độ

chịu nén

B3,5 4,50 M50 B35 44,95 M450

B5 6,42 M75 B40 51,37 M500

B7,5 9,63 M100 B45 57,80 M600

B10 12,84 M150 B50 64,22 M700

B12,5 16,05 M150 B55 70,64 M700

B15 19,27 M200 B60 77,06 M800

B20 25,69 M250 B65 83,48 M900

B22,5 28,90 M300 B70 89,90 M900

B25 32,11 M350 B75 96,33 M1000

B27,5 35,32 M350 B80 102,75 M1000

B30 38,53 M400

Từ cơ sở trên nhận thấy C30/C37 có cường độ trung bình của mẫu lập phương

150x150x150 là 47 Mpa tương đương với M500 (thiên về an toàn).

Hệ số modulus đàn hồi : ' 2

cE 4700 f 25743 N / mm 47

6.1.2.2. Cốt thép thường.

Thép AIII: fy= 390 MPa, Es = 2.106 MPa.

46 Tra theo Phụ Lục A, Bảng A.2, [4]

47 Tra theo Điều 8.5.1 [29]




6.2. LỰA CHỌN THÔNG SỐ CÁP

6.2.1.1. Thép ứng lực trước

Bảng 6.3 – Bảng lựa chọn thông số cáp theo ASTM A416

Bảng 6.4 – Bảng lựa chọn thông số cáp theo ASTM A416

Loại cáp theo ASTM A416, Grade 1860 (270) ( T15)

Dcáp 15.24 mm

Giới hạn bền kéo đứt: fpu = 1860 MPa

Giới hạn chảy theo quy ước

(cường độ tiêu chuẩn): fpy = 1670 MPa

Diện tích bề mặt = 98,7 mm2

Diện tích Aps = 140 mm2

Mô đun đàn hồi: Es = 1,95.105 MPa

Độ giản dài tối đa sau 1000h

At 70% Post Tensioning = 2,5 %




Các thông số dùng trong thiết kế như sau:

Ma sát góc (angular friction) : µ = 0.20

Ma sát lắc (wobble friction) : = 0.0048 rad/m

Độ tụt neo (draw-in) : 6 mm

Áp lực kích : min (0.80 fpu ,0.94 fpy)= 1488 Mpa

Lực kéo cho mỗi tao cáp : 208 kN

6.2.1.2. Chọn cấu tạo đầu neo và lớp vỏ bọc

Tham khảo catologue của VSL [42], sinh viên chọn đầu neo S12.7-12.9

Số cáp trong 1 bọc là 4, kích thược vỏ bọc GxH=70x19 mm.

Số cáp trong 1 bọc là 4, kích thược vỏ bọc GxH=70x19 mm.

Hình 6.1 – Cấu tạo đầu neo và vỏ bọc (tham khảo catologue của VSL)




6.2.2. Lựa chọn tải trọng cân bằng của ứng lực trước trong sàn

Dựa trên các kết quả tính Bảng 3.1, Bảng 3.2, Bảng 3.3,

Bảng 3.4, Bảng 3.5,

Bảng 3.6:

Tĩnh tải hoàn thiện trên sàn SDL : 2,5 kN/m2

Hoạt tải trên sàn LL:48

Khu vực sàn WC, phòng ngủ, phòng khách : 1,5 kN/m2

Khu vực hành lang : 3 kN/m2

Tải tường xây trên sàn: nhập trực tiếp vào mô hình SAFE theo bản vẽ kiến trúc với trọng

lượng riêng tường lấy bằng 18 kN/m2

Tải trọng gió: lấy từ kết quả mô hình ETABS

Tải trọng động đất: lấy từ kết quả mô hình ETABS

Ghi chú: SDL là tĩnh tải chưa kể đến trọng lượng bản thân sàn, phần mềm tự tính.

6.2.3. Tổ hợp tải trọng

6.2.3.1. Tổ hợp kiểm tra ứng suất và cường độ

Kiểm tra giai đoạn truyền ứng lực trước49

1.0 SW + 1.0 PT-Transfer

Kiểm tra giai đoạn sử dụng SLS50

48 Tra theo Điều 4.3.1, Bảng 3, TCVN 2737–1995: Tải trọng và tác động–Tiêu chuẩn

thiết kế.[2]

49 Tra theo Điều R18.4.1, ACI 318M-11 [29]

50 Tra theo Điều R18.4.2, ACI 318M-11 [29]




1.0 D + 0,5 L + 1.0 PT-Final

1.0D + 1.0 L + 1.0 PT-Final

Kiểm tra giai đoạn tới hạn ULS51

1,4D + 1,0PT-HP

1,2D + 1,6L + 1,0PT-HP

0,9D ± 1,0W+ 1,0PT-HP

1,2D + 1,6L ± 1,0W+ 1,0PT-HP

1,2D + 1,6L ± 1,0E+ 1,0PT-HP

0,9D ± 1,0E+ 1,0PT-HP

Ghi chú 1: gió và tải trọng động đất ở trên tính với tải tính toán, còn các trường hợp tải

khác tính tải tiêu chuẩn, trong trường hợp tải trọng gió và động đất tính với tải tiêu chuẩn

thì thay 1,0W =1,6W; 1,0E =1,4E

Ghi chú 2:

SW là tĩnh tải tiêu chuẩn chỉ xét đến tải trọng bản thân sàn;

PT-Transfer là tải trọng do ứng lực trước gây ra sau khi trừ tổn hao ngắn hạn;

D là tĩnh tải tiêu chuẩn tác dụng lên sàn (tải trọng bản thân sàn, lơp hoàn thiện, vách

ngăn…);

PT-Final: là tải trọng do ứng lực trước gây ra sau khi trừ tổng tổn hao ứng suất (gồm tổn

hao ngắn hạn và dài hạn);

L: là hoạt tải tiêu chuẩn tác dụng lên sàn;

PT-HP: là thành phần thứ cấp của ứng lực trước;

W: là tải trọng gió tính toán;

51 Tra theo Điều 9.2.1, ACI 318M-11 [29]




E: là tải trọng động đất tính toán.

Ghi chú 3:

Thành phần thứ cấp của ứng lực trước có thể hiểu một cách đơn giản như sau:

Thành phần thứ cấp là thành phần phụ sinh ra ngoài ý muốn của thiết kế và có hại cho

kết cấu, trong hầu hết các trường hợp thì nó làm giảm mômen gối và tăng mômen nhịp.

Nguyên nhân do khi một cấu kiện đã ứng lực trước trong giai đoạn làm việc thì hình

dạng của nó thay đổi. Nó sẽ co ngắn lại và sẽ cong đi do đó trọng tâm của cáp sẽ khác

với trọng tâm của cáp thiết kế ban đầu. Do đó bản thân cáp sinh là những phản lực để

chống lại sự thay đổi này, những phản lực đó gọi là phản lực thứ cấp và phản lực thứ

cấp sinh là mômen thứ cấp trong kết cấu.

6.2.3.2. Tổ hợp kiểm tra độ võng sàn

Căn cứ theo Bảng 9.5(b) Tiêu chuẩn ACI318 :2011 [29]cần kiểm tra độ võng ở 2 trường

hợp:

Độ võng tức thời (t = 0) tăng thêm ngay sau khi cố định tường bao, vách ngăn ….

Độ võng tổng cộng (t = ∞) gồm độ võng lâu dài của tải dài hạn ( tĩnh tải, ứng lực trước

(kể đến tổn hao dài hạn)) và độ võng tức thời tăng thêm do hoạt tải.

Bảng 6.5 – Maximum permissible computed deflections (Độ võng tối đa cho phép

khi tính toán) 52

Trường hợp 1: Kiểm tra độ võng tức thời chỉ do hoạt tải trên sàn, thiên về an toàn xem

xét đến tiết diện tính toán có nứt với Icr = 0,25Ig53, với độ võng giới hạn L/360 hoặc

L/180

52 Tra theo Bảng 9.5 (b), ACI 318M-11 [29]

53 Tra theo Điều 10.10.4.1, ACI 318M-11 [29]




LL4 1.0

Trường hợp 2: Kiểm tra độ võng lâu dài của toàn bộ tải trọng có kể đến từ biến, co

ngót, chùng ứng suất; tiết diện tính toán cho trường hợp tải dài hạn (tĩnh tải và ứng lực)

là tiết diện không có nứt có kể đến nứt lấy bằng 0,25 tiết diện nguyên; độ võng cho phép

L/480 hoặc L/240

SW SDL PT82% LL2.0 ( ) 4 1.0

6.3. LỰA CHỌN THÔNG SỐ CÁP

Xác định khoảng cách từ tâm cáp đến mép ngoài của sàn

Đặt cáp theo phương dọc nhà trục 1-6 ở dưới, cáp theo phương ngang nhà trục A-D ở

trên.

Chiều dày bảo vệ chọn bằng 30 mm.

Chọn thép gia cường đường kính d =12mm tại nhịp.

Bố trí như Hình 6.2 dưới đây:




Hình 6.2 – Bố trí cáp và thép gia cường theo hai phương

Từ Hình 6.2 chúng ta có thể xác định được khoảng cách từ tâm cáp đến mép ngoài của

sàn như sau:

Để xác định hình dạng của cáp ta có thể xác định theo TR43 [33]

Hình 6.3 – Các thông số của cáp

Các giá trị a1, a2 có thể được xác định dựa vào các công thức:

1 2 1

1

q q pa

L'

3 2 2

2

q q pa

L L'

Trong đó,

q1, q2, q3 là giá trị xác định vị trí cáp được chọn trước dựa vào khoảng cách từ mép sàn

đến trọng tâm cáp.

L’ được tính từ công thức sau:

2m m 4lnL'

2l

1 3l q q




2 1 2 2 3 2m p 2L q q p q q

1 2 2n q q L p L

Nếu 1 3q q thì L

L'2

Theo phương Y:

2 bv thepthuong

19 19q a d 20 12 41,5 mm

2 2

2q 45 mm

Theo phương X:

2 bv thepthuong

19 19q a d 19 20 12 19 60,5 mm

2 2

2q 65 mm




Bảng 6.6 : Các thông số xác định cao độ cáp

Kí hiệu L

mm

q1

mm

q2

mm

q3

mm

p1

mm

p2

mm m n l

L'

mm

a1

mm

a2

mm

L'

mm

a1

mm

a2

mm

Nhịp 1-2 10000 150 65 185 1000 1000 -1495000 8E+09 -35 4618 18 22 4600 20 20

Nhịp 1-2' 7100 185 65 185 710 710 -1533600 5E+09 0 3550 24 24 3600 25 25

Nhịp 1-2 10000 185 65 185 1000 1000 -2160000 1E+10 0 5000 24 24 5000 25 25

Nhịp 2-3 9000 185 65 185 900 900 -1944000 9E+09 0 4500 24 24 4500 25 25

Nhịp A-B 10000 150 45 205 1000 1000 -1835000 9E+09 -55 4534 23 29 4500 25 30

Nhịp B-C 12000 205 45 205 1200 1200 -3456000 2E+10 0 6000 32 32 6000 30 30

Nhịp C-D 10000 205 45 150 1000 1000 -2935000 1E+10 55 5466 29 23 5500 30 25

Nhịp B-B' 2500 205 45 205 250 250 -720000 9E+08 0 1250 32 32 1300 30 30




6.4. TÍNH TỔN HAO ỨNG SUẤT

Tổn hao ngắn hạn (ma sát và tụt neo) phần mềm tự tính với các thông số tính toán như

sau:

Ma sát góc (angular friction) : µ = 0.20

Ma sát lắc (wobble friction) : = 0.0048 rad/m

Độ tụt neo (draw-in) : 6 mm

Tổn hao dài hạn lấy bằng 150 MPa (tham khảo chỉ dẫn tính toán của công ty Freysinet).

Hình 6.4 – Khai báo tổn hao ứng suất nhập trong SAFE




6.5. CAO ĐỘ CÁP

Cao độ cáp được mô hình và điều chỉnh tùy thuộc vào momen sàn do tĩnh tải tại từng vị

trí, cụ thể xem bảng vẽ cao độ cáp trên sàn.

Hình 6.5 – Khai báo cao độ cáp trong SAFE




6.6. MÔ HÌNH KẾT CẤU VÀ CHIA DẢI SÀN THEO KHUNG TƯƠNG ĐƯƠNG

Hình 6.6 – Mô hình 3D sàn tầng 5 bằng phần mềm Safe V12.3.0

Hình 6.7 – Bố trí cáp dự ứng lực trước




Hình 6.8 – Chia dải trên cột và dải giữa nhịp theo phương X

Hình 6.9 – Chia dải trên cột và dải giữa nhịp theo phương Y




6.7. KIỂM TRA ỨNG SUẤT CỦA SÀN PHẲNG BÊ TÔNG ƯLT

6.7.1.1. Tại giai đoạn truyền ứng lực trước (Initial)

Xét tổ hợp tải trọng bao gồm do trọng lượng bản thân do lực căng sau khi trừ tổn hao

ngắn hạn.

1.0 SW + 1.0 PT-Transfer

Trong đó:

SW - Tĩnh tải tiêu chuẩn chỉ xét đến tải trọng bản thân

PT-Transfer – Tải trọng do ứng lực trước gây ra sau khi trừ tổn hao ngắn hạn

Hình 6.10 – Khai báo tổ hợp giai đoạn Initial




Hình 6.11 – Moment giai đoạn truyền ứng lực theo phương X

Hình 6.12 – Moment giai đoạn truyền ứng lực theo phương Y




Kiểm tra ứng suất:

Trong giai đoạn này cần kiểm tra 2 điều kiện sau :

Bê tông đạt 80% cường độ 28 ngày lớn hơn 25Mpa

Ứng suất bị mất do ngắn hạn, có ngót, tụt neo (nguyên nhân do co ngắn đàn hồi của bê

tông có giá trị nhỏ và xem như bỏ qua)

'

cif : Concret initial (Cường độ bê tông theo thời gian)

Ta có ' '

ci cf 0,8.f 25(MPa) ứng với M500

Kiểm tra điều kiện :

'

c cin'

t cik

f 0,6.f

f 0,25.f

54

Quy ước dấu trong Safe v12.3.0: nén mang dấu trừ (+), kéo mang dấu cộng (-).

'

n c cin

N Mf 0,6f

A W

'

k t cik

N Mf 0,25 f

A W

Ứng suất nén cho phép : ' 2

cin0,6f 0,6.25 15 MPa 15000 kN / m

Ứng suất kéo cho phép : ' 2

cik0,25 f 0,25. 25 1,25 MPa 1250 kN / m

peP nP

Ppe là lực căng hiệu quả của 1 cáp

n là số lượng cáp trong một dải

A b.h

2bhW

6





Trong giai đoạn này chỉ có tổn hao ngắn hạn

Tại Dải CSA1 ta có 2

ps puA 140(mm ),f 1860(MPa),n 10 (cáp)

cap

10.0,8.1860.140.(100% 10%)P 1874,88(kN)

1000

nhipM 11,96(kNm)

Ta có ' '

ci cf 0,8.f 0,8.30 24(MPa) ứng với bê tông M500


'

c cin

'

t cik

f 0,6.f

f 0,25. f

Ứng suất nén cho phép: '

c cif 0,6f 0,6.24 14,4(MPa)

Ứng suất kéo cho phép: '

t cif 0,25 f 0,25.20 1,22(MPa)

Diện tích: 2A 0,25.5 1,25(m )

Moment kháng uốn:

2 23b.h 5.0,25

W 0,052(m )6 6

Kiểm tra ứng suất nén

'

c ci

N Mf 0,6f

A W

2

c

1874,88 16,56f 1788 kN / m 1,788(MPa) 14,4(MPa).

1,25 0,057

Thỏa điều kiện

Kiểm tra ứng suất kéo

'

t ci

N Mf 0,25 f

A W

2

c

1874,88 16,56f 1212 kN / m 1,212(MPa) 1,22(MPa).

1,25 0,057

Do tf 0 : bê tông chỉ chịu nén, do đó thõa điều kiện tuy nhiên không cần gia cường

thêm thép thường.




Bảng 6.7 –Kiểm tra ứng suất cho phép giai đoạn Initial theo Điều 18.4.1, ACI 318M-11[29]

THÔNG SỐ CƠ BẢN

KIỂM TRA

ỨNG SUẤT

CHO PHÉP

KIẾM TRA

ỨNG SUẤT

CHO PHÉP

KIỂM TRA KIỂM TRA

TÊN

DẢI VỊ TRÍ

SỐ

CÁP b h W A P Mnhịp Mgối [ft] [fc] [ft] [fc]

cáp (m) (m) (m3) (m2) (kN/m) (kN.m) (kN.m) (MPa) (MPa) (MPa) (MPa)

CSA1 Gối D 10 2,5 0,25 0,0260 0,625 1874,88 16,56 12,1 OK OK OK OK

MSA1 Nhịp CD 12 5 0,25 0,0521 1,25 1487,01 64,93 108,24 OK OK OK OK

CSA2 Gối C 30 11 0,25 0,1146 2,75 3717,54 69,96 112,26 OK OK OK OK

MSA2 Nhịp BC 20 6 0,25 0,0625 1,5 2478,36 98,18 163,05 OK OK OK OK

CSA3 Gối B 30 11 0,25 0,1146 2,75 3717,54 75,71 63,21 OK OK OK OK

MSA3 Nhịp AB 12 5 0,25 0,0521 1,25 1487,01 64,81 108,32 OK OK OK OK

CSA4 Gối A 10 2,5 0,25 0,0260 0,625 1239,18 16,57 12,06 OK OK OK OK

CSB1 Gối 1 10 2,5 0,25 0,0260 0,625 1239,18 15,52 13,77 OK OK OK OK

MSB1 Nhịp 12 12 5 0,25 0,0521 1,25 1487,01 76,74 134,38 OK OK OK OK




THÔNG SỐ CƠ BẢN

KIỂM TRA

ỨNG SUẤT

CHO PHÉP

KIẾM TRA

ỨNG SUẤT

CHO PHÉP

KIỂM TRA KIỂM TRA

TÊN

DẢI VỊ TRÍ

SỐ



CSB2 Gối 2 30 10 0,25 0,1042 2,5 3717,54 61,48 85,21 OK OK OK OK


CSB3 Gối 3 20 9,5 0,25 0,0990 2,375 2478,36 102,74 160,43 OK OK OK OK


CSB4 Gối 4 20 9,5 0,25 0,0990 2,375 2478,36 102,63 166,12 OK OK OK OK

MSB4 Nhịp 4-5 12 5 0,25 0,0521 1,25 1487,01 82,567 146 OK OK OK OK

CSB5 Gối 5 30 10 0,25 0,1042 2,5 3717,54 53,96 86,47 OK OK OK OK

MSB5 Nhịp 5-6 12 5 0,25 0,0521 1,25 1487,01 76,67 135,58 OK OK OK OK

CSB6 Gối 6 10 2,5 0,25 0,0260 0,625 1239,18 46,47 2,82 OK OK OK OK




6.7.1.2. Tại giai đoạn sư dung (At service load stage)

Xét tổ hợp tải trọng bao gồm do trọng lượng bản thân và do lực căng sau khi trừ tổn hao

ngắn hạn

SLS1: 1,0 D + 0,5 L + 1,0 PT-Final

SLS2: 1,0 D + 1,0 L + 1,0 PT-Final

Trong đó

Dead là tĩnh tải tác dụng lên sàn (tải trọng bản thân sàn, lớp hoàn thiện, vách ngăn …)

Live là hoạt tải tiêu chuẩn tác dụng lên sàn

PT–Final là tải trọng do ứng lực trước căng sau khi trừ tổn hao ứng suất (gồm tổn hao

ngắn hạn và dài hạn)

SLS1: Giai đoạn sử dụng chỉ có tải trọng Self weight và Superdead load và tải trọng do

ứng lực trước căng sau khi trừ tổn hao ứng suất (gồm tổn hao dài hạn)






Trong giai đoạn này bao gồm cả tổn hao ngắn hạn và tổn hao dài hạn

Tại Dải CSA1 ta có 2


cap

10.0,8.1860.140.(100% 20%)P 1667(kN)

1000

goiM 90,154(kNm)


'

c cn

'

t ck

f 0,6.f

f 0,5. f

Ta có '

cf 30(MPa) ứng với bê tông M500


c cf 0,6f 0,6.30 18(MPa)


t cf 0,25 f 0,5. 30 2,739(MPa)

Diện tích: 2A 0,25.5 1,25(m )




Moment kháng uốn: 2 2

3b.h 5.0,25W 0,052 m

6 6


'

c c

N Mf 0,6f

A W

2

c

1667 90,154f 3067(kN / m ) 3,067(MPa) 18(MPa).

1,25 0,052



'

t c

N Mf 0,5 f

A W

2

c

1667 90,154f 400,13(kN / m ) 0,4(MPa) 2,739(MPa).

1,25 0,052





Kiểm tra ứng suất giai đoạn SLS1 theo Điều 18.4.2, ACI 318M-11[29] :

Ứng suất nén: ' 2

n c cn

N Mf 0,45f 0,45.30 13,5 MPa 13500 kN / m

A W

Ứng suất kéo: ' 2

k t ck

N Mf 0,5 f 0,5. 30 2,74 MPa 2740 kN / m

A W

Bảng 6.8 –Kiểm tra ứng suất cho phép giai đoạn SLS1

TÊN DẢI

SỐ



CSA1 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 22,57 36,37 OK OK OK OK

MSA1 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 45,16 26,47 OK OK OK OK

CSA2 30 11 0,25 0,11458333 2,75 5000 110,79 28,97 OK OK OK OK

MSA2 20 6 0,25 0,0625 1,5 3333 176,36 108,81 OK OK OK OK

CSA3 30 11 0,25 0,11458333 2,75 5000 106,83 190,22 OK OK OK OK

MSA3 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 22,51 43,63 OK OK OK OK

CSA4 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 22,72 37,37 OK OK OK OK




TÊN DẢI

SỐ



CSB1 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 34,27 68,55 OK OK OK OK

MSB1 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 62,09 28,95 OK OK OK OK

CSB2 30 10 0,25 0,10416667 2,5 5000 78,27 135,17 OK OK OK OK

MSB2 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 132,42 10,26 OK OK OK OK

CSB3 20 9,5 0,25 0,09895833 2,375 3333 68,55 152,83 OK OK OK OK

MSB3 12 9 0,25 0,09375 2,25 2000 68,79 82,92 OK OK OK OK

CSB4 20 9,5 0,25 0,09895833 2,375 3333 103,34 52,97 OK OK OK OK

MSB4 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 11,71 134,06 OK OK OK OK

CSB5 30 10 0,25 0,10416667 2,5 5000 136,13 81,13 OK OK OK OK

MSB5 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 61,67 29,07 OK OK OK OK

CSB6 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 34 64,1 OK OK OK OK




SLS2: Giai đoạn sử dụng chỉ có tải trọng Self weight và Superdead load, Hoạt tải và tải

trọng do ứng lực trước căng sau khi trừ tổn hao ứng suất (gồm tổn hao ngắn hạn và dài

hạn)






Trong giai đoạn này bao gồm cả tổn hao ngắn hạn và tổn hao dài hạn

Tại CSA1 ta có 2


cap

10.0,8.1860.140.(100% 10%)N P 1875(kN)

1000

goiM 97,38(kNm)


'

c cn

'

t ck

f 0,6.f

f 0,5. f

Ta có '

cf 30(MPa) ứng với bê tông M500


c cf 0,6f 0,6.30 18(MPa)


t cf 0,5 f 0,5. 30 2,739(MPa)

Diện tích: 2A 0,25.5 1,25(m )

Moment kháng uốn:

2 23b.h 5.0,25

W 0,052(m )6 6


'

c c

N Mf 0,6f

A W

2

c

1875 97,38f 3373(kN / m ) 3,373(MPa) 18(MPa).

1,25 0,052



'

t c

N Mf 0,5 f

A W

2

c

1875 97,38f 372,7(kN / m ) 0,373(MPa) 2,739(MPa).

1,25 0,052





Kiểm tra ứng suất giai đoạn SLS2 theo Điều 18.4.2, ACI 318M-11[29]:

Ứng suất nén: ' 2

n c cn

N Mf 0,6f 0,6.30 18 MPa 18000 kN / m

A W

Ứng suất kéo: ' 2

k t ck

N Mf 0,5 f 0,5. 30 2,74 MPa 2740 kN / m

A W

Bảng 6.9 –Kiểm tra ứng suất cho phép giai đoạn SLS2

TÊN DẢI

SỐ CÁP b h W A P Mnhịp Mgối [ft] [fc] [ft] [fc]


CSA1 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 28,16 54,57 OK OK OK OK

MSA1 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 26,68 33,24 OK OK OK OK

CSA2 30 11 0,25 0,11458333 2,75 5000 120,96 238,536 OK OK OK OK

MSA2 20 6 0,25 0,0625 1,5 3333 183,84 187,43 OK OK OK OK

CSA3 30 11 0,25 0,11458333 2,75 5000 121,43 238,61 OK OK OK OK

MSA3 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 21,64 31,76 OK OK OK OK

CSA4 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 28,34 49,18 OK OK OK OK




TÊN DẢI

SỐ CÁP b h W A P Mnhịp Mgối [ft] [fc] [ft] [fc]


CSB1 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 85,27 42,04 OK OK OK OK

MSB1 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 42,24 23,5 OK OK OK OK

CSB2 30 10 0,25 0,10416667 2,5 5000 75,78 185,78 OK OK OK OK

MSB2 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 148,67 133,16 OK OK OK OK

CSB3 20 9,5 0,25 0,09895833 2,375 3333 82,2 126,83 OK OK OK OK

MSB3 12 9 0,25 0,09375 2,25 2000 82,3 68,81 OK OK OK OK

CSB4 20 9,5 0,25 0,09895833 2,375 3333 90,83 126,34 OK OK OK OK

MSB4 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 12,83 135,13 OK OK OK OK

CSB5 30 10 0,25 0,10416667 2,5 5000 78,86 187,12 OK OK OK OK

MSB5 12 5 0,25 0,05208333 1,25 2000 42,84 21,61 OK OK OK OK

CSB6 10 2,5 0,25 0,02604167 0,625 1667 41,71 39,27 OK OK OK OK




6.7.1.3. Trạng thái giới hạn cường độ vật liệu ( Ultimate limit stage – ULS)

Việc có xét cốt thép thường tham gia vào khả năng chịu lực của tiết diện hay không phụ

thuộc vào vị trí tiết diện và cách bố trí thép thường

Tại gối: kể đến lượng thép thường tối thiểu Smin cfA 0,00075.A vào khả năng chịu lực

của tiết diện55

Tại nhịp : phụ thuộc vào cách bố trí cốt thép thường tại nhịp

Hình 6.17 – Sơ đồ ứng suất để xác định moment giới hạn

Điều kiện đảm bảo khả năng chịu uốn là:

u ps ps p y sM M f A d a / 2 f A d a / 2

6.1

Hệ số giảm độ bền chịu uốn: 0,9 56

a là vùng bê tông chịu nén theo giả thuyết của Whitney

ps ps s y

'

c

A f A fa

0.85f b

6.257




b

ddp

Aps

As

ps

s

c

Asfy

Apsfps

ca

a/2

0,85f'cab

0,85f'c

(a) (b) (c)




Ứng suất trong thép ƯLT ở trạng thái giới hạn, Cáp kết dính:

p ps pu

ps pu '

1 p c

A ff f 1

bd f

6.358

p phụ thuộc vào loại thép ƯLT

p = 0.55 cho thép thanh (fpy/fpu ≥ 0.8);

p = 0.40 cho sợi và cáp (stress – relieved) (fpy/fpu ≥ 0.85);

p = 0.28 cho sợi và cáp (low – relaxation) (fpy/fpu ≥ 0.90).

Giá trị β1 = 0.85 được xác định như sau:

β1 = 0.85 khi f’c ≤ 30MPa

β1 = 0.85 – 0.008(f’c – 30) khi f’

c > 30Mpa


58 Tra theo Điều 18.7.2,ACI 318M-11 [29]





Hình 6.20 – Lực cắt của sàn theo phương X




Hình 6.21 – Lực cắt của sàn theo phương Y




Bảng 6.10 –Kiểm tra giới hạn cường độ vật liệu (Ultimate limit stage)

TÊN DẢI VỊ TRÍ

Aps As d dp fps a Mn Mu

KIỂM TRA

mm (mm2) (mm2) (mm) (mm) (MPa) (mm) (kN.m) (kN.m)

CSA1 Gối D 0,9 1884,96 2827 215 205 1810,10 17,76 749,20 113 OK

MSA1 Nhịp CD 0,9 2827,44 5655 215 205 1785,15 28,55 1183,27 248 OK

CSA2 Gối C 0,9 6220,37 6220 215 205 1695,33 50,99 1952,38 105 OK

MSA2 Nhịp BC 0,9 3392,93 3393 215 205 1770,18 28,81 1169,19 511 OK

CSA3 Gối B 0,9 6220,37 6220 215 205 1695,33 50,99 1952,38 582 OK

MSA3 Nhịp AB 0,9 2827,44 5655 215 205 1785,15 28,55 1183,27 251 OK

CSA4 Gối A 0,9 1884,96 2827 215 205 1810,10 17,76 749,20 112 OK

CSB1 Gối 1 0,9 1413,72 2827 215 205 1822,58 14,48 621,56 168 OK

MSB1 Nhịp 12 0,9 2827,44 5655 215 205 1785,15 28,55 1183,27 345 OK




TÊN DẢI VỊ TRÍ

Aps As d dp fps a Mn Mu

KIỂM TRA

mm (mm2) (mm2) (mm) (mm) (MPa) (mm) (kN.m) (kN.m)

CSB2 Gối 2 0,9 5654,88 5655 215 205 1710,30 46,69 1808,38 269 OK

MSB2 Nhịp 23 0,9 2827,44 5655 215 205 1785,15 28,55 1183,27 360 OK

CSB3 Gối 3 0,9 5372,14 5372 215 205 1717,79 44,51 1734,09 362 OK

MSB3 Nhịp 34 0,9 5089,39 5089 215 205 1725,27 42,32 1658,24 180 OK

CSB4 Gối 4 0,9 5372,14 5372 215 205 1717,79 44,51 1734,09 373 OK

MSB4 Nhịp 4-5 0,9 2827,44 5655 215 205 1785,15 28,55 1183,27 256 OK

CSB5 Gối 5 0,9 5654,88 5655 215 205 1710,30 46,69 1808,38 267 OK

MSB5 Nhịp 5-6 0,9 2827,44 5655 215 205 1785,15 28,55 1183,27 346 OK

CSB6 Gối 6 0,9 1413,72 2827 215 205 1822,58 14,48 621,56 133 OK




6.8. KIỂM TRA NỨT

Prestressed two-way slab systems shall be designed as Class U with '

t cf 0,5 f 59

Lược dịch: Sàn bêtông ƯLT theo hai phương được thiết kế theo nhóm U (Uncracked –

không nứt) với '

t cf 0,5 f .

Như đã tính toán ở trên thì thỏa mãn điều kiện về ứng suất cho phép '

t cf 0,5 f , do đó

không cần kiểm tra với nứt và đồng thời khi tính độ võng cũng với tiết diện không nứt.

6.9. KIỂM TRA CHUYỂN VỊ CỦA SÀN DỰ ỨNG LỰC

Yêu cầu:

Như đã trình bày Mục 6.2.3.2, Tổ hợp kiểm tra độ võng sàn

Độ võng gia tăng tức thời (Immediate Deflection) do hoạt tải gây ra

LL4 1.0

Độ võng lâu dài (Total Deflection) do các tải trọng sau gây ra

SW SDL PT82% LL2.0 ( ) 4 1.0

Độ võng tổng cộng của sàn: 1 2 6,88 27,03 33,91(mm)

Độ võng giới hạn của sàn theo tiêu chuẩn ACI 318M-2011: 1

L 240

Vậy 33,91 1

26,23(mm) 0,0028 0,0042L 12000 240

.

Thỏa điều kiện về độ võng

59 Theo Điều 18.3.3, ACI 318M-11 [29]




Hình 6.22 – Immediate Deflection (Độ võng gia tăng tức thời)

Hình 6.23 – Total Deflection (Độ võng lâu dài)




6.10. TINH CỐT THÉP THƯỜNG GIA CƯỜNG

6.10.1. Tại các gối tựa A, B, C, D.

Ở vùng chịu momen âm ở trên gối tựa, diện tích cốt thép tối thiểu mỗi phương là:

As=0,00075Acf

Trong đó:

Acf là tiết diện mặt cắt ngang lớn nhất của dải dầm bản trong 2 khung tương đương

2

cfA b.h 10000.250 2500000 mm

2

sA 0,00075.2500000 1875 mm

Lượng cốt thép gia cường ở trên bố trí trong khoảng lớn hơn:

c 2.1,5h 400 2.1,5.250 1150(mm) với c là cạnh cột

Chọn 13d14s150, c 2

sA 2000mm

6.11. KIỂM TRA ĐIỀU KIỆN CHỌC THỦNG (KHẢ NĂNG CHỊU LỰC CẮT

CỦA SÀN)

Như chúng ta đã biết dạng phá hoại dầm do lực cắt thể hiện qua các vết nứt xiên bởi ứng

suất uốn và cắt gây ra. Vết nứt này bắt đầu tại mặt chịu kéo của dầm và mở rộng theo

đường chéo tới vùng chịu nén gần tải trọng tập trung.

Trong trường hợp bản hoặc móng hai phương, hai cơ chế hư hỏng do lực cắt thể hiện

có thể xảy ra.

Lực cắt phá hoại một phương hay phá hoại dầm có liên quan đến vết nứt kéo dài qua

toàn bộ chiều rộng của kết cấu.

Lực cắt phá hoại theo hai phương hay gọi là phá hoại do chọc thủng có liên quan đến sự

phá hoại quanh bề mặt hình nón cụt hay hình chóp xung quanh cột.




Hình 6.24 – Sơ đồ phá hoại của lực cắt

Nhìn chung thì khả năng chịu cắt do chọc thủng của một bản sàn sẽ nhỏ hơn khả năng

chịu phá hoại cắt dạng dầm. Tuy nhiên trong thiết kế nên xem xét cả hai cơ chế phá hoại.

Trong trường hợp sàn hai phương là sàn phẳng thì cần kiểm tra theo cơ chế phá hoại

theo lực cắt 2 phương ( phá hoại do chọc thủng).

Hình 6.25 – Mặt phá hoại xuyên thủng của cột vách

Khả năng chịu lực cắt của sàn được kiểm tra trong giai đoạn tới hạn




Hình 6.26 – Sự phân bố ứng suất cắt trong vách giữa và vách biên

1.1.1. Kiểm tra chọc thủng tại vách biên

Kích thước tiết diện vách giữa VD2 (giao với trục D và trục 2), tầng 5

Hình 6.27 – Tiết diện chống xuyên của vách biên

Chiều dày sàn h = 250 mm, h0 = 250 – 20 = 230 mm,




Dựa vào Autocad 2008 xác định được chu vi tiết diện chống xuyên

Hình 6.28 – Thông số hình học của tiết diện chống xuyên

um = 10529 mm.

tt 12 bt m 0

lQ q l A R u h

2

tt 12

3

l 10Q q l A 12,49. .10 6,215

2 2

547 kN 1,0.1,4.10 .10,5.0,23 3381 kN

Thỏa điều kiện chọc thủng của sàn

1.1.2. Kiểm tra chọc thủng tại vách giữa

Kích thước tiết diện vách giữa VC2 (giao với trục C và trục 2), tầng 5

b.h = 400x2000 mm

Chiều dày sàn h = 250 mm, h0 = 250 – 20 = 230 mm




tt

1 2 bt m 0Q q l l b d . h d R u h

1 1b c d 2000 200 2200(mm)

2 2b c d 400 200 600(mm)

m 1 2u 2. b b 2. 2200 600 5600 mm

tt

1 2

3

Q q l l b d . h d 12,49. 11.10 2,2.0,6

1357 kN 1,0.1,4.10 .5,6.0,23 1803,2 kN

Thỏa điều kiện chọc thủng của sàn




CHƯƠNG 7: THIẾT KẾ VÀ CẤU TẠO KHUNG VÁCH – LÕI

7.1. TỔNG QUAN VỀ LÕI - VÁCH

Lõi, vách bê tông cốt thép là một trong những kết cấu chịu lực quan trọng trong nhà

nhiều tầng. Nó kết hợp với hệ khung hoặc kết hợp với nhau tạo nên hệ kết cấu chịu lực

cho công trình. Tuy nhiên việc tính toán chưa đề cập cụ thể trong tiêu chuẩn thiết kế của

Việt Nam. Trên thế giới một số tiêu chuẩn đã đưa ra phương pháp thiết kế lõi vách:

Eurocode, ACI…

7.2. Lý thuyết tính toán

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

vách cứng chỉ chịu tải trọng đứng, tải trọng ngang thì tác động song song với mặt phẳng

của nó nên bỏ qua khả năng chịu moment ngoài mặt phẳng Mx và lực cắt theo phương

vuông góc với mặt phẳng Qy chỉ xét đến tổ hợp nội lực gồm (N, My, Qx)

Hình 7.1 – Nội lực tác dụng lên vách

Việc tính toán cốt thép dọc cho vách phẳng có thể sử dụng một số phương pháp tính

vách thông dụng sau:

Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

Phương pháp giải thuyết vùng biên chịu moment

Phương pháp xây dựng biểu đồ tương tác




7.2.1. Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

7.2.1.1. Mô hình

Phương pháp này chia vách thành những phần tử nhỏ chịu lực kéo hoặc nén đúng tâm,

ứng suất coi như phân bố đều trên mặt cắt ngang của phần tử. Tính toán cốt thép cho

từng phần tử sau đó kết hợp lại bố trí cho cả vách

Các giả thuyết cơ bản khi tính toán

Vật liệu đàn hồi

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

7.2.1.2. Các bước tính toán

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

Hình 7.2 – Xác định trục chính moment quán tính chính

Bước 2: Chia vách thành từng phần tư nhỏ

Hình 7.3 – Chia vùng theo quy ước

Bước 3: Xác định ứng suất trên mỗi phần tư

Do giả thuyết vật liệu đàn hồi nên ta dùng các công thức tính toán trong “ Sức bền vật

liệu”




Bước 4: Tính ứng suất trong từng phần tư:

xi i

x

N My

A I (Với i = 1,2,…,n) 7.1


wi w i

lN t

n 7.2

Trong đó:

tw : Chiều dày của vách

lw : Chiều dài của vách

A : Diện tích mặt cắt ngang của vách

Ix : Moment quán tính chính trung tâm

Bước 5: Tính toán cốt thép theo TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt

thép–Tiêu chuẩn thiết kế.

Tính toán cốt thép cấu kiện chịu kéo nén đúng tâm

Nếu Ni < 0 (vùng chỉ chịu kéo)

is

s

NA

R 7.360

Nếu Ni > 0 (vùng chỉ chịu nén)

i b b bs

sc

N R AA

R

7.4

60 Tra theo Điều 6.2.2.17 TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép–

Tiêu chuẩn thiết kế.[4]




Bước 6: Kiểm tra hàm lượng cốt thép TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu

động đất.

Tiêu chuẩn này chấp nhận các tiêu chuẩn Eurocode nên sinh viên dựa trên cả hai

tiêu chuẩn để ứng dụng thiết kế.

Cốt thép dọc được chọn và bố trí :

vmin c0,004A , v mind 12 mm

Cốt thép ngang được chọn và bố trí

h min c

h min v

0,002A

0,25

, h min v

1d d mm

4

Bước 7: Kiểm tra khả năng chống uốn của vách đối với moment còn lại

7.2.1.3. Nhận xét

Ưu điểm

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

U hay tính lõi.

Khuyết điểm

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

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

7.2.2. Phương pháp giả thuyết vùng biên chịu moment

7.2.2.1. Mô hình tính toán

Phương pháp này cho rằng cốt thép đặt tại vùng biên của hai đầu vách để thiết kế để

chọn toàn bộ moment. Lực dọc giả thuyết là phân bố đều trên toàn bộ tiết diện vách

Giả thuyết cơ bản:

Ứng suất kéo do cốt thép chịu

Ứng suất nén do bê tông và cốt thép chịu




Hình 7.4 – Sơ đồ tính vách

7.2.2.2. Quá trình tính toán

Bước 1: Giả thuyết chiều dài B của vùng dự định thiết kế chịu toàn bộ moment. Xét

vách chịu lực dọc N và moment Mz, Moment Mx tương đương với cặp ngẫu lực đặt ở

hai vùng biên của vách

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

x1,r b

l r

N MP A

A L 0,5B 0,5B

7.5

Trong đó:

bA : Diện tích của vùng biên

A: Diện tích mặt cắt vách




Nếu Ni < 0 (vùng chỉ chịu kéo)




is

s

NA

R 7.661

Nếu Ni > 0 (vùng chỉ chịu nén)

i b b bs

sc

N R AA

R

7.74

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép. Nếu không thỏa mản thì tăng kích thước B

của vùng biên. Chiều dài vùng biên có giá trị có giá trị lớn nhất 0,5Lw, nếu vượt

quá giá trị này cần tăng bề dày tường

Bước 5: Kiểm tra phần tường còn lại giữa hai vùng biên như cấu kiện chịu nén

đúng tâm, trường hợp bê tông đã đủ khả năng chịu lự thì cốt thép trong vùng này

đặt cấu tạo theo hàm lượng min


7.2.2.3. Nhận xét

Phương pháp này tương tự Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi, chỉ khác ở chỗ

tập trung toàn bộ lượng cốt thép chịu moment ở đầu vách

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

trị cột ở hai đầu vách)

Phương pháp này thiên về an toàn vì chỉ kể đến khả năng chịu moment của một phần

diện tích vách vùng biên.

Ưu điểm, khuyết điểm tương tự Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

7.2.3. Phương pháp cổ điển

Thép trong vách được tính theo cấu kiện nén lệch tâm phẳng với tiết diện hình chữ nhật

dài (bxh), sau đó tăng diện tích cốt thép lên 1,1 ÷ 1,2 tổng diện tích cốt thép đã tính và

61 Tra theo Điều 6.2.2.17 TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép–





kiểm tra lại theo sơ đồ bên dưới. Nội lực để tính thép trong vách cứng được tính bằng

cách qui đổi các nội lực đứng (F11) tại các nút về trọng tâm tiết diện vách, nội lực cuối

cùng được tính bằng tổng các lực đứng và moment gây ra độ lệch tâm giữa nút và trọng

tâm tiết diện vách

Có thép trong vách được bố trí 70% diện tích cốt thép tính được ở vị trí hai đầu tiết diện

nằm trong khoảng 0,1h. Cốt thép còn lại bố trí trong phạm vi 0,8h

Hình 7.5 – Vùng bố trí cốt thép

7.2.4. Phương pháp biểu đồ tương tác

Phương pháp này dựa trên một số giải thuyết về sự làm việc của bê tông và cốt thép để

thiết lập trạng thái chịu lực giới hạn (Nu, Mu) của vách. Tập hợp các trạng thái này sẽ

tạo thành một đường cong liên hệ giữa lực dọc N và moment M của trạng thái giới hạn.

Đây là phương pháp chính xác nhát, phản ánh đúng nhất sự làm việc của lõi vách

Phương pháp này thực chất coi vách là cấu kiện chịu nén lệch tâm và cốt thép phân

bố trên toàn tiết diện vách được kể đến trong khả năng chịu lực của vách

Việc thiết lập biểu đồ tương tác đòi hỏi khối lượng tính toán lớn, phức tạp

7.2.5. Kết luận

Ta sẽ tính sơ bộ theo Phương pháp giả thuyết vùng biên chịu moment, Kiểm tra lại

bằng Phương pháp biểu đồ tương tác




7.3. Tính toán vách cứng công trình

7.3.1. Vách C2 (Vách chữ nhật)

7.3.1.1. Phương pháp phân bố ứng suất đàn hồi

ymaxx ymaxN 24 M 259,899211,19 kN ,M 424,09 kN.m , V 126,74 k k NNm,

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

Bước 2: Chia vách thành từng phần tư nhỏ

Chia vách thành 6 phần tử,mỗi phần tử bằng 0,5m.

Bước 3: Xác định ứng suất trên mỗi phần tư


x i1 6 2 2 2

2

i

P M .y 24211,19 429,09.1,25N 3912,6 4157,8 kN

6 6 2.(1,25 0,75 0,25 )y

x i2 5 2 2 2

2

i

P M .y 24211,19 429,09.0,75N 3961,6 4108,8 kN

6 6 2.(1,25 0,75 0,25 )y

x i3 4 2 2 2

2

i

P M .y 24211,19 429,09.0,25N 4010,7 4059,7 kN

6 6 2.(1,25 0,75 0,25 )y



3

2i b b bs1 6

sc

N R A 4157,8.10 0,85.22.400.500A 1144,66 mm

R 365

Chọn 5d18 (As=12,725 (cm2))

3

2i b b bs2

sc

N R A 4108,8.10 0,85.22.400.500A 1010 mm

R 365

Chọn 4d18 (As=1018 (cm2))




3

2i b b bs3

sc

N R A 4059,7.10 0,85.22.400.500A 876 mm

R 365

Chọn 3d18 (As=9,426 (cm2) )

Bước 6: Kiểm tra hàm lượng cốt thép TCVN 9386 – 2012: Thiết kế công trình chịu

động đất.

v

1144,66.100% 0,5%

400.500

v min

876.100% 0,44% 0,4%

400.500 Thỏa điều kiện


M 259,899

N P 24211,19 25510,7 kNB 0,2

3

b b b s scN R A A R 0,85.22.400.3000 3770,4.365 .10 23816,2 kN N

→ Tiết diện thép chọn không hợp lý

7.3.1.2. Phương pháp giả thuyết vùng biên chịu moment

yx ymaxN 24211,19 M 259kN ,M 424 ,899 kN,09 k m,N.m , V 139,43 kN

Bước 1: Chọn chiều dài B = 500 (mm) là vùng thiết kế chịu toàn bộ moment.


x1,r b

l r

N M 24211,19 424,09P A 0,4.0,5

A L 0,5B 0,5B 0,4.3 3 0,5.0,5 0,5.0,5

3863,6 4206,8 kN

2,r

24211,19 424,09P 0,4.0,5

0,4.3 3 0,75 0,75

3749,1 4321,3 kN




3,r

24211,19 424,09P 0,4.0,5

0,4.3 3 1,25 1,25

3177 4893,4 kN




3

2 2i b b bs1

sc

N R A 4206,8.10 0,85.22.400.500A .10 12,78 cm

R 365

Chọn 5d25 As =14,78 (cm2) bố trí cho vùng biên.

3

b b b s sc 1,rN R A A R 0,85.22.400.500 1472.365 .10 4277,28 kN P

3

2 2i b b bs2

sc

N R A 4317,9.10 0,85.22.400.500A .10 15,83 cm

R 365

Chọn 4d25 As =19,63 (cm2) bố trí cho vùng giữa.

3

b b b s sc 2,rN R A A R 0,85.22.400.500 1963.365 .10 4456 kN P

Thỏa điều kiện cấu kiện chịu nén.

3

2 2i b b bs3

sc

N R A 4883,4.10 0,85.22.400.500A .10 31,32 cm

R 365

Chọn 7d25 As =34,36 (cm2) bố trí cho vùng giữa.

3

b b b s sc 3,rN R A A R 0,85.22.400.500 3436.365 .10 4994 kN P

Thỏa điều kiện cấu kiện chịu nén.

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng cốt thép

v

8043.100% 4%

400.500




v min

8043.100% 4% 0,4%



M 259,899

N P 24211,19 25510,7 kNB 0,2

3

b b b s scN R A A R 0,85.22.400.3000 16086.365 .10 28311,4 kN N

→ Thỏa điều kiện tính toán đặt cấu tạo

7.3.1.3. Chọn thép bố trí cho vách

Theo Mục 7.2.1 của đồ án sinh viên trình bày Phương pháp phân bố ứng suất đàn

hồi

Thép chọn 24d20 → 2

sA 75,4 cm trên toàn bộ tiết diện vách 400x3000

Theo Mục 7.2.2 của đồ án sinh viên trình bày Phương pháp giả thuyết vùng biên chịu

moment

Thép chọn 32d25 → 2

sA 157,1 cm trên toàn bộ tiết diện vách 400x3000

Sinh viên dùng 40d25 → 2

sA 196,4 cm để bố trí trên toàn bộ tiết diện vách 400x3000

Tính cốt thép đai


1 b3 n bt 0 bt 0Q 1 .R .b.h 0,6.R .b.h 7.862

3

1 b3 n bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.1,4.400.2950.10 991,2 Q 139,43 kN

→ Bê tông thỏa điều kiện chống cắt chỉ bỏ cốt đai cấu tạo

62 Tra công thức theo Điều 6.2.3.3, TCVN 5574–2012: Kết cấu bê tông và bê tông

cốt thép–Tiêu chuẩn thiết kế.[4]




7.3.1.4. Phương pháp biểu đồ tương tác

Sinh viên sử dụng CSI COLUMN v9.0 để mô hình khả năng chịu lực của vách, dựa

trên chọn thép trên

Hình 7.6 – Mô hình vách bằng CSI COLUMN v9.0

Hình 7.7 – Kiểm tra sự làm việc của vách với tổ hợp gây nguy hiểm nhất

Hệ số an toàn của vách (Capacity Ratio) : 0,95

Với mặc định của CSI COLUMN v9.0




Hệ số an toàn của vách (Capacity Ratio) : stt

schon

A 1 10,95 n 1,05

A 0,95


Hình 7.9 – Xác định vị trí trục trung hòa




Hình 7.10 – Biểu đồ tương tác vật liệu 3D giữa N, Mx, My của vách

Hình 7.11 –Mặt cắt trục N, M trong biểu đồ tương tác vật liệu của vách




Hình 7.12 –Mặt cắt trục Mx, My trong biểu đồ tương tác vật liệu của vách

7.3.2. Vách D2 (Vách chữ T)

Sinh viên sử dụng phương pháp 2 để bố trí thép cho toàn tiết diện các vách còn lại

và sử dụng biểu đồ tương tác để kiểm tra.


Vách D2’ , Vách D2’’ tính tương tự trong bảng EXCEL, tiết diện 300 x 3000 mm.

ymaxx ymaxN 13322,1 kN ,M kN.m , 133,912 V 172,1 k16,36 M kNm , N



x1,r b

l r

N M 13322,1 16,36P A 0,3.0,5

A L 0,5B 0,5B 0,3.3 3 0,5.0,5 0,5.0,5

2213,803 2226,891 kN




2,r

13322,1 16,36P 0,3.0,5 2209,44 2231,253 kN

0,3.3 3 0,75 0,75

3,r

13322,1 16,36P 0,3.0,5 2187,627 2253,067 kN

0,3.3 3 1,25 1,25




3

2 2i b b bs1

sc

N R A 2226,891.10 0,85.22.300.500A .10 15,83 cm

R 365

→ Bố trí cấu tạo cho vách bê tông đủ khả năng chịu nén

3

2 2i b b bs2

sc

N R A 2231,253.10 0,85.22.300.500A .10 693,892 cm

R 365


3

2 2i b b bs3

sc

N R A 2253,067.10 0,85.22.300.500A .10 693,29 cm

R 365


Bố trí cấu tạo 20d16 As = 40,22 (cm2) cho vách D2’


v min

4022.100% 0,44% 0,4%



M 133,912

N P 13322,1 13991,66 kNB 0,2

3

b b b s scN R A A R 0,85.22.300.3000 4022.365 .10 18298 kN N

→ Thỏa điều kiện tính toán






moment


sA 40,22 cm để bố trí trên toàn bộ tiết diện vách

300x3000



1 b3 n bt 0 bt 0Q 1 .R .b.h 0,6.R .b.h 7.963

3

1 b3 n bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.1,4.400.2950.10 991,2 Q 14,85 kN














schon

A 1 10,12 n 8,3

A 0,12


Hình 7.16 – Ứng suất phân phối trên vách chử T










7.3.3. Vách D1 (Vách chữ L)

Sinh viên sử dụng phương pháp 2 để bố trí thép cho toàn tiết diện các vách còn lại

và sử dụng biểu đồ tương tác để kiểm tra.


Vách D1’, Vách D1’’ Tính tương tự như bảng EXCEL, tiết diện 300 x 3000 mm.

x ymaxy171,672 MN 9797,14 kN ,M kN.m , 195,702 V 443,89 kNkNm ,



x1,r b

l r

N M 979,14 171,672P A 0,3.0,5

A L 0,5B 0,5B 0,3.3 3 0,5.0,5 0,5.0,5

1564,188 1701,525 kN




2,r

9797,14 171,672P 0,3.0,5 1518,4 1747,3 kN

0,3.3 3 0,75 0,75

3,r

9797,14 171,672P 0,3.0,5 1289,513 1976,201 kN

0,3.3 3 1,25 1,25




3

2 2i b b bs1

sc

N R A 1701,505.10 0,85.22.300.500A .10 30,23 cm

R 365


3

2 2i b b bs2

sc

N R A 1747,305.10 0,85.22.300.500A .10 707,15 cm

R 365


3

2 2i b b bs3

sc

N R A 1976,201.10 0,85.22.300.500A .10 700,88 cm

R 365


Bố trí cấu tạo 20d16 As = 40,22 (cm2) cho vách D1’


v min

4022.100% 0,44% 0,4%



M 195,702

N P 9797,14 10775,7 kNB 0,2

3

b b b s scN R A A R 0,85.22.300.3000 4022.365 .10 18298 kN N

→ Thỏa điều kiện tính toán






moment


sA 40,22 cm để bố trí trên toàn bộ tiết diện vách

300x3000



1 b3 n bt 0 bt 0Q 1 .R .b.h 0,6.R .b.h 7.1064

3

1 b3 n bt 0 maxQ 1 .R .b.h 0,6.1,4.400.2950.10 991,2 Q 14,85 kN














schon

A 1 10,17 n 5,88

A 0,17


Hình 7.23 – Ứng suất phân phối trên vách chử T










7.4. Tính toán lõi công trình

7.4.1. Tính toán vách (Pier)

7.4.1.1. Phương pháp tính toán cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên

Phương pháp này chia vách thành những phần tử nhỏ chịu lực kéo hoặc nén đúng tâm,

ứng suất coi như phân bố đều trên mặt cắt ngang của phần tử. Tính toán cốt thép cho

từng phần tử sau đó kết hợp lại bố trí cho cả vách

Các giả thuyết cơ bản khi tính toán

Vật liệu đàn hồi

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

Trục trung hòa song song với hệ trục quán tính chính trung tâm




Xác định đặc trưng hình học của lõi

Hình 7.27 – Kích thước lõi thang máy

Hình 7.28 – Xác định trọng tâm hình học của lõi




Hình 7.29 – Xác định trọng tâm hình học của lõi

Dựa vào Autocad ta xác định được xác định các :

6 2 13 4 13 4

x yA 8,86.10 mm ,I 6,131.10 mm ,I 3,764.10 mm

Xác định cặp nội lực gây nguy hiểm nhất

x yN 13193,4 kN ,M 3021, M 2959,6 kNm1 kN.m ,

Tính toán và chọn thép bố trí cho lõi

Tại điểm 1 có tọa độ xác định vùng kéo nén: x 2914,37 mm ,y 3421,08 mm

yx1 1 i

x y

3 6 6

1 6 13 13

MP M.y .x

A I I

13193,4.10 3021,1.10 2959,6.10.2914,37 .(3421,08) 1,076 MPa

8,86.10 6,131.10 3,764.10

→ Tiết diện chịu nén toàn bộ




6 6N .A 1,076.8,86.10 9,5.10 N


6 6

2 2i b b bs1

sc

N R A 9,5.10 0,85.22.8,86.10A .10 4279 cm

R 365

→ Bê tông đủ cường độ chịu nén, thép đặt cấu tạo

Tại điểm 5 có tọa độ xác định vùng kéo nén: x 2885,62 mm ,y 3578,92 mm

yx1 1 i

x y

3 6 6

1 6 13 13

MP M.y .x

A I I

13193,4.10 3021,1.10 2959,6.10.2885,62 .(3578,92) 1,91 MPa

8,86.10 6,131.10 3,764.10

→ Tiết diện chịu nén toàn bộ

6 6N .A 1,91.8,86.10 16,5.10 N


6 6

2 2i b b bs1

sc

N R A 16,5.10 0,85.22.8,86.10A .10 4075 cm

R 365

→ Bê tông đủ cường độ chịu nén, thép đặt cấu tạo

Tại hai vị trí có ứng suất kéo nén lớn nhất đặt thép cấu tạo các vị trí còn lại đặt

thép cấu tạo, kiểm tra lại bằng biểu đồ tương tác.









schon

A 1 10,08 n 12,5

A 0,08





Hình 7.33 – Xác định trục trung hòa lõi





Hình 7.35 –Mặt cắt trục N, M trong biểu đồ tương tác vật liệu của lõi




Hình 7.36 –Mặt cắt trục Mx, My trong biểu đồ tương tác vật liệu của lõi

7.4.2. Tính toán dầm cao – Spandrel (Deep Beam)

Dầm cao khi nhịp tính toán l không quá 4 lần chiều cao dầm, hoặc có tải trọng tập trung

trên dầm cách điểm cố kết lớn hơn 2 lần chiều cao dầm.65

Đối với nhịp tính toán 2h l 4h không có tải trọng tập trung trên dầm cách điểm cố

kết lớn hơn 2 lần chiều cao dầm thì có thể tính toán xem như dầm thường nhưng cấu tạo

theo dầm cao 66

l được xác định bằng giá trị lớn nhất khi xét từ tâm tới tâm, hoặc là bằng 1,15 lần nhịp

thông thủy giữa 2 vách.

65 Tra theo Điều 11.7.1, ACI 318M-11, [29]

66 Tra theo Mục 1.3, Ove Arup & Partners (1984), Design of Deep Beam in

Reinforced Concrete CRIA 2 OA [45]




Hình 7.37 – Kích thước cơ bản của dầm cao




7.4.2.1. Ưng xư của dầm cao (eeep Beam

Bảng 7.1 – Ứng xử của dầm theo tỷ lệ nhịp dầm và chiều cao theo Reinforced

Concrete Design of Tall Building.

Tỷ lệ nhịp tính toán và

chiều cao dầm Ứng suất trong dầm cao

nl 1h

nl 1h




Tỷ lệ nhịp tính toán và

chiều cao dầm Ứng suất trong dầm cao

nl 2h

nl 4h

Nhận xét: ứng suất tuyến tính trong dầm l

2 4h

vậy ta có thể tính toán như dầm

thường và bố trí cấu tạo như dầm cao. Đối với dầm cao trong vùng ứng suất kéo

cực kỳ lớn




7.4.2.2. Tính toán cốt thép chịu uốn cho dầm cao

Hình 7.38 – Ứng xử trong dầm cao

Hình 7.39 – Ứng suất tại vị trí giữa nhịp và gối




Bước 1: Xác định giá trị moment chống uốn do thép gây ra

u nM M

n s yM A f z

Trong đó:

0,9 : hệ số giảm điều kiện làm việc của thép67

fy: Giới hạn chảy của thép

nl 1h → z 0,2 l 2h

nl1 2h

→ z 0,6l

Bước 2: Xác định diện tích thép vùng chịu kéo tại nhịp

us

y

MA

f z

Bước 3: Xác định diện tích thép vùng chịu kéo tại gối

' us

y

MA

f z

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng thép min

'

c

min

y y

0,25 f 1,4

f f

Bước 5: Xác định vùng chịu kéo bố trí thép tại nhịp dầm

Y 0,25h 0,05l 0,2h





Bước 6: Xác định vùng kéo bố trí thép tại gối dầm

Y 0,25h 0,05l 0,2h

Bước 7: Phân phối lại thép tại vị trí cấu tạo 0,6h (Lower band) đối với cốt thép gối

đoạn

' '

s2 s

LA 0,5 1 A

h

Bước 8: Phân phối lại thép tại vị trí cấu tạo 0,2h (Upper band) đối với cốt thép gối

đoạn

' ' '

s1 s s2A A A

Hình 7.40 – Cấu tạo cốt thép trong dầm cao




7.4.2.3. Tính toán cốt thép chịu cắt cho dầm cao

Bước 1: Kiểm tra lực cắt max do ngoại lực

'

u cV .0,83 f bd 7.1168

Trong đó:

0,75 69

b: bề rộng của dầm

d: Chiều cao hữu hiệu của dầm lấy bằng 0,9h

Bước 2: Chọn thép đai chịu cắt Av

vminA 0,25%bs

maxs min 300,d / 5

Bước 3: Tính khả năng chịu cắt của cốt thép chịu cắt

Nếu chỉ tính thép đứng chịu cắt (an toàn) thì tính theo công thức sau

v y

s

A f dV

s 7.1270

Trường hợp kể đến thép ngang chịu cắt thì tính theo công thức sau

'v vhn ns y c

h

A A1 l / d 11 l / dV f d 0,66 f bd

s 12 s 12

7.1371

Bước 4: Tính khả năng chịu cắt của bê tông








'

c cV 0,17 f bd

Bước 5: Kiểm tra khả năng chịu cắt của dầm

u n c sV V V V

Trong đó

0,6 đối với kháng chấn (Seismic)

0,75 đối với không kháng chấn (Nonseismic)

Bước 6: Nếu không thỏa quay về bước 3 tăng cốt thép chịu cắt

7.4.2.4. Tính toán cốt thép đặt chéo góc tại cưa thang máy

Khi thiết kế kháng chấn, ngoài những yêu cầu thiết kế chông cắt nêu Mục 7.4.2.3 của

đồ án, thì tiết diện chống cắt xiên trên dầm đôi được tính toán khi s

spandrel

L4

d sử dụng

công thức Điều 24.9.7.2 ACI 318M-11[29]

Hình 7.41 – Vết nứt xiên của Spandrel




u

vd

s ys

VA

2 f sin

7.1472

Khi s 0,85 Điều 9.3.4 ACI 318M-11[29]

2

0,8hsin

l 0,8h

Trong đó

h : là chiều cao của spandrel

l : là chiều dài nhịp tính toán của spandrel

Trong thực tế, các tài liệu báo cáo thì lực cắt xiên có thể yêu cầu tính toán hoặc là không

tính toán (tùy chọn) . Lực cắt xiên chỉ yêu cầu thiết kế khi rơi vào 2 điều kiện sau:

'

u c spandrel

spandrel

V 4 f db

l / d 2

7.1573

Ghi chú không cần thiết kế dầm khi:

Sự hình thành vết nứt ít có khả năng xảy ra khi ed ctdV f bd

Nếu sự phá hoại do uốn là chủ yếu

l3

h

7.4.2.5. Ưng dung tính toán cho (dầm cao) spandrel

Tính toán dầm cao tại tầng 2

nhip

33max 22maxM 240,008 kN.m ,Q 767,18 kN

goi

33max 22maxM 360,58 kN.m ,Q 142,06 kN

72 Tra theo Điều 21.9 ACI 318M-11[29]

73 Tra theo Điều 21.9.7.2, Điều 21.9.7.3 ACI 318M-11[29]




Tính toán cốt thép dọc chịu uốn

Bước 1: Xác định giá trị moment chống uốn do thép gây ra

nl 20251 1,19 2

h 1700

→ z 0,6l 0,6.2025 1215 mm

Bước 2: Xác định diện tích thép vùng chịu kéo tại nhịp

6

2us

y

M 240,008.10A 562,8 mm

f z 0,9.390.1215

Bước 3: Xác định diện tích thép vùng chịu kéo tại gối

' 2us

y

M 142,06A 333,1 mm

f z 0,9.390.1215

Bước 4: Kiểm tra hàm lượng thép min

'

c

min

y y

0,25 f 1,4

f f

'

c 2

s min

y

2

y

0,25 f 0,25. 30A .b.0,9.h 300.0,9.1700 1611,6 mm

f 390

1,4.b.0,9.h 1,4.300.0,9.17001647,7 mm

f 390

→ Chọn 6d20 + 3d12, ' 2

s sA A 2224 mm để bố trí cho tiết diện vùng kéo nhịp và

gối

Bước 5: Xác định vùng chịu kéo bố trí thép tại nhịp dầm

Y 0,25h 0,05l 0,25.1700 0,05.2025 323,75 mm 0,2h 340 mm

Bước 6: Xác định vùng kéo bố trí thép tại gối dầm

Y 0,25h 0,05l 0,25.1700 0,05.2025 323,75 mm 0,2h 340 mm




Bước 7: Phân phối lại thép tại vị trí cấu tạo 0,6h (Lower band) đối với cốt thép gối

đoạn

' ' 2

s2 s

L 2025A 0,5 1 A 0,5. 1 .2224 213 mm

h 1700

Chọn 18d12, ' 2

s2A 2036 mm

Bước 8: Phân phối lại thép tại vị trí cấu tạo 0,2h (Upper band) đối với cốt thép gối

đoạn

' ' ' 2

s1 s s2A A A 2224 213 2011 mm

→ Chọn 6d20 + 3d12, ' 2

s sA A 2224 mm để bố trí cho tiết diện vùng kéo gối

Tính toán cốt thép chịu cắt

Bước 1: Kiểm tra lực cắt max do ngoại lực

' 3

u cV 767,18 .0,83 f bd 0,75.0,83. 30.300.0,9.1700.10 1565 kN

→ Thỏa điều kiện ứng suất nén chính

Bước 2: Chọn thép đai chịu cắt Av

2

v minA 0,25%bs 0,0025.300.150 112,5 mm

maxs min 300;0,9.1700 / 5 300

Chọn d10s150 làm cốt đai chống cắt.

Bước 3: Tính khả năng chịu cắt của cốt thép chịu cắt


Xét diện tích thép của một nhánh đai:

1dai 2v minv

A 112,5A 37,5 mm

sô'nha 'nh 3




Chọn d10s150 1dai 2

vA 79 mm

Trường hợp kể đến thép ngang chịu cắt thì tính theo công thức sau


v y 3

s

A f d 79.3.390.0,9.1700V .10 942,8 kN

s 150

Bước 4: Tính khả năng chịu cắt của bê tông

' 3

c cV 0,17 f bd 0,17. 30.300.0,9.1700.10 427,4 kN

Bước 5: Kiểm tra khả năng chịu cắt của dầm

u c sV 767,18 V V 0,6. 427,4 942,8 822,12 kN

→ Thỏa điều kiện chống cắt

Tính toán cốt thép đặt chéo góc tại cưa thang máy

Khi thiết kế kháng chấn, ngoài những yêu cầu thiết kế chông cắt nêu Mục 7.4.2.3 của

đồ án, thì tiết diện chống cắt xiên trên dầm đôi được tính toán khi s

spandrel

L4

d sử dụng

công thức Điều 24.9.7.2 ACI 318M-11[29]

2 2

0,8h 0,8.1700sin 0,89

L 0,8h 2025 0,8.1700

32u

vd

s ys

V 767,18.10A 1300 mm

2 f sin 2.0,85.390.0,89

Chọn 4d25 2

sA 1963 mm để bố trí cho dầm xiên




CHƯƠNG 8: TÍNH TOÁN THIẾT KẾ MÓNG

8.1. GIỚI THIỆU CÔNG TRÌNH

Công trình gồm 20 tầng, cốt ± 0,00 m của công trình tại sàn tầng trệt, cốt mặt đất tự

nhiên -1,200 m, cốt sàn tầng hầm -3,500 m. Chiều cao công trình là 62,2 m tính từ cốt

± 0.00 m đến sàn tầng mái. Mặt bằng công trình chiều dài 49,0 m, chiều rộng 32 m. Kết

cấu khung vách, sàn phẳng dự ứng lực trước căng sau, kết hợp với lõi cứng BTCT. Sàn

tầng hầm dày 300 mm.

8.2. GIỚI THIỆU ĐỊA CHẤT CÔNG TRÌNH

Hình 8.1 – Tải trọng và phản lực tương đương

-6,900

-9,000

-36,500

-50,900

-4,100

-1,200

-4,400




Hình 8.2 – Hình trụ HK1




Hình 8.3 – Hình trụ HK1 tiếp theo

Nhận xét: Độ dốc các lớp đất rất nhỏ, nên một cách gần đúng có thể xem nền đất tại

mọi điểm của công trình có chiều dày như mặt cắt hố khoan HK1.

8.3. TỔNG HỢP SỐ LIỆU TÍNH MÓNG




Bảng 8.1 – Bảng tổng hợp số liệu đất nền

Lớp

đất

Chiều

dày

(m)

Loại đất

Dung

trọng tự

nhiên

tn (kN/m3)

Dung

trọng đẩy

nổi

gdn

(kN/m3)

Lực dính

c

(kN/m2)

Góc ma sát

trong

(o)

Độ ẩm

SPT

Mođun biến

dạng

Eo

(kN/m2)

Hệ số rỗng e W

(%)

Wnh

(%)

Wd

(%)

1 3.2 Cát san lấp 19 10 0.1 30o 23.98 - - - 7429 -

2 2.5 Đất sét mềm 19.1 9.2 14.4 24o19’ 30,4 33 22 - 1380 0.773

3 2.1 Cát pha sét

dẻo 20.7 10.9 16.8 19o48’ 19 28 16 5 3040 0.498

4 27.5 Sét pha dẻo

cứng 20.4 11 12 29056 16,7 24 18 16 11590 0.506

5 14.4 Sét cứng 20.5 10.9 39 21058’ 19,3 54,7 23,9 42 18400 0.580

6 30 Cát bụi chặt 20.1 10.6 11.5 30041’ 18,8 29,5 17 40 20100 0.562




8.4. LỰA CHỌN GIẢI PHÁP NỀN MÓNG

Lớp đất số 1 ngay dưới mặt đáy tầng hầm là đất rất yếu nên giải pháp sử dụng móng

nông (băng hay bè trên nền thiên nhiên) cho công trình 20 tầng có tải trọng lớn là không

khả thi.

Để khảo sát tính khả thi của phương án móng nông sinh viên thử chọn phương án

móng bè

Sơ bộ chiều dày móng bè có bề dày h = 1,2m, chiều sâu đáy móng -7,0 m. kích thước

móng 57,4 x 39m (bằng kích thước tầng hầm).

Áp lực tính toán tác dụng lên đất nền theo TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền

nhà và công trình.[7]

'1 2II II II II II 0

tc

m mR A.b. B.h. D.c .h

k 8.174

Trong đó

m1 và m2 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 nền75.

ktc là hệ số tin cậy lấy theo 76

A, B và D là các hệ số không thứ nguyên lấy theo Bảng 14 phụ thuộc vào trị tính toán

của góc mà sát trong II xác định theo Điều 4.3.1 đến Điều 4.3.7.

74 Tra công thức theo Điều 4.6.9, TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và

công trình. [7]

75 Tra hệ số theo Điều 4.6.10, Bảng 15, TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền

nhà và công trình. [7]

76 Tra công thức theo Điều 4.6.11 , TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà

và công trình.[7]




0,25A

cot2

; B 1

cot2

; cot

D

cot2

77

b là cạnh bé (bề rộng) của đáy móng, tính bằng mét (m);

h là chiều sâu đặt móng so với cốt qui định bị bạt đi hoặc đắp thêm, tính bằng mét (m);

,

II là trị trung bình (theo từng lớp) của trọng lượng thể tích đất nằm phía trên độ sâu đặt

móng, tính bằng kilôniutơn trên mét khối (kN/m3);

II có ý nghĩa như trên, nhưng của đất nằm phía dưới đáy móng, tính bằng kilôniutơn

trên mét khối (kN/m3);

cII là trị tính toán của lực dính đơn vị của đất nằm trực tiếp dưới đáy móng, tính bằng

kilôpascan (kPa);

h0 =h- htđ là chiều sâu đến nền tầng hầm tính bằng mét (m). Khi không có tầng hầm thì

lấy h0 =0;

htđ là chiều sâu đặt móng tính đổi kể từ nền tầng hầm bên trong nhà có tầng hầm, tính

theo công thức:

kctd 1 2 ,

II

h h h .

8.278

h1 là chiều dày lớp đất ở phía trên đáy móng, tính bằng mét (m);

h2 là chiều dày của kết cấu sàn tầng hầm, tính bằng mét (m);

77 Tra theo Mục 1.3.1, Bảng 1.19, Châu ngọc ẩn (2007), Nền móng. NXB ĐH Quốc

gia Tp.HCM [20]

78 Tra theo Điều 4.6.9, TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công

trình.[7]




kc là trị tính toán trung bình của trọng lượng thể tích của kết cấu sàn tầng hầm, tính

bằng kilôniutơn trên mét khối (kN/m3).

Chiều sâu đáy móng -7,0 m ứng với lớp đất thứ 3 có 019 48' , B = 1,39.

0,25 0,25A 0,51

cot cot 0,11 0,112 2

;

B 1 1 3,023

cot cot 0,11 0,112 2

;

cot 0,11cotD 5,62

cot cot 0,11 0,112 2

.

Theo Điều 4.6.10, Bảng 15, TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công

trình.[7]

B = 1,39 > 0,5 m1 = 1,1

2

L 57,44 m 1,0

H 39

Dựa vào các kết quả thí nghiệm tiếp các mẫu đất tại nơi xây dựng theo Điều 4.6.11,

TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình.[7]

ktc = 1,0

, 3

II

2,9.19 0,3.10 2,5.9,2 1,3.10,913,61 kN / m

3,2 2,5 1,3

'1 2II II II II II 0

tc

2

m mR A.b. B.h. D.c .h

k

1,1.1,0. 0,51.39.10,9 3,023.7.13,61 5,62.16,8 10,9.7,68

1

567 kN / m




Với tcN 25654 25.57,4.39 81619 kN

tc 2

tc

N 81619p 36 567 kN / m

A 57,4.39

Kết luận: Đối với công trình có thể sử dụng phương án móng bè trên nền cọc ngắn đối

với vị trí móng lõi thang, còn nếu sử dụng cho toàn bộ công trình lớp đất thứ 3 bề dày

không lớn nên không nên đặt móng ở đây lớp đất dễ bị phá hủy.

Lớp đất thứ 4 có bề dày lớn nhưng có chỉ tiêu cơ lý không tốt, nên không đặt mũi cọc ở

đây.

Lớp đất thứ 5 có bề dày lớn NSPT > 40, đồng thời các chỉ tiêu cơ lý tốt,sinh viên nhận

định với tải trọng công trình và chỉ tiêu trên nên đặt mũi cọc ở đây.

Phương án 1: móng cọc khoan nhồi.

8.5. CƠ SỞ TÍNH TOÁN

8.5.1. Các giả thiết tính toán

Việc tính toán móng cọc đài thấp dựa vào các giả thiết chủ yếu sau:

Tải trọng ngang hoàn toàn do các lớp đất từ đáy đài trở lên tiếp nhận.

Sức chịu tải của cọc trong móng được xác định như đối với cọc đơn đứng riêng rẽ, không

kể đến ảnh hưởng của nhóm cọc.

Tải trọng của công trình qua đài cọc chỉ truyền lên các cọc chứ không trực tiếp truyền

lên phần đất nằm giữa các cọc tại mặt tiếp giáp với đài cọc.

Khi kiểm tra cường độ của nền đất và khi xác định độ lún của móng cọc thì người ta

coi móng cọc như một móng khối quy ước bao gồm cọc và các phần đất giữa các cọc.

Việc tính toán móng khối quy ước giống như tính toán móng nông trên nền thiên nhiên

(bỏ qua ma sát ở mặt bên móng).

Đài cọc xem như tuyệt đối cứng khi tính toán lực truyền xuống cọc.




Giằng móng có tác dụng tiếp thu nội lực kéo xuất hiện khi lún không đều, làm tăng

cường độ và độ cứng không gian của kết cấu. Tuy nhiên, khi mô hình tính khung, ta xem

như cột ngàm cứng vào móng nên ta đã bỏ qua sự làm việc của giằng móng và trọng

lượng bản thân của dầm móng.


8.5.2.1. Tải trọng tính toán

Móng công trình được tính dựa theo giá trị nội lực nguy hiểm nhất truyền xuống chân

cột. Tính toán với 1 trong 3 tổ hợp:

Tổ hợp 1: Nmax, Mxtu, Mytu, Qxtu, Qytu

Tổ hợp 2: Mxmax, Mytu, Ntu, Qxtu, Qytu

Tổ hợp 3: Mymax, Mxtu, Ntu, Qxtu, Qytu

Sinh viên lựa chọn cặp nội lực nguy hiểm nhất để tính toán móng và kiểm tra với các

cặp nội lực còn lại

Bảng 8.2 – Tổ hợp tải trọng tính toán móng M1 ( Vách chữ nhật C2 và B2)

Trường hợp tải Tổ hợp

ttN

(kN)

tt

xM

(kN.m)

tt

yM

(kN.m)

tt

xQ

(kN)

tt

yQ

(kN)

Nmax, Mxtu, Mytu, Qxtu, Qytu Comb1 25654,9 47,95 103,65 255,88 88,83

Mxmax, Mytu, Ntu, Qxtu, Qytu Comb9 24990,0 193,66 205,09 258,02 31,96

Mymax, Mxtu, Ntu, Qxtu, Qytu Comb9 24990,0 193,66 205,09 258,02 31,96

Chọn tổ hợp Nmax tính toán sau đó kiểm tra với 2 tổ hợp còn lại.

8.5.2.2. Tải trọng tiêu chuẩn

Tải trọng tiêu chuẩn được sử dụng để tính toán nền móng theo trạng thái giới hạn thứ

hai.

Tải trọng lên móng đã tính được từ ETABS V9.6 là tải trọng tính toán, muốn có tổ hợp

các tải trọng tiêu chuẩn lên móng đúng ra phải làm bảng tổ hợp nội lực chân cột khác

bằng cách nhập tải trọng tiêu chuẩn tác dụng lên công trình. Tuy nhiên, để đơn giản quy




phạm cho phép dùng hệ số vượt tải trung bình n =1.15. Như vậy, tải trọng tiêu chuẩn

nhận được bằng cách lấy tổ hợp các tải trọng tính toán chia cho hệ số vượt tải trung bình.

Tải trọng tiêu chuẩn tại đáy đài, chưa kể trọng lượng đài:

Bảng 8.3 – Tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn móng M1 ( Vách C2 và B2)


tcN

(kN)

tc

xM

(kN.m)

tc

yM

(kN.m)

tc

xQ

(kN)

tc

yQ

(kN)




8.5.3. Cấu tạo đài

Vật liệu

Bêtông B35: Rb = 19,5 MPa, Rbt = 1,3 MPa

Thép AIII (d ≥ 10): Rs = Rsc = 365 MPa, Rsw = 290 MPa.

Thép AI (d <10): Rs = Rsc = 225 MPa, Rsw = 175 MPa.

8.5.4. Sơ bộ chiều sâu đáy đài và cách kích thước

Móng cọc được thiết kế là móng cọc đài thấp vì vậy độ chôn sâu của đài phải thỏa điều

kiện lực ngang tác động ở đáy công trình phải cân bằng với áp lực đất tác động lên đài

cọc.

Chọn chiều cao đài móng là hđ =2,2 m.

Chiều sâu đặt đáy đài tính từ cốt sàn tầng trệt (±0.00m) là – 7,0 m. Cách mặt đất tự nhiên

5,8 m.

Chiều sâu đặt đáy đài nhỏ nhất được thiết kế với yêu cầu cân bằng áp lực ngang theo giả

thiết tải ngang hoàn toàn do lớp đất từ đáy đài trở lên tiếp nhận.

Dùng Qmax = 426,95 (kN) để kiểm tra điều kiện cân bằng áp lực ngang đáy đài theo công

thức thực nghiệm sau: (sơ bộ chọn bề rộng đài là 4 m).




tt 00 0max

m min

d

2Q 25 32' 2.426,95h h 0,7 tan 45 0,7.tan 45 3

2 .B 2 13,27.4

hm: chiều sâu chôn móng từ cốt tính toán -7,0m.

: góc ma sát trong của đất từ đáy đài trở lên.

: dung trọng của đất kể từ đáy đài trở lên mặt đất.

Bđ : cạnh của đáy đài theo phương thẳng góc với tải ngang Q.

Vậy hm thỏa điều kiện cân bằng áp lực ngang nên ta có thể tính toán móng với giả thiết

tải ngang hoàn toàn do lớp đất trên từ đáy đài tiếp nhận.

8.5.5. Cấu tạo cọc

8.5.5.1. Vật liệu

Bêtông B35: Rb = 19,5 MPa, Rbt = 1,3 MPa

Thép AIII (d ≥ 10): Rs = Rsc = 365 MPa, Rsw = 290 MPa.

Thép AI (d <10): Rs = Rsc = 225 MPa, Rsw = 175 MPa.

8.5.5.2. Các thông số kỹ thuật dùng thiết kế cọc nhồi:

Sơ bộ chọn cọc đặc có đường kính D = 800 mm. Mũi cọc cắm vào lớp đất sét cứng.

Đoạn cọc dài

Cao trình mũi cọc cách cốt ±0,00 là - 49,2 m

Chiều dài tính toán của cọc (từ đáy đài trở xuống): 49,7 – 7,0 - 2,2 – 0,5 = 40 m.

Tra theo Điều 3.3.6, TCVN 205–1998: Móng cọc–Tiêu chuẩn thiết kế. [6]

Đối với cọc chịu tải trọng ngang 0,4% 0,65%

→ 2

2

s

.800A 0,005. 2514 mm

4

Cốt thép dọc 12d18 có Fa = 3053,6 mm2.




Hình 8.4 – Độ sâu chôn cọc khoan nhồi

-50,90

-4,100

-6.90

-49,40

1

2

3

4

5

6

-1.20MDTN

-4.40

-9.40

-36,50

MDTT -6.40




8.5.5.3. Sức chịu tải của cọc

Theo cường độ vật liệu

Do cọc nhồi được thi công đổ bê tông tại chỗ vào các hố khoan, hố đào sẵn sau khi đã

đặt lượng cốt thép cần thiết vào hố khoan. Việc kiểm soát điều kiện chất lượng bê tông

khó khăn, nên sức chịu tải của cọc nhồi không thể tính như cọc chế tạo sẵn mà có khuynh

hướng giảm đi (theo Điều 4, Nhà cao tầng- Thiết kế cọc nhồi, TCXD 195-1997)

Pvl = Ru.A + Ran.Fa

Ru: cường độ tính toán của bê tông cọc nhồi.

Ru = R/4,5 khi đổ bê tông dưới nước hoặc dung dịch sét không lớn hơn 6 MPa.

R: mác thiết kế của bê tông (MPa).

u

R 450R min ;6 min ;6 6(MPa)

4,5 4,5

Ran: cường độ tính toán của thép.

d < 28→ c

an

RR

1,5 nhưng không lớn hơn 220MPa.

cR : giới hạn chảy của cốt thép

can

R 390R min ;220 min ;220 220(MPa)

1,5 1,5

A: Diện tích tiết diện ngang của cọc

2 22.d .800

A 502654(mm )4 4

Fa: Diện tích cốt thép dọc trong cọc.

Chọn thép bố trí trong cọc 12d18→ Fa = 3053,6(mm2)

Hàm lượng cốt thép chọn theo cấu tạo là 0,4% ≤ ≤ 0,65%




→Pvl = ((502654-3053,6).6 + 3053,6.220).10-3 = 3669,39 (kN)

Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lí của đất nền

Công thức xác định sức chịu tải của cọc theo phụ lục A TCVN 205–1998: Móng cọc–


Qtc = m(mR.qP.AP + u. mf .si .li )

Trong đó

m: hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất, m = 1,0

mR: hệ số điều kiện làm việc của lớp đất ở mũi cọc, mR=1,0

mf: hệ số điều kiện làm việc của lớp đất ở mặt bên cọc phụ thuộc vào phương pháp

khoan tạo lỗ,

Ap: diện tích ngang của mũi cọc, Ap = 502654 (mm2)

u: chu vi thân cọc, u = 3,14.800 = 2512 (mm)

li: chiều dày lớp đất thứ i tiếp xúc với cọc.

fsi: cường độ tiêu chuẩn của ma sát thành lớp đất thứ i với bề mặt xung quanh cọc (tra

Bảng A.5,TCVN 205–1998: Móng cọc–Tiêu chuẩn thiết kế.). Chia đất nền thành các

lớp đất đồng nhất như hình vẽ (chiều dày mỗi lớp lấy không lớn hơn 2m). Ở đây zi và h

lấy từ cốt mặt đất tự nhiên.

qP: cường độ đất nền tại mũi cọc.

Đối với cọc nhồi khi hạ cọc có lấy đất ra khỏi ruột ống, sau đó đổ bê tông với chiều sâu

mũi cọc tính từ mặt đất tính toán là 43 m: qp = 4860 (kN/m2) (tra Bảng A.7 TCVN 205–

1998: Móng cọc–Tiêu chuẩn thiết kế.)




Bảng 8.4 – Kết quả tính toán giá trị i si

l .f

Lớp

đất Lớp đất li (m) Zi (m) IL

fsi

(kN/m2) mf

mf.li.fsi

(kN/m)

4 Sét pha

dẻo cứng

2,0 4,0 0,04 83,00 0,6 99,6

2,0 6,0 0,04 90,00 0,6 108

2,0 8,0 0,04 98,00 0,6 117,6

2,0 10,0 0,04 103,00 0,6 123,6

2,0 12,0 0,04 107,40 0,6 128,88

2,0 14,0 0,04 111,80 0,6 134,16

2,0 16,0 0,04 116,20 0,6 139,44

2,0 18,0 0,04 120,06 0,6 144,072

2,0 20,0 0,04 125,00 0,6 150

2,0 22,0 0,04 129,40 0,6 155,28

2,0 24,0 0,04 133,80 0,6 160,56

2,0 26,0 0,04 138,20 0,6 165,84

2,0 28,0 0,04 142,60 0,6 171,12

1,1 29,65 0,04 146,23 0,6 114,0594

5 Sét cứng

2 31,3 0 150,38 0,6 180,456

2 33,3 0 155,58 0,6 186,696

2 35,3 0 160,78 0,6 192,936

2 37,3 0 165,98 0,6 199,176

2 39,3 0 171,18 0,6 205,416

2 41,3 0 176,38 0,6 211,656

0,9 42,65 0 179,89 0,6 75,5538

f i sim .l .f 3164

→Vậy tc

Q 1.(1.4860.0,502654 2,512.3164) 10390,9(kN)




Sức chịu tải cho phép của cọc:

tc

tt

tc

Q 10390,9Q 7422(kN)

k 1,4

Với ktc = 1,4 là hệ số an toàn lấy theo Điều A.1,TCVN 205–1998: Móng cọc–Tiêu

chuẩn thiết kế.

Theo chỉ tiêu cường độ đất nền

Công thức xác định sức chịu tải của cọc theo phụ lục B, TCVN 205–1998: Móng cọc–


Công thức tổng quát: ps

a

s p

QQQ

FS FS

Trong đó:

Qs: sức chịu tải cực hạn ma sát thân cọc (kN).

n

s si ii 1

Q u f .l

: cọc nằm trong n lớp đất (kN).

Với:

u: chu vi tiết diện cọc, u = 2512 (mm)

fsi: ma sát đơn vị giữa lớp đất thứ i tác dụng lên cọc (kN/m2).

fsi = cai + ’hi tanai

Trong đó:

cai: lực dính giữa thân cọc và lớp đất i (kN/m2).

Với cọc BTCT cai = 0,7ci. Trong đó ci là lực dính của lớp đất thứ i.

’hi: ứng suất hữu hiệu trong đất do tải trọng bản thân các lớp đất ở trạng thái tự nhiên

gây ra theo phương vuông góc với mặt bên cọc của lớp đất i, ' '

hi si viK . (kN/m2).

'

vi : ứng suất hữu hiệu theo phương thẳng đứng ở giữa lớp đất thứ i

siK : hệ số áp lực ngang của lớp đất thứ i. Theo Jacky si o aiK K 1 sin




ai: góc ma sát giữa cọc và lớp đất i, với cọc BTCT lấy a = với là góc ma sát trong

của lớp đất thứ i (độ).

Bảng 8.5 – Địa chất dọc thân cọc tính từ đáy đài đến mũi cọc

Lớp Tên đất Dày

(m)

(kN/m3)

Độ

c

(kN/m2)

4 Sét pha dẻo cứng 27,5 11,0 29o56’ 12

5 Sét cứng 14,6 10,9 21o58’ 39

Ma sát đơn vị ở giữa lớp đất thứ 4:

' 2

vi

27,52,9.19 0,3.9 2,5.9,2 2,1.10,9 .11 242,59(kN / m )

2

o ' o ' 2

si3f 0,7.12 1 sin 29 56 .242,59.tan 29 56 78,38(kN / m )

Ma sát đơn vị ở giữa lớp đất thứ 5:

' 2

vi

12,72,9.19 0,3.9 2,5.9,2 2,1.10,9 27,5.11 .10,9 475,405(kN / m )

2

o ' o ' 2

si3f 0,7.39 1 sin 21 58 .475,405.tan 21 58 147,325(kN / m )

sQ 2,512. 78,38.27,5 147,325.12,7 10114,5(kN)

Sức chịu tải cực hạn do kháng mũi Qp

Qp = Apqp (kN).

Ap: diện tích tiết diện cọc (m2), Ap = 502654 mm2

Qp: sức chịu tải cực hạn do kháng mũi (kN).

FSs: hệ số an toàn cho thành phần ma sát bên, FSs = 1,52,0.

FSp : hệ số an toàn cho sức chống mũi cọc, FSp = 2,03,0.

qp: cường độ chịu tải cực hạn của đất dưới mũi cọc (kN/m2).

qp = cNc + ’vp Nq + dp N




Trong đó:

c: lực dính đất nền dưới mũi cọc, c = 39 (kN/m2).

’vp : ứng suất hữu hiệu trong đất theo phương thẳng đứng tại độ sâu mũi cọc do trọng

lượng bản thân đất trạng thái tự nhiên, (kN/m2).

' 2

vp 2,25.19 0,3.9 2,5.9,2 2,1.10,9 27,5.11 2,35.10,9 419,45(kN / m )

: trọng lượng thể tích đất ở độ sâu mũi cọc, 310,9(kN / m )

dp: đường kính cọc (m), dp = 800 (mm)

Nc , Nq, N: hệ số sức chịu tải, phụ thuộc vào ma sát trong của đất, hình dạng mũi cọc,

phương pháp thi công cọc.

o '

q c21 58 N 9,190;N 20,272;N 6,88

79

pq 39.20,272 419,45.9,190 10,9.0,8.6,88 4705,34(kN)

p p pQ A q 0,502654.4705,34 2365,15(kN)

Sức chịu tải cho phép

ps

a 2

s p

QQ 10114,5 2365,15Q 5845,6(kN)

FS FS 2 3

Sức chịu tải của cọc theo chỉ tiêu cơ lý: 7422 (kN).

Sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền: 5845,6(kN).

Sức chịu tải của cọc theo cường độ vật liệu: 4001,15 (kN)

Ptk ≤ min (Pvl, Qa) = 4001,15 (kN).

Chọn Ptk = 4001,15 (kN).

79 Tra theo Bảng 3.5,Châu ngọc ẩn (2007), Nền móng. NXB ĐH Quốc gia Tp.HCM,

[20]




8.5.6. Tính toán móng M1 ( Vách chữ nhật C2 và B2)

8.5.6.1. Tải trọng

Bảng 8.6 – Tổ hợp tải trọng tính toán móng M2 ( Vách chữ nhật C2 và B2)

Trường hợp tải Tổ

hợp

ttN

(kN)

tt

xM

(kN.m)

tt

yM

(kN.m)

tt

xQ

(kN)

tt

yQ

(kN)




8.5.6.2. Xác định số lượng cọc

Số lượng cọc sơ bộ80

tt

o

c

tk

N 25654,9n . 1,5. 10,48

P 3669,39

Trong đó

: hệ số xét đến ảnh hưởng của moment lệch tâm tại cột biên

Sứa chịu tải ở trên là sức chịu tải của cọc đơn. Trong trường hợp cọc làm việc trong đài

thì sức chịu tải của cọc giảm xuống do hiệu ứng nhóm cọc.

Do đó sinh viên chọn n = 12 cọc bố trí đều 3d

Hiệu ứng nhóm cọc lên sức chịu tải của cọc là do sự ảnh hưởng lẫn nhau của các cọc

trong nhóm nên sức chịu tải của cọc trong nhóm sẽ nhỏ hơn so với cọc đơn.

Hiệu ứng nhóm cọc được xác định theo công thức của Converse-Labarre

80 Tra theo Mục 4.5, Châu ngọc ẩn (2007), Nền móng. NXB ĐH Quốc gia Tp.HCM,

[20]




1 2 2 1

1 2

(n 1)n (n 1)n1

90n n

8.381

n1: số hàng cọc trong nhóm cọc, n1= 2

n2: số cọc trong một hàng, n2 = 4

d: đường kính cọc

s: khoảng cách giữa hai cọc tính từ tâm

d 0,8arctg arctg 18,43

s 2,4

(4 1) 3 3 1 41 18,43 0,76

90 3 4

8.5.6.3. Chọn kích thước đài cọc và bố trí cọc

Bố trí khoảng cách giữa các cọc trong khoảng s 3d 6d.

chọn s 3d 3.800 2400(mm)

Khoảng cách từ mép cọc đến mép đài

d d 800 800a 400 267

2 3 2 3 chọn a 300(mm)

Kích thước đài cọc:

d d

800B 2.2400 2. 300 6200(mm);h 2400(m)

2

d d

800L 3.2400 2. 300 8600(mm);h 2400(m)

2

81 Tra theo Mục 4.5, Châu ngọc ẩn (2007), Nền móng. NXB ĐH Quốc gia Tp.HCM,

[20]




Diện tích đài cọc:

2

d d dF B .L 8,6.6,2 53,32(m )

8.5.6.4. Kiểm tra với tổ hợp Nmax

Chiều cao đài: hđ = 2,2 (m)

Trọng lượng tính toán của đài:

tt

dai d d bt1,1.53,32.25.2,2 3N n.F 225,.h . 86(kN)

Lực dọc tính toán tại đáy đài:

tt tt tt

o daiN N N 25654,9 3225,86 28880,76(kN)

Moment tính toán tại đáy đài:

tt tt tt

x ox d oyM M h .Q 47,95 2,4.88,83 243,376(kNm)

tt tt tt

y oy d oxM M h .Q 103,65 2,4.255,88 666,586(kNm)

Trọng lượng tính toán của cọc:

tt

c p c btP n.A .l . 1,1.0,502654.40.25 552,9194(kN)

Điều kiện kiểm tra : tt tt

max c tk

tt

min

P P P

P 0

Tải trọng tác dụng lên cọc được xác định theo công thức:

tttttty maxtt x max

max,min 2 2

c i i

M .xM .yNP

n y x

Trong đó:

n: số lượng cọc trong đài, n = 12 cọc

xmax, ymax (m): khoảng cách từ tim cọc biên đến trục x, y.

xmax = 2,4 m




ymax = 3,6 m

xi, yi: khoảng cách tính từ trục của hàng cọc thứ i đến trục đi qua trọng tâm đài.

2 2 2

ix 2.2,4 11,52(m )

2 2 2

iy 4.3,6 51,84(m )

tt tt

max c

28880,76 243,376.3,6 666,586.2,4P P 552,9194

12 51,84 11,52

tt tt

max c tkP P 2780,3(kN) .P 0,76.3669,39 2788,7(kN)

tt

min

28880,76 243,376.3,6 666,586.2,4P 552,9194

12 51,84 11,52

tt

minP 2250,95(kN) 0

Hình 8.5 – Bố trí cọc trong móng M1

4

3

2

1

5

6

7

8

10

9

11

12

X

Y




Tính toán tải trọng tác dụng lên cọc

Cọc xi (m) yi (m) 2 2

ix (m ) 2 2

iy (m ) Pi (kN)

1 -2,4 -3,6 11,52 51,84 2251,0

2 -2,4 -1,2 11,52 51,84 2262,2

3 -2,4 1,2 11,52 51,84 2273,5

4 -2,4 3,6 11,52 51,84 2284,8

5 0 3,6 11,52 51,84 2423,6

6 0 1,2 11,52 51,84 2412,4

7 0 -1,2 11,52 51,84 2401,1

8 0 -3,6 11,52 51,84 2389,8

9 2,4 -3,6 11,52 51,84 2528,7

10 2,4 -1,2 11,52 51,84 2540,0

11 2,4 1,2 11,52 51,84 2551,2

12 2,4 3,6 11,52 51,84 2562,5

Vậy cọc thoả điều kiện chịu nén và nhổ.

8.5.6.5. Kiểm tra với tổ hợp Mxmax và Mymax

Chiều cao đài: hđ = 2,2 (m)

Trọng lượng tính toán của đài:

tt

dai d d bt1,1.53,32.25.2,4 3N n.F 225,.h . 86(kN)

Lực dọc tính toán tại đáy đài:

tt tt tt

o daiN N N 249 3225,86 28215,86(kN)90

Moment tính toán tại đáy đài:

tt tt tt

x ox d oyM M h .Q 193,66 2,4.31,96 263,972(kNm)

tt tt tt

y oy d oxM M h .Q 205,09 2,4.258,02 772,734(kNm)




Trọng lượng tính toán của cọc:

tt

c p c btP n.A .l . 1,1.0,502654.40.25 552,9194(kN)

Điều kiện kiểm tra : tt tt

max c tk

tt

min

P P P

P 0

Tải trọng tác dụng lên cọc được xác định theo công thức:

tttttty maxtt x max

max,min 2 2

c i i

M .xM .yNP

n y x

Trong đó:

n: số lượng cọc trong đài, n = 12 cọc

xmax, ymax (m): khoảng cách từ tim cọc biên đến trục x, y.

xmax = 2,4 m

ymax = 3,6 m

xi, yi: khoảng cách tính từ trục của hàng cọc thứ i đến trục đi qua trọng tâm đài.

2 2 2

ix 2.2,4 11,52(m )

2 2 2

iy 4.3,6 51,84(m )

tt tt

max c

28215,86 263,972.3,6 772,734.2,4P P 552,9194

12 51,84 11,52

tt tt

max c tkP P 2683,4(kN) .P 0,76.3669,39 2788,7(kN)

tt

min

28215,86 243,376.3,6 666,586.2,4P 552,9194

12 51,84 11,52

tt

minP 2172(kN) 0

Vậy cọc thoả điều kiện chịu nén và nhổ.




8.5.6.6. Kiểm tra ổn định đất nền (tính toán theo TTGH II)

Lớp Tên đất Dày (m)

(kN/m3)

c

kN/m2

3 Cát pha sét dẻo 2,00 10,9 19o48’ 16,8

4 Sét pha dẻo cứng 27,5 11,0 29o56’ 12

5 Sét cứng 12,7 10,9 21o58’ 39

Độ lún của khối móng quy ước được xác định theo Điều H.1, TCVN 205–1998:

Móng cọc–Tiêu chuẩn thiết kế.[6]

Xác định góc truyền lực: tb

4

tb: góc ma sát trung bình của các lớp đất

o ' o ' o '

0i i

tb

i

.h 2.19 48 27,5.29 56 12,7.21 5827,1

h 42,2

0

027,16,76

4

Diện tích khối móng quy ước:

Fmq = Lmq.Bmq

Bqu = Bd – 2.a + 2.L.tan = 6,2 – 2.0,3 + 2.40.tan(6,760) ≈ 15,1 (m)

Lqu = Ld – 2.a + 2.L.tan = 8,6 – 2.0,3 + 2.34.tan(6,950) ≈ 17,8 (m)

Fqu = 15,1.17,8 = 268,78 (m2).




Hình 8.6 – Kích thước móng quy ước

tb tb

-1,200

-4,400

-6,900

-9,200

-36,500

-50,900

-4,1001

2

3

4

5

6




8.5.6.7. Áp lực tính toán tác dung lên nền

tc '1 2

II II IItc

m mR . A.b. B.h. D.c

k

m1, m2: hệ số điều kiện làm việc của nền đất và điều kiện làm việc của công trình tác

động qua lại của đất nền, được lấy theo Điều 4.6.10 và bảng 15, TCVN 9362–2012:

Tiêu chuẩn thiết kế nền nhà và công trình.[7]

m1 = 1,2 đối với sét cứng có độ sệt IL = 0 < 0,5

m2 = 1 vì công trình không thuộc loại tuyệt đối cứng.

ktc: hệ số độ tin cậy được lấy theo Điều 4.6.11, TCVN 9362–2012: Tiêu chuẩn thiết

kế nền nhà và công trình.[7]

ktc = 1: đặc trưng tính toán lấy trực tiếp từ thí nghiệm.

II: dung trọng lớp đất từ đáy khối móng qui ước trở xuống, 3

II 10,9(kN / m )

II’: dung trọng các lớp đất từ đáy khối móng qui ước trở lên

' 2

i

2.10,9 27,5.11 12,7.10,910,97(kN / m )

2 27,5 12,7

A, B, D: hệ số phụ thuộc vào góc ma sát trong nền được lấy theo Bảng 15 phụ thuộc

vào góc ma sát trong được xác định theo Điều 4.3.1, 4.3.7, TCXD 9362-2012

Đáy khối móng quy ước nằm ở lớp đất thứ 5 có = 21058’.

A = 0,610 ; B = 3,440; D = 6,040.

cII: lực dính của lớp đất nằm dưới khối móng quy ước cII = 39 (kN/m2)

b = Bqu = 15,1 (m): bề rộng khối móng quy ước

Rtc = 1,2.(0,610.15,1.10,9 + 3,440.42,2.10,97 + 6,04.39) = 2316,5 (kN/m2)




Bảng 8.7 – Tổ hợp tải trọng tiêu chuẩn móng M2 ( Vách C2 và B2)


tcN

(kN)

tc

xM

(kN.m)

tc

yM

(kN.m)

tc

xQ

(kN)

tc

yQ

(kN)




8.5.6.8. Tải tiêu chuẩn tác dung lên khối móng quy ước:

Trọng lượng bản thân đài:

1 d d d btG B .L .h . 6,2.8,6.2,2.25 2932,6(kN)

Trọng lượng đất trên đài trong khối móng quy ước:

2 qu d qu d dG 2. B B L L .h .

2G 2.(15,1 6,2).(17,8 8,6). 10,9.2 0,2.11 3930,24(kN)

Trọng lượng của đất dưới đáy đài trong khối móng quy ước (không kể trọng lượng của

cọc):

3 tb c qu qu p cG .l .(B .L A .n )

Trong đó:

tb : là dung trọng trung bình của các lớp đất

2

tb

11.27,3 10,9.12,710,97(kN / m )

40

3G 10,97.40.(15,1.17,8 0,502654.12) 115293,88(kN)

Trọng lượng bản thân cọc:

4 bt c p cG .l .A .n 25.40.0,502654.12 6031,848(kN)

Lực dọc tiêu chuẩn tác dụng tại đáy khối móng quy ước:




tc tc

o 1 2 3 4N N G G G G

tcN 22308,6 2932,6 3930,24 115293,88 6031,848 150497,168(kN)

Moment tiêu chuẩn tại tâm đáy khối móng quy ước:

tc tc tc

x ox d oyM M h .Q 41,7 2,4.77,24 174,628(kNm)

tc tc tc

y oy d oxM M h .Q 90,13 2,4.222,5 579,63(kNm)

Độ lệch tâm:

tc

3x

x tc

M 174,628e 1,16.10 (m)

N 150497,168

tc

y 3

y tc

M 579,63e 3,85.10 (m)

N 150497,168

Ứng suất tại đáy khối móng quy ước:

tc

tc 2

tb

mq

N 150497,168p 559,92 kN / m

F 15,1.17,8

tc

qu ytc x

max

qu m m

N 6e6ep 1

F B L

3 3

tc 2

max

150497,168 1,16.10 3,85.10p . 1 560,09(kN / m )

15,1.17,8 15,1 17,8

3 3

tc 2

min

150497,168 1,16.10 3,85.10p . 1 559,76(kN / m )

15,1.17,8 15,1 17,8

Điều kiện để nền ổn định:

tc 2 tc 2

tb

tc 2 tc 2

max

tc 2

min

P 560,09kN / m R 2316,5kN / m

P 559,76kN / m 1,2R 2779,8kN / m

P 559,76kN / m 0

Vậy nền đáy móng khối quy ước thỏa điều kiện về ổn định.




8.5.6.9. Kiểm tra lún móng cọc (tính toán theo TTGH II)

Ta có thể tính toán độ lún của nền theo quan niệm nền biến dạng tuyến tính.

Tính độ lún của móng cọc trong trường hợp này như độ lún của khối móng quy ước trên

nền thiên nhiên.

Ứng suất bản thân dưới khối móng quy ước

bt

z 0 i i

bt 2

z 0

.h

2.10,9 27,5.11 12,7.10,9 462,73(kN / m )

Ứng suất gây lún tại đáy khối quy ước:

gl tc 2

z 0 tb btp 560,09 462,73 97,36 kN / m

Như vậy, tại đáy khối móng quy ước, ta có:

bt 2 gl 2

z 0 z 0462,73(kN / m ) 5 486,8(kN / m )

→Cần phải kiểm tra lún

Chia đất nền dưới đáy khối móng quy ước thành các lớp bằng nhau và có chiều dày

không quá quB 15,1

3,02 m5 5

, chọn hi = 2 m.

Xét 1 điểm thuộc trục qua tâm móng có độ sâu z kể từ đáy móng

Ứng suất do tải trọng ngoài gây ra: gl gl

z o z 0k .

với

qu

o

qu qu

L 2zk f ;

B B

Ứng suất do trọng lượng bản thân đất gây ra: bt

i




Hình 8.7 – Phân bố ứng suất dưới đáy khối móng qui ước

1

2

3

4

5

6

btkN/m

2

glkN/m

2

btkN/m

2

glkN/m

2

btkN/m

2

glkN/m

2

btkN/m

2

glkN/m

2




Bảng 8.8 – Phân bố ứng suất dưới đáy khối móng qui ước

Điểm z qu

qu

L

B

qu

2z

B k0

gl

z

(kN/m2)

bt

i

(kN/m2)

bt

i

gl

z

0 0 1,18 0 1 97,36 462,73 4,75

1 1,7 1,18 0,23 0,982 95,6 481,43 5,04

2 3 1,18 0,4 0,967 94,15 495,6 5,26

3 5 1,18 0,66 0,878 85,48 517,4 6,05

Tại điểm số 2 ta có

bt

i

gl

z

5,48 5

nên ta có thể chọn chiều sâu vùng chịu nén tại điểm

này.

Độ lún của móng M1 được theo công thức:

S=n

gli

i tbii 1 oi

h. .E

Trong đó:

gl

tbi: ứng suất trung bình do tải trọng ngoài gây ra tại giữa lớp đất đang xét.

gl gl

gl zi 1 zi

tbi2

Eoi: mô đun tổng biến dạng được lấy từ thí nghiệm nén lún không nở hông, ở lớp đất 5

có Eo = 18400 kN/m2

i = 0,8: hệ số không thứ nguyên để hiệu chỉnh cho sơ đồ tính toán đã đơn giản hóa lấy

cho mọi trường hợp.

i

0,8 1 97,36 95,6 1 94,15 85,48S S .100

0,8 6.18400 2 2 4.20100 2 2

gh0,2(cm) S 8cm

Nền móng thỏa yêu cầu về biến dạng




8.5.6.10. Kiểm tra điều kiện chọc thủng

Tác nhân gây chọc thủng đài cọc: phản lực do các cọc nằm ngoài đáy tháp chọc thủng.

Nếu tất cả các cọc trong đài đều bị bao trùm hoàn toàn bởi đáy tháp chọc thủng thì không

cần kiểm tra trong trường hợp phá hoại tự do

Tháp chống xuyên thủng: xuất phát từ mép cột và mở rộng về 4 phía một góc 450.

Kích thước đáy tháp chọc thủng :

B = bv + 2.h2 = 0,4 + 2,25.2 = 4,9 (m)

L = lv + 2.h2 = 3 +2,25.2 = 7,5(m)

Với

bv, lv: chiều rộng và chiều cao tiết diện vách.

Do tháp chống xuyên thủng bao phủ trục các cọc nên không cần phải xuyên thủng cho

đài cọc.

Hình 8.8 – Tháp chọc thủng móng trường hợp phá hoại tự do

4

3

2

1

5

6

7

8

10

9

11

12

X

Y




8.5.6.11. Tính toán thép cho đài móng

Xem đài cọc làm việc như 1 côngxon ngàm tại mép cột, chịu tác động thẳng đứng từ

cột.

Mô men tại ngàm do phản lực các đầu cọc gây ra:

∑ rini=1 ii

M r .P

ri: khoảng cách từ tâm cọc thứ i đến mặt ngàm.

Pi: phản lực đầu cọc thứ i.

Hình 8.9 – Mặt ngàm móng M1

tttttty maxtt x max

i 2 2

c i i

M .xM .yNP

n y x

Bảng 8.9 – Tính toán tải trọng tác dụng lên cọc


ix (m ) 2 2

iy (m ) Pi (kN)

1 -2,4 -3,6 11,52 51,84 2251,0

2 -2,4 -1,2 11,52 51,84 2262,2

3 -2,4 1,2 11,52 51,84 2273,5

II II

M2

1

2

3

4 5

6

7

8 9

10

11

12





ix (m ) 2 2

iy (m ) Pi (kN)

4 -2,4 3,6 11,52 51,84 2284,8

5 0 3,6 11,52 51,84 2423,6

6 0 1,2 11,52 51,84 2412,4

7 0 -1,2 11,52 51,84 2401,1

8 0 -3,6 11,52 51,84 2389,8

9 2,4 -3,6 11,52 51,84 2528,7

10 2,4 -1,2 11,52 51,84 2540,0

11 2,4 1,2 11,52 51,84 2551,2

12 2,4 3,6 11,52 51,84 2562,5

Mômen tại mặt ngàm I - I :

i i 9 9 10 10 11 11 12 12M r .P r .P r .P r .P r .P

IIM 2,2.2528,7 2,2.2540,0 2,2.2551,2 2,2.2562,5 22401,28(kNm)

Diện tích cốt thép:

0h 2,4 0,15 0,05 2,2(m)

6

I

m 2 2

b b o

M 22401,28.100,027

R .b.h 19,5.8600.2,200

m1 1 2. 1 1 2 0,027 0,027

2b b o

s

s

. R .b.h 0,027.19,5.8600.2200A 27291(mm )

R 365

Chọn 43d28s200, As = 32019 (mm2)




Mômen tại mặt ngàm II - II :

i i 4 4 5 5 12 12M r .P r .P r .P r .P

A AM 2,1.2284,8 2,1.2423,6 2,1.2562,5 15268,89(kNm)

Diện tích cốt thép:

0h 2,4 0,15 0,03 2,22(m)

6

I

m 2 2

b b o

M 15268,89.100,025

R .b.h 19,5.6400.2220

m1 1 2. 1 1 2 0,025 0,025

2b b o

s

s

. R .b.h 0,025.19,5.6400.2220A 19219(mm )

R 365

Chọn 42d25s150, 25861,6 (mm2).

Education

Thuyết Minh Đồ Án Tốt Nghiệp - Nhật Quang - Thầy Phan Trường Sơn