Khách sạn Tân Mỹ Đình 2

ng trình thấp tầng, các khu dân cư xuống cấp là rất cần thiết. Bên cạnh đó, việc hình thành các cao ốc văn phòng, chung cư cao tầng không những đáp ứng nhu cầu về cơ sở hạ tầng mà còn góp phần tích cực vào việc tạo nên một bộ mặt cảnh quan đô thị của thành phố, với tầm vóc của một thành phố năng động, hội nhập. Công trình được xây dựng nhằm đáp ứng nhu cầu về nhà ở của các du khách trong và ngoài nước, các doanh nhân hiện đang công tác tại thành phố… chính vì thế mà công trình khách sạn TÂN MỸ ĐÌNH II là một dự án thiết thực và khả thi. ĐỊA ĐIỂM XÂY DỰNG CÔNG TRÌNH Tọa lạc tại trung tâm thành phố Hồ Chí Minh, công trình nằm ở vị trí thoáng và đẹp sẽ tạo điểm nhấn và sự hài hòa, hiện đại cho khu vực công trình xây dựng. Công trình nằm trên trục giao thông chính nên rất thuận lợi cho việc cung ứng vật tư và giao thông ngoài công trình. Đồng thời, hệ thống cung cấp điện và nước trong khu vực đã hoàn thiện đáp ứng tốt các yêu cầu cho công tác xây dựng. Khu đất công trình sẽ xây dựng bằng phẳng, hiện trang không có công trình cũ, không có công trình ngầm bên dưới nên rất thuận tiện cho việc thi công xây dựng công trình. ĐẶC ĐIỂM KIẾN TRÚC CÔNG TRÌNH GIẢI PHÁP MẶT BẰNG VÀ PHÂN KHU CHỨC NĂNG. Mặt bằng công trình hình chữ nhật. Chiều dài công trình là 35.3m, chiều rộng 16.2m, chiếm diện tích đất xây dựng là.572 m2. Công trình gồm 9 tầng, cốt 0.00m được lấy tại mặt đất tự nhiên, tầng hầm cao ở cốt -1.00m. Mỗi tầng điển hình cao 3.4m, chiều cao công trình là 38.2 m tính từ cốt 0.00. Chức năng của các tầng như sau: Tầng hầm: thang máy được bố trí gần cầu thang bộ, có chổ để xe ôtô và xe máy. Các hệ thống kỹ thuật như bể nước sinh hoạt, trạm bơm, trạm xử lý nước thải được bố trí hợp lý giảm tối thiểu chiều dài đường ống dẫn. Ngoài ra, tầng hầm còn bố trí các bộ phận kỹ thuật về điện như trạm cao thế, phòng thay đồ nhân viên… Tầng lửng: là hội trường để tổ chức các cuộc hội nghi, hoặc họp báo… Tầng trệt: gồm các sảnh khách sạn, khu cafe, văn phòng ban quản trị khách sạn, phòng internet… Tầng 1-8: bố trí các phòng phục vụ cho nhu cầu cho thuê, các tầng đều có ban công phục vụ cho nhu cầu hóng mát, ngắm cảnh của khách trong khách sạn. Trên cùng có hồ nước mái rộng lớn cung cấp cho cho toàn khách sạn và hệ thống thu lôi chống sét cho các nhà cao tầng. GIẢI PHÁP HÌNH KHỐI. Hình dáng cao vút, vươn thẳng lên khỏi tầng kiến trúc cũ với kiểu dáng hiện đại, mạnh mẽ nhưng cũng không kém phần mềm mại thể hiện quy mô và tầm vóc của công trình tương xứng với chiến lược phát triển của đất nước. MẶT ĐỨNG. Sử dụng, khai thác triệt để nét hiện đại với cửa kính lớn, tường ngoài được hoàn thiện bằng lớp đá granit đen ở các mặt bên, mặt đứng tạo nên sự hoành tráng cho cao ốc. HỆ THỐNG GIAO THÔNG. Hệ thống giao thông trong khách sạn rộng rãi, thông thoáng. Các phòng được bố trí hợp lý nên việc đi lại rất thuận tiện. Hệ thống giao thông đứng gồm 2 khoang thang máy và 2 cầu thang bộ, một thang để đi lại chính một thang dùng để thoát hiểm. CÁC GIẢI PHÁP KỸ THUẬT CÔNG TRÌNH HỆ THỐNG ĐIỆN. Hệ thống điện sử dụng trực tiếp hệ thống điện của thành phố, có bổ sung hệ thống điện dự phòng, nhằm đảm bảo cho các thiết bị trong khách sạn đều có thể hoạt động được trong tình huống lưới điện thành phố bị cắt đột ngột. Điện năng phải đảm bảo cho hệ thống thang máy, hệ thống lạnh có thể hoạt động liên tục. Máy điện dự phòng 250KVA được đặt ở tầng hầm, để giảm bớt tiếng ồn và rung động không ảnh hưởng đến sinh hoạt. Hệ thống cấp điện chính được đặt trong các hộp kỹ thuật đặt ngầm trong tường và được đảm bảo an toàn, tạo điều kiện dễ dàng khi sửa chữa. Ở mỗi tầng đều có lắp đặt hệ thống an toàn điện: hệ thống ngắt điện tự động. HỆ THỐNG ĐIỆN LẠNH. Sử dụng hệ thống điều hòa không khí trung tâm được xử lý và làm lạnh theo đường ống chạy theo cầu thang theo phương thẳng đứng, và chạy trong trần theo phương ngang phân bố đến từng nơi sử dụng. HỆ THỐNG NƯỚC. Cấp nước: Khách sạn sử dụng nguồn nước máy của thành phố, tất cả được chứa trong bể nước ngầm đặt trong tầng hầm. Sau đó sẽ được bơm lên bể nước mái trên sân thượng và từ đó sẽ được phân phối đến các tầng trong khách sạn theo đường ống dẫn chính. Các đường ống đứng qua các tầng đều được bọc trong hộp ghen. Hệ thống cấp nước được đi ngầm trong các hộp kỹ thuật. Các đường ống cứu hỏa được bố trí ở mỗi tầng. Thoát nước: Nước mưa từ mái sẽ được thoát theo các lỗ chảy và chảy vào các ống thoát nước mưa (F=140 mm) đi xuống dưới. Hệ thống nước thải sinh hoạt được bố trí theo đường ống riêng, tập trung về khu xử lý, bể tự hoại đặt ở tầng hầm, sau đó được đưa ra ống thoát chung của khu vực. GIẢI PHÁP THÔNG GIÓ VÀ CHIẾU SÁNG. Xung quanh khu vực chủ yếu là khu dân cư thấp tầng, vì vậy phải tận dụng tối đa việc chiếu sáng tự nhiên và thông thoáng tốt. Đây là tiêu chí hàng đầu khi thiết kế chiếu sáng và thông gió công trình này. Chiếu sáng: Toàn bộ nhà được chiếu sáng bằng ánh sáng tự nhiên thông qua các cửa sổ, ban công ở các mặt của công trình và hệ thống đèn điện. Ở tại các lối đi như hành lang, lan can, cầu thang, tầng hầm đều có lắp hệ thống đèn điện chiếu sáng. Thông gió: Hệ thống thông gió tự nhiên bao gồm các cửa sổ, ban công. Ngoài ra còn sử dụng hệ thống thông gió nhân tạo bằng máy điều hòa, quạt ở các tầng. HỆ THỐNG PHÒNG CHÁY CHỮA CHÁY Hệ thống báo cháy: Thiết bị phát hiện báo cháy được bố trí ở mỗi tầng và mỗi phòng. Hệ thống báo cháy có gắn đồng hồ và đèn báo cháy, khi phát hiện sự cố cháy phòng quản lý và phòng bảo vệ sẽ nhận được tín hiệu và khống chế ngọn lửa một cách nhanh chóng. Hệ thống cứu hỏa: Nước: được lấy từ bể nước mái xuống, sử dụng máy bơm xăng tự động. Các đầu phun nước được lắp đặt ở các tầng theo khoảng cách 3m một cái, hệ thống đường ống cung cấp nước chữa cháy là các ống sắt tráng kẽm, bên cạnh đó còn bố trí các phương tiện chữa cháy khác như bình cứu hỏa tại các tầng. Hệ thống đèn báo, cầu thang thoát hiểm, đèn báo khẩn cấp được đặt tại các tầng. Thang bộ: gồm 2 thang đủ để thoát người khi có sự cố về cháy nổ. HỆ THỐNG CHỐNG SÉT Chọn hệ thống thu sét chủ động quả cầu dynasphire được thiết lập ở tầng mái và hệ thống dây nối đất bằng đồng để tối thiểu hóa nguy cơ bị sét đánh. HỆ THỐNG THOÁT RÁC Rác thải ở mỗi tầng được đổ vào gian rác và có bộ phận đưa ra ngoài. Gian rác được bố trí kín đáo, kỹ càng để tránh làm bốc mùi gây nhô nhiễm môi trường. HỆ THỐNG CÁP TIVI, ĐIỆN THOẠI, INTERNET Hệ thống cáp điện thoại được cung cấp đến từng phòng trong công trình. Hệ thống cáp tivi bao gồm anten, bộ phận kênh, khuyếch đại dẫn đến từng phòng. SƠ LƯỢC CÁC GIẢI PHÁP KẾT CẤU PHẦN THÂN NHÀ Hệ kết cấu của công trình là kết cấu khung chịu lực, kết cấu khung bê tông toàn khối, chiều cao các tầng là 3.4m, với nhịp lớn nhất là 7.7m. PHẦN MÓNG. Thông thường nhà cao tầng phải chịu một lực nén rất lớn, bên cạnh với tác động của động đất sẽ tạo ra một lực xô ngang rất lớn cho công trình, nên giải pháp đề xuất cho móng là: Dùng giải pháp móng sâu thông thường: móng cọc khoan nhồi, móng cọc bê tông cốt thép đúc sẵn… Dùng giải pháp móng bè hoặc móng băng trên nền cọc. ĐẶC ĐIỂM ĐỊA CHẤT CÔNG TRÌNH VÀ ĐỊA CHẤT THỦY VĂN KHU VỰC. Địa chất công trình gồm 6 lớp đất: Lớp 1: là lớp đất đắp dày 0.8 m. Lớp 2: là lớp sét pha dày 5.7 m. Lớp 3: là lớp sét pha dày 4.8 m. Lớp 4: là lớp cát pha dày 7.6 m. Lớp 5: là lớp cát hạt nhỏ và trung dày 9.6 m. Lớp 6: là lớp cát thô lẫn cuội sỏi, rất dày trong khoảng 60m hố khoan. Lớp Tên đất Chiều dày (m) gtn (KN/m3) gh (KN/m3) W ( % ) WL ( % ) WP ( % ) k (m/s) Na j (o) CII (Kpa) m (Kpa-1) E (Mpa) 1 Đất đắp 0.8 2 Sét pha 5.7 21.5 26 15 24 11.5 2.3*10-8 20 24030' 12 0.04 22 3 Sét pha 4.8 18.5 26.8 31.2 36 22 2.5*10-8 10 16 10 0.12 10 4 Cát pha 7.6 19.2 26.5 20 24 18 2.1*10-7 17 18 25 0.09 14 5 Cát hạt nhỏ và trung 9.6 19.2 26.5 18 - - 3.5*10-4 58 33 0 45' 1 0.04 30 6 Cát thô lẫn ít cuội sỏi Rất dày 20.1 26.4 16 - - 2*10-4 72 35 020' 2 0.03 37 CHƯƠNG 2 TỔNG QUAN VỀ THIẾT KẾ KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG LỰA CHỌN VẬT LIỆU DÙNG CHO CÔNG TRÌNH Vật liệu xây dựng cần có cường độ cao trọng lượng nhỏ và khả năng chống cháy tốt. Nhà cao tầng thường có tải trọng lớn. Nếu sử dụng các loại vật liệu trên tạo điều kiện giảm được đáng kể tải trọng cho công trinh, kể cả tải trọng đứng cũng như tải trọng ngang do lực quán tính. Vật liệu có tính biến dạng cao: Khả năng biến dạng dẻo cao có thể bổ sung cho tính năng chịu lực thấp. Vật liệu có tính thoái biến thấp: Có tác dụng tốt khi chịu tác dụng của tải trọng lặp lại ( động đất, gió bão ). Vật liệu có tính liền khối cao: Có tác dụng trong trường hợp tải trọng có tính chất lập lại không bị tách rời các bộ phận công trình. Vật liệu có giá thành hợp lí. Bởi các điệu kiện trên nên tại Việt Nam hay các nước khác thì vật liệu BTCT hoặc thép là các loại vật liệu đang được các nhà thiết kế sử dụng phổ biến trong các kết cấu nhà cao tầng. Hiện nay ở nước ta, nguồn cung cấp các loại vật liệu trên rất phong phú: Bê tông được cung cấp dứơi dạng trộn sẵn tại các trạm trộn của hãng Uni – Eastern, Soam, LePhan, Supermix, Trà My, RDC, Holcim…, cốt thép được cung ứng bởi các công ty liên doanh giữa ta với Nhật Bản: Vinacoel… Bên cạnh đó kho thép của nước ta luôn dồi dào, đảm bảo sự không thiếu hụt cho loại vật liệu trọng yếu này. SƠ LƯỢC YÊU CẦU HÌNH DẠNG CÔNG TRÌNH THEO PHƯƠNG NGANG Nhà cao tấng có mặt bằng đơn giản, tốt nhất là lựa chọn các mô hình có tính chất đối xứng cao. Trong các trường hợp ngược lại công trình cần được phân ra các phần khác nhau để mỗi phần đều có hình dạng đơn giản. Các bộ phận kết cấu chịu lực chính của nhà cao tầng như vách, lõi, khung cần được bố trí đối xứng. Trong trường hợp các kết cấu này không thể bố trí đối xứng thì cần phải có biện pháp đặc biệt chống xoắn cho công trình theo phương đứng. Hệ thống kết cấu cần được bố trí làm sao để trong mỗi trường hợp tải trọng sơ đồ làm việc của các bộ phận kết cấu rõ ràng rành mạnh và truyền tải một cách mong chóng nhất tới móng công trình. Tránh dùng các sơ đồ có kết cấu có các cánh mỏng và kết cấu dạng congson theo phương ngang vì các loại kết cấu này rất dễ bị phá hoại dưới tác dụng của động đất và gió bão. Hệ thống chịu lực ngang của công trình cần được bố trí theo cả hai phương. Các vách cứng (lõi cứng) cần phải nằm trong giới hạn để có thể xem kết cấu sàn không bị biến dạng trong mặt phẳng của nó khi chịu tải trọng ngang. Cụ thể, đối với kết cấu BTCT toàn khối khoảng cách giữa các vách cứng Lv phải thỏa mãng điều kiện: Lv5B (B là bề rộng của nhà) và Lv 60m. Đối với kết cấu khung BTCT, độ cứng của kết cấu dầm tại các nhịp khác nhau cần được thiết kế sao cho gần bằng nhau, tránh trường hợp nhịp này quá cứng so với nhịp khác, điều kiện gây tập trung ứng lực tại các nhịp ngắn, làm cho kết cấu ở các nhịp này bị phá hoại quá sớm. THEO PHƯƠNG ĐỨNG Độ cứng của kết cấu theo phương thẳng đứng cần phải được thiết kế đều hoặc thay đổi đều giảm dần lên phía trên. Cần tránh sự thay đổi đột ngột độ cứng của hệ kết cấu (như làm việc thông tầng, giảm cột hoặc thiết kế dạng cột hẫng chân cũng như thiết kế dạng sàn dật cấp). Độ cứng của kết cấu tầng trên không nhỏ hơn 70% độ cứng của kết cấu ở tầng dưới kệ nó. Nếu 3 tầng giảm độ cứng liện tục thì tổng mức giảm không được quá 50%. Trong các trường hợp đặc biệt nói trên người thiết kế cần có các biện pháp tích cực làm cứng thân hệ kết cấu để tránh sự phá hoại ở các vùng xung yếu. CẤU TẠO CÁC BỘ PHÂN LIÊN KẾT Kết cấu nhà cao tầng phải có bậc siêu tĩnh cao để trong trường hợp bị hư hại do các tác động đặc biệt nó không bị biến thành các hệ biến hình. Các bộ phận kết cấu làm sao để khi bị phá hoại do các trường hợp tải trọng thì các kết cấu nằm ngang sàn, dầm bị phá hoại trước so với kết cấu thẳng đứng: cột, vách cứng. Các dầm cần được cấu tạo sao cho sự phá hoại do lực uốn xảy ra trước sự phá hoại do lực cắt. TÍNH TOÁN KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG SƠ ĐỒ TÍNH Trong giai đoạn hiện nay, nhờ sự phát triển mạnh mẽ của máy tính điện tử, đã có những thay đổi quan trọng trong cách nhìn nhận phương pháp tính toán công trình. Khuynh hướng đặc thù hóa và đơn giản hóa các trường hợp riêng lẻ được thay thế bằng khuynh hướng tổng quát hóa. Đồng thời số lượng tính toán số học không còn ngần ngại nữa. Các phương pháp mới có thể dùng sơ đồ tính sát với thực tế hơn, có thể nói tới sự làm việc phức tạp của kết cấu với các mối quan hệ phụ thuộc khác nhau trong không gian. Việc tính toán kết nhà cao tầng nên áp dụng những công nghệ mới để có thể sử dụng mô hình không gian nhằm tăng mức độ chính xác và phản ánh sự làm việc của công trình sát với thực tế hơn. TẢI TRỌNG TÍNH TOÁN Kết cấu nhà cao tầng thông thường được tính toàn với các laọi tải trọng chính sau đây: Tải trọng thẳng đứng (thường xuyên và tạm thời tác dụng lên sàn). Tải trọng gió (gió tĩnh và nếu có cả gió động). Tải trọng động của động đất (cho các công trình xây dựng trong vùng có động đất). Ngoài ra, khi có yêu cầu, kết cấu nhà cao tầng cũng cần phải được tính toán kiểm tra với các trường hợp tải trọng sau: Do ảnh hưởng của sự thay đổi nhiệt độ. Do ảnh hưởng của từ biến. Do sinh ra trong quá trình thi công. Do áp lực của nước ngầm và đất. Khả năng chịu lực của kết cấu cần được kiểm tra theo từng tổ hợp tải trọng, được quy định theo các tiêu chuẩn hiện hành. TÍNH TOÁN HỆ KẾT CẤU Hệ kết cấu nhà cao tầng cần thiết được tính toán cả về lĩnh vực, ổn định và động lực. Các bộ phận kết cấu được tính theo trạng thái giới hạn thứ nhất (TTGH 1). Trong trường hợp đặc biệt do yêu cầu sự dụng thì mới theo trạng thái giới hạn thứ hai (TTGH 2). Khác với nhà thấp tầng trong thiết kế nhà cao tầng thì việc kiểm tra ổn định tổng thể công trinh đóng vai trò hết sức quan trong. Các điều kiện cần kiểm tra gồm: Kiểm tra ổn định tổng thể. Kiểm tra độ cứng tổng thể. PHƯƠNG PHÁP VÀ CÔNG CỤ XÁC ĐỊNH NỘI LỰC Hiện nay trên thế giới có ba trường phái để tính toán hệ chịu lực nhà nhiều tầng thể hiên theo ba mô hình sau: Mô hình liên tục thuần túy: Giải trực tiếp phương trình vi phân bậc cao, chủ yếu là dựa vào lý thuyết vỏ, xem toàn bộ hệ chịu lực là hệ chịu lực siêu tĩnh. Khi giải quyết theo mô hình này, không thể giải quyết được hệ có nhiều ẩn. Đó chính là giới hạn của mô hình này. Tuy nhiên, mô hình chính là cha đẻ của các phương pháp tính toán hiện nay. Mô hình rời rạc: (Phương pháp phần tử hữu hạn) Rời rạc hóa toàn bộ hệ chịu lực của nhà nhiều tầng, tại những liên kết xác lập những điều kiện tương thích về lực và chuyển vị. Khi sử dụng mô hình này cùng với sự trợ giúp của máy tính có thể giải quyết được tất cả các bài toán. Hiện nay ta có các phân mềm trợ giúp cho việc giả quyết các bài toán kết cấu như STAAD, Feap, Etabs, FBTW, SAP… Mô hình Rời rạc – Liên tục: Từng hệ chịu lực được xem là rời rạc, nhưng các hệ rời rạc này sẽ liên kết lại với nhau thông qua các liên kết trượt (lỗ cửa, mạch lắp ghép…) xem là phân bố liên tục theo chiều cao. Khi giải quyết bài toán này ta thường chuyển hệ phương trình vi phân thành hệ phương trình tuyến tính bằng phương pháp sai phân. Từ đó giải các ma trận và tìm nội lực. Giới thiệu về phương pháp phần tử hữu hạn (PPPTHH): Trong phương pháp phần tử hữu hạn vật thể thực hiện liên tục được thay thế bằng một số hữu hạn các phân tử rời rạc có hình dạng đơn giản, có kích thước càng nhỏ càng tốt nhưng hữu hạn, chúng được nối với nhau bằng một số điểm quy định được gọi là nút. Các vật thể này vẫn được giữ nguyên là các vật thể liên tục trong phạm vi của mỗi phần tử, nhưng có hình dạng đơn giản và kích thước bé nên cho phép nghiên cứu dễ dàng hơn dựa trên cơ sở về sự phân bố chuyển vị và nội lực (chẳng hạn các quan hệ được xác lập trong lý thuyết đàn hồi). Các đặc trưng cơ bản của mỗi phần tử được xác định và mô tả dưới dạng ma trận độ cứng (hoặc ma trân độ mềm) của phần tử. Các ma trận này dùng để ghép các phần tử lại thành một mô hình rời rạc hóa của kết cấu thực cũng dưới dạng ma trận độ cứng (hoặc ma trận độ mềm) của cả kết cấu. Các tác động ngoài gây nội lực và chuyển vị trí kết cấu được quy đổi về các thành các ứng lực tại các nút và được mô tả trong ma trận tải trọng nút tương đương. Các ẩn số cần tìm là các chuyển vị nút(hoặc nội lực) tại các điểm nút được xây dựng trong ma trận chuyển vị nút(hoặc ma trận nội lực nút). Các ma trận độ cứng, ma trận tải trọng nút và ma trân chuyển vị nút được liên hệ với nhau trong phương trình cân bằng theo quy luật tuyết tính hay phi tuyết tùy theo ứng xử thật của kết cấu. Sau khi giải hệ phương trình tìm được các ẩn số, người ta có thể tiếp tục xác định được trong trường ứng suất, biến dạng của kết cấu theo các quy luật đã được nghiên cứu trong cơ học. Sau đây là thuật toán tổng quát của phương pháp PTHH. Rời rạc hóa kết cấu thực thành thành một lưới các phần tử chọn trước cho phù hợp với hình dạng hình học của kết cấu và yêu cầu chính xác của bài toán. Xác định các ma trận cơ bản cho từng phần tử (ma trận độ cứng ,ma trận tải trọng nút, ma trận chuyển vị nút …) theo trục tọa độ riêng của phần tử. Ghép các ma trận cơ bản cùng loại thành ma trận kết cấu theo trục tọa độ chung của cả kết cấu . Dựa vào điều kiện biên và ma trận độ cứng của kết cấu để khử dạng suy biến của nó. Giải hệ phương trình để xác định ma trận chuẩn bị nút cả kết cấu. Từ chuyển vị nút tìm được , xác định một lực cho từng phần tử. Vẽ biểu đồ nội lực cho kết cấu . Thuật toán tổng quát trên được sử dụng cho hầu hết các bài toán phân tích kết cấu, phân tích tĩnh,phân tích động và tính toán ổn định kết cấu. Trong những năm gần đây ,cùng với sự phát triển của máy tính ,ta có rất nhiều chương trình tính toán khác nhau .Trong nội dung của luận án tốt nghiệp này em chọn mô hình thứ hai (Mô hình rời rạc) với sự trợ giúp của phần mềm SAP2000 và ETABS 8.5.0 để xác định nội lực của hệ kết cấu. Các giá thiết khi tính toán nhà nhiều tầng được sử dụng trong SAP2000 và ETABS 9.0.4: Sàn là tuyệt đối cứng trong mặt phẳng của nó và liên kết khớp với các phần tử khung hay vách cứng ở cao trình sàn .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 (vách cứng) đều được ngàm ở chân cột (chân vách cứng). Khi tải trọng ngang tác dụng thì tải trọng tác dụng này sẽ truyền vào công trình dưới dạng lực phân bố trên sàn và từ đó chuyển sang vách. Biến dạng dọc trục của sàn, của dầm xem như là không dáng kể. Quan niệm của phần mềm cho từng cấu kiện làm việc đúng với giả thuyết: Khi sử dụng các phần mềm PTHH, SAP2000, ETABS. Cần chú ý đến quan niệm từng cấu kiện của phần mềm để cấu kiện làm việc đúng với quan niệm thực khi đưa vào mô hình. Quan niệm thanh: khi kích thước 2 phương nhỏ hơn rất nhiều so với phương còn lại. Quan niệm tấm, bản, vách: khi kích thước 2 phương lớn hơn rất nhiều so với phương còn lại. Quan niệm solid: khi 3 phương có kích thước gần như nhau, và có kích thước so với các phần tử khác. Quan niệm điểm: khi 3 phương có kích thước gần như nhau, và có kích thước rất bé. Khi ta chia càng mịn các cấu kiện thì kết quả sẽ càng chình xác. Do phần tử hữu hạn truyền lực nhau qua các điểm liên kết của các phần tử với nhau. Nếu ta chia các cấu kiện ra nhưng không đúng với quan niệm của phần mềm thì các cấu kiện đó sẽ có độ cứng tăng đột ngột và làm việc sai với chức năng của chúng trong quan niệm tính từ đó dẫn đến các kết quả tính các cả hệ kết cấu sẽ thay đổi. Trình tự giải quyết bài toán bằng phần mềm SAP2000 và ETABS9.0.4: 1.Dựng mô hình không gian cho kết cấu. 2.Xác định tất cả các nhóm đặc trưng vật liệu, kích thước hình học của các cấu kiện. 3.Xác định tải trọng tác dụng: Tải ngang: Chuyển thành lực phân bố trên mét vuông đặt ở các cao trình mỗi sàn. Tải đứng: Tất cả các tĩnh tải, hoạt tải sàn được đặt lên các sàn. Đối với các tải khung có dạng lực tập trung cần chuyển đổi về các cặp moment và lực tập trung tại các nút có liên quan. 4.Quy tắc tải trọng từ hồ nước, cầu thang bộ, thang máy về lực tập trung lên dầm và cột. 5.Chạy chương trình SAP2000 và ETABS 9.0.4. 6.So sánh và xuất kết quả Tính thép bằng phần mềm EXCEL do em tự lập. Giải bằng tay vài phần tử để so sánh và rút ra kết quả hợp lí nhất. LỰA CHỌN GIẢI PHÁP KẾT CÂU CHO CÔNG TRÌNH HỆ KẾT CẤU SÀN Trong công trình hệ sàn có ảnh hưởng rất lớn tới sự làm việc không gian của kết cấu. Việc lựa chọn phương án sàn hợp lí là điều rất quan trọng. Do vậy, cần phải có sự phân tích đúng để lựa chọn ra phương án phù hợp với kết cấu của công trình. Ta xét các phương án sàn sau: HỆ SÀN SƯỜN Cấu tạo bao gồm hệ dầm và bản sàn Ưu điềm: Tính toán và thi công đơn giản, bảo đảm khả năng chịu lực ổn định. Được sử dụng phổ biến ở nước ta với trình độ thi công lành nghề, các phương tiện thị công phong phú. Chi phí thi công phải vừa, không quá đắt. Nhược điểm: Chiều cao dầm và độ võng của bản sàn lớn khi vựơt khẩu độ lớn, dẫn đền chiều cao tầng của công trình lớn, gây khó khăn đối với các cộng trình xây dựng trong khu vực hạn chế chiều cao. (Sẽ chỉ xây dựng được ít tầng hơn). HỆ SÀN Ô CỜ Cấu tạo gồm hệ dầm vuông góc với nhau theo hai phương, chia bản sàn thành các ô bản kê bốn cạnh có nhịp bé, theo yêu cầu cấu tạo khoảng cách giữa các dầm không quá 2m. Ưu điểm: Tránh được có quá nhiều cột bên trong nên tiết kiệm được không gian sử dụng và có kiến trúc đẹp, thích hợp với các công trình yêu cầu thẩm mỹ cao và không gian sử dụng lớn như hội trường, câu lạc bộ… Nhược điểm: Không tiết kiệm, thi công phức tạp Khi mặt bằng sàn quá rộng cần phải bố trí thêm các dầm chính. Vì vậy, nó cũng không tránh được những hạn chế do chiều cao dầm chính phải lớn để giảm độ võng. SÀN KHÔNG DẦM (KHÔNG CÓ MŨ CỘT) Cấu tạo gồm các bảo kê trực tiếp lên cột. Ưu điểm: Chiều cao kết cấu nhỏ nên giảm được chiều cao công trình. Dễ bố trí hệ thống kỹ thuật điện , nước… Việc thi công phương án này nhanh hơn so với phương án sàn dầm bởi không phải mất công gia công cốp pha và cốt thép dầm, cốt thép được đặt tương đối định hình và đơn giản .Việc lập dựng ván khuôn và cốp pha cũng đơn giản. Nhược điểm: Trong phương án này các cột không được liên kết với nhau để tạo thành khung do đó độ cứng nhỏ hơn nhiều so với phương án sàn dầm, do vậy khả năng chịu lực theo phương ngang của phương án này kém hơn phương án sàn dầm , chính vì vậy tải trọng ngang hầu hết do vách chịu và tải trọng cứng do cột chịu. Sàn phải có chiều dày lớn để đảm bảo khả năng chịu uốn và chống chọc thũng do đó dẫn đến tăng khối lượng sàn. Khi cần vượt nhịp lớn phải tăng chiều dày bản sàn lớn dẫn đến bao phí vật tư. Công nghệ thi công tương đối mới dẫn đến giá thành cao, bên cạnh đó là các phương pháp kiểm tra phức tạp . Sàn không dầm ứng lực trước Ưu điểm: Ngoài các đặt điểm chung của phương án sàn không dầm thì phương án sàn không dầm ứng lực trước sẽ khắc phục được một số nhược điểm của phương án sàn không dầm như: Giảm chiều dày sàn khiến giảm được khối lượng sàn dẫn tới giảm tải trọng đứng truyền xuống móng . Tăng độ cứng của sàn lên, khiến cho thỏa mãn về yêu cầu sử dụng bình thường. Sơ đồ chịu lực trở nên tối ưu hơn do cốt thép ứng lực trước được đặt phù hợp với biểu đồ mômen do tải trọng gây ra, khiến cho tiết kiệm được cốt thép. Nhược điểm: Tuy khắc phục được các ưu điểm của sàn không dầm thông thường nhưng lại xuất hiện một số khó khăn cho việc chọn lựa phương án này như sau: Thiết bị thi công phức tạp hơn, yêu cầu việc chế tạo và đặt cốt thép phải chính xác do đó yêu cầu tay nghề thi công phải cao hơn, tuy nhiên, với xu thế hiện đại hóa hiện nay thì điều này sẽ là yêu cầu tất yếu. Giá thành thiết bị còn cao, các thiết bị còn hiếm do trong nước chưa sản xuất được. KẾT LUẬN: Qua phân tích các đặt điểm trên, xem xét các đặt điểm về kết cấu của công trình : nhịp cột của công trình không quá lớn, công trình không nằm trong khu vực hạn chế về chiều cao, cân nhắc về yếu tố kinh tế đồng thời để đơn giản cho việc thi công nên ta chọn phương án sàn sườn sử dụng cho công trình. HỆ KẾT CẤU CHỊU LỰC CHÍNH Nếu căn cứ vào sơ đồ làm việc thì kết cấu nhà cao tầng có thể phân loại như sau: Các hệ kết cấu cơ bản: Kết cấu khung, kết cấu tường chịu lực, kết cấu lõi cứng và kết cấu ống. Các hệ kết cấu hỗn hợp : Kết cấu khung- giằng, kết cấu khung- vách, kết cấu ống lõi và kết cấu ống tổ hợp. Các hệ kết cấu đặt biệt: Hệ kết cấu có tầng cứng, hệ kết cấu có dầm truyền, kết cấu có hệ giằng liên tầng và kết cấu có khung ghép. Mỗi loại kết cấu trên đều có những ưu nhược điểm riêng tùy thuộc vào nhu cầu và khả năng thi công thực tế của từng công trình. Trong đó kết cấu khung - vách lá một hệ thống kết hợp giữa vách chịu tải trọng ngang (và cũng chịu tải trọng đứng) với cột chịu tải trọng đứng. Đây là loại kết cấu mà theo nhiều tài liệu nước ngoài đã chỉ ra rằng rất thích hợp cho các công trình cao tầng. Hệ kết cấu cột - vách cứng kết hợp với hệ dầm sàn tạo thành mỗi hệ hộp nhiều ngăn có độ cứng không gian lớn, tính liền khối cao, độ cứng phương ngang tốt, khả năng chịu lực lớn, đặt biệt là tải trong ngang. Kết cấu vách cứng có khả năng chịu động đất tốt. Theo kết quả nghiên cứu thiệt hại các trận động đất gây ra .Ví dụ trận động đất vào tháng 2 năm 1971 ở California và trận động đất tháng 12 năm 1972 ở Nicaragua, trận động đất năm 1977 ở Rumani…cho thấy rằng công trình có kết cấu khung - vách cứng chỉ bị hư hỏng nhẹ trong khi các công trình có kết cấu khung thông thường bị hỏng nặng hoặc sụp đổ hoàn toàn .Vì vậy, đây là giải pháp kết cấu được chọn sử dụng cho công trình. SƠ BỘ LỰA CHỌN TIẾT DIỆN CÁC CẤU KIỆN CHÍNH CHỌN SƠ BỘ TIẾT DIỆN VÁCH CỨNG Theo TCXD 198:1997:Nhà cao tầng - Thiết kế kết cấu bêtông cốt thép toàn khối: Khi thiết kế các công trình sử dụng vách và lõi cứng chịu tải trọng ngang, phải bố trí ít nhất 3 vách cứng trong một đơn nguyên. Trục của 3 vách này không gặp nhau tại một điểm. Nên thiết kế các vách không thay đổi về độ cứng cũng như kích thước hình học. Trong tính toán động đất, vách cứng thường được bố trí sao cho độ cứng của công trình theo hai phương bằng nhau hoặc gần bằng nhau để đảm bảo chịu tác động của động đất theo cả hai phương. Không nên chọn khoảng cách giữa các vách cứng và từ vách cứng tới biên quá lớn. Vách cứng có chiều cao chạy suốt từ móng đến mái, đồng thời để đảm bảo điều kiện độ cứng không đổi trên toàn bộ chiều cao của lõi nên chiều dày vách của lõi cứng sẽ không thay đổi theo suốt chiều cao nhà. Chiều dày vách của lõi cứng được lựa chọn sơ bộ dựa vào chiều cao tòa nhà, số tầng…đồng thời đảm bảo các quy định theo điều 3.4.1 TCXD 198-1997 như sau: b150mm b1/20 chiều cao tầng. Chọn sơ bộ độ dày thành vách của lõi cứng là 300mm thỏa mãn các điều kiện nêu trên. Các kích thước khác của lõi được thể hiện theo sơ đồ trang sau. Việc tính toán cụ thể xem bố trí hệ tường cứng như vậy có hợp lí không, (bao gồm kiểm tra độ cứng hai phương, tính chu kì dao động ,kiểm tra xem đó có phải là chu kì dao động hợp lí không, tính toán ổn định công trình như tính độ võng ở đỉnh, kiểm tra lật) sẽ được thưc hiện trong chương tính toán tải trọng ngang công trình - tải trọng động đất - gió động và chương kiểm tra ổn định tổng thể công trình ở cuối phẩn kết cấu. CHỌN SƠ BỘ TIẾT DIỆN CỘT Chọn sơ bộ tiết diện theo công thức Fc=kN / Rn => Tiết diện của bộ cột CHỌN SƠ BỘ TIẾT DIỆN SÀN Dùng ô sàn có kích thước (6.0x7.7)m để chọn sơ bộ chiều dày cho toàn bộ các ô còn lại. Chiều dày sàn được chọn phụ thuộc vào nhịp và tải trọng tác dụng, có thể sơ bộ xác định chiều dày sàn theo công thức sơ bộ sau: hs =  : l1 Trong đó: l1 = là chiều dài cạnh ngắn của ô sàn hs2 = : 600 = (13.3:15 ) cm Sơ bộ chọn hai bề dày cho toàn sàn là hs1=15 cm và hs2 =12 cm. Với chiều dày chọn sơ bộ trên đảm bảo cho sàn đáp ứng được các yêu cầu về công năng, cấu tạo, truyền lực và cả chống cháy trong công trình cao tầng. CHỌN SƠ BỘ TIẾT DIỆN DẦM Theo điều 3.3.2 Cấu tạo khung nhà cao tầng – TCXD 198-1997 (phù hợp với biện pháp cấu tạo do Uỷ ban bêtông Châu Âu quy định): dầm phải đủ độ dẻo và cường độ cần thiết khi chịu tải trọng động đất: Chiều rộng tối thiểu của dầm không chọn nhỏ hơn 200mm và tối đa không hơn chiều rộng cột cộng với 1,5 lần chiều cao tiết diện.Chiều cao tối thiểu tiết diện không nhỏ hơn 300mm. Tỉ số chiều cao và chiều rộng tiết diện không lớn hơn 3mm. Dùng hệ dầm với kích thước các dầm như sau: Dầm chính: Dầm chính 2 phương dọc, ngang có nhịp gần bằng nhau là 6.0m và 7.7m nên ta dùng chung 1 tiết diện cho cả 2 phương. => hd = : x770 = 55:77 (cm) Chọn hd = 60cm Chọn bd = 30 cm Hệ dầm phụ và console Sơ bộ chọn hd = 40 cm Chọn bd = 20 cm Dầm môi lấy tiết diện 20x30 cm. CHỌN SƠ BỘ TIẾT DIỆN CÁC CẤU KIỆN PHỤ Chọn cầu thang dạng bản có chiều dày 12cm, dầm thang 20x40cm. Chọn hồ nước có chiều dày bản nắp 10cm, bản thành là 16cm, bản đáy là 15cm.Dầm nắp 30x50cm và 20x30cm, dầm đáy 30x50cm và 30x70cm Ghi chú: Các tiết diện dầm bố trí sơ bộ trong hình vẽ chỉ căn cứ vào nhịp của dầm, trong quá trình chạy mô hình không gian bằng phần mềm Sap2000 CÁC CHỈ TIÊU KIỂM TRA KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG Kết cấu nhà cao tầng cần phải được tính toán kiểm tra về độ bền, biến dạng, ổn định tổng thể và ổn định cục bộ theo các tiêu chuản thiết kế hiện hành : Cụ thể cần thỏa mãn các yêu cầu sau đây: Kiểm tra chuyển vị định: Chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh kết cấu của nhà cao tầng tính theo phương pháp đàn hồi phải thỏa mãn điều kiện:f/H 1/750 (kết cấu khung –vách) Với f và H là chuyển vị theo phương ngang tại đỉnh kết cấu và chiều cao của công trình. Kiểm tra ổn định chống lật: Tỉ lệ giữa momen lật do tải trọng ngang gây ra phải thỏa mãn điều kiện sau: 15 Trong đó Md, M1 là momen chống lật và momen gây lật. Kiểm tra trượt: Điều kiện kiểm tra trượt như sau: T<Ae.Rt. Trong đó T và Ae là lực trượt và tiết diện chịu trượt. Kiểm tra theo điều kiện trạng thái giới hạn I: Tất cả các cấu kiện đều phải đảm bảo điều kiện bền, trạng thái ứng suất trong cấu kiện phải bé hơn hoặc bằng ứng suất giới hạn cho phép. Trạng thái ứng suất giới hạn ứng với lúc kết cấu không chịu lực được nữa vì bắt đầu bị phá ho._.ại, bị mất ổn định, bị hỏng do mỏi. Trạng thái giới hạn này được tính toán theo cường độ tính toán của vật liệu. Kiểm tra theo điều kiện trạng thái giới hạn II. (về điều kiện sử dụng bình thường) Bao gồm các điều kiện sau: Kiểm tra theo điều kiện biến dạng: ffgh Trong đó, f là biến dạng (độ võng, góc xoay, độ giãn…),cần phải kiểm tra biến dạng của các cấu kiện theo các Tiêu chuẩn xây dựng hiện hành, với fgh được xác định Bảng 4-8 trong Sổ Tay Thực Hành Kết Cấu Công Trình của thầy Vũ Mạnh Hùng. Đối với đất nền, phải đảm bảo các điều kiện sức chịu tải. Kiểm tra theo điều kiện hạn chế vết nứt: aagh Trong đó a là bề rộng khe nứt, agh được xác định trong bảng 4-8 Sổ Tay Thực Hành Kết Cấu Công Trình Của thầy Vũ Mạnh Hùng. Các trị số giới hạn trên được quy định để đảm bảo điều kiện làm việc bình thường của kết cấu, chúng thường được chọn phụ thuộc vào tính chất và điều kiện sử dụng của kết cấu, phụ thuộc vào điều kiện làm việc của con người, của thiết bị, cũng như phụ thuộc vào tâm lý con người. Về nguyên tắc, việc kiểm tra biến dạng và khe nứt là cần thiết cho mọi kết cấu, nhưng thông thường nó cần hơn cho các kết cấu lắp ghép, kết cấu có dùng thép cường độ tương đối cao hoặc kết cấu nằm trong môi trường làm việc bất lợi. Có thể không cần kiểm tra độ mở rộng của khe nứt nếu theo kinh nghiệm thiết kế và thực tế sử dụng kết cấu nếu biết chắc rằng bề rộng khe nứt của kết cấu đó ở mọi giai đoạn là không đáng kể, cũng có thề không cần kiểm tra nếu độ cứng ở giai đoạn sủ dụng là khá lớn. Kiểm tra các điều kiện về nền móng: Kiểm tra các điều kiện sau đảm bảo khả năng chịu lực và ổn định: Điều kiện về cường độ của đất nền dưới đáy móng (TTGH1) nhằm đảm bảo trị số tính toán N của tải trọng theo tổ hợp bất lợi nhất xuống nền theo hướng nào đó không vượt quá sức chịu tải của nền Φ theo hướng đó: N Trong đó: Ktc: hệ số tin cậy Khi thỏa mãn điều kiện thì nền không bị phá hoại. Điều kiện và biến dạng nền( TTGH 2): độ lún và độ chênh lún Mục đích là nhằm khống chế biến dạng của công trình không vượt quá giới hạn cho phép để sử dụng công trình được bình thường, khỏi làm mất mỹ quan của công trình. Điều kiện kiểm tra: SSgh SSgh I igh Điều kiện về cường độ của kết cấu móng. Phải kiểm tra sức chịu tải của cọc, đài cọc về khả năng chọc thủng của cọc lên lên đài. Điều kiện về biến dạng của kết cấu móng. Phải kiểm tra biến dạng của cọc trong nền: độ võng của cọc, chuyển vị và góc xoay của cọc dưới tác dụng của tài trọng. Tất cả các cấu kiện phải đảm bảo điều kiện bền và ổn định trong quá trình thi công. Trong quá trình thi công, vận chuyển, các cấu kiện phải đảm bảo không bị phá hoại hay mất ổn định, đảm bảo khả năng làm việc bình thường sau này. CHƯƠNG 3 TÍNH TOÁN BỂ NƯỚC MÁI KIẾN TRÚC Trong công trình gồm 3 loại bể nước: Bể nước dưới tầng hầm được chứa nước được lấy từ hệ thống nước thành phố, bơm lên mái và dự trữ cứu hỏa. Bể nước ngầm dưới tầng hầm dùng để chứa nước thải từ hệ thống thải trong công trình để xử lý và chuyển ra hệ thống nước thải của thành phố bằng máy bơm và đường ống. Bể nước mái: cung cấp nước sinh hoạt cho các phòng trong khách sạn và có thể dùng cho việc cứu hỏa. Chọn bể nước mái để tính toán. Bể nước mái được đặt lên trên hệ cột, ở vị trí giới hạn bởi khung trục 3,4 và khung trục B,C. Bể nước có kích thước L*B*H=7,7*6*1,5 (m), đáy bể cao hơn cao trình sàn tầng thượng 100 cm. Bể nước được đổ bê tông toàn khối, có nắp đậy. Lỗ thăm nắp bể nằm ở góc phải có kích thước 60*60 (cm). Do bể nước có kích thước không lớn nên ta dùng 1 dầm phụ chia bản nắp và bản đáy thành 2 ô bản. CHỌN SƠ BỘ KÍCH THƯỚC CÁC CẤU KIỆN BỂ NƯỚC MÁI. Chọn chiều dày nắp bể h=100 mm Chiều dày thành bể h=160 mm Chiều dày đáy bể h= 150 mm Dầm nắp có kích thước b*h=20*30; b*h=30*50 (cm). Dầm đáy có kích thước b*h=30*50; b*h=30*70 (cm). Cột có kích thước sơ bộ 30*30. Thép tính toán cho bản sàn ta chọn như sau: Thép bản đáy, bản nắp và thành bể nhóm AI có Ra= 2300 kg/cm2. Thép dầm đáy và dầm nắp nhóm AII có Ra= 2800 kg/cm2. Thép đai dùng thép nhóm AI, có Rađ=1800 kg/cm2 Bê tông mác 300, có Rn =130 kg/cm2, Rk=10 kg/cm2 TÍNH TOÁN BỂ NƯỚC MÁI TÍNH TOÁN NẮP BỂ SƠ ĐỒ TÍNH TOÁN VÀ TẢI TRỌNG Chọn nắp bể dày 100 mm, sơ bộ chọn kích thước tiết diện các dầm nắp là 200*300 mm; 300*500 mm. Bố trí các dầm nắp gồm các dầm như hình vẽ sau: MẶT BẰNG DẦM NẮP BỂ Sơ đồ tính: Nắp bể được chia làm 2, có kích thước 3,85x6 (m) Ta có tỉ số của ô bản < 2 nên bản làm việc 2 phương. Tỉ số ==3 và ==4 => bản ngàm vào dầm. Vậy sơ đồ tính của ô bản đều là ngàm. Nội lực ô bản tra theo sơ đồ 9 Tải trọng: Tĩnh tải: Thành phần Chiều dày (cm) Tải tiêu chuẩn (Kg/m2) Hệ số an toàn Tải tính toán (Kg/m2) Lớp vữa ximăng 2 1800*0.02 1.3 46.8 Sàn bê tông cốt thép 10 2500*0.1 1.1 275 Vữa trát chống thấm 2 1800*0.2 1.3 46.8 Tổng 368.6 Hoạt tải: Do nắp bể không có mục đích sử dụng khác nên chọn hoạt tải là hoạt tải sửa chữa p=75kg/m2. Tổng tải trọng tác dụng lên nắp bể: qtt= 368.6 + 75x1.2= 458.6 Kg/m2 NỘI LỰC VÀ CỐT THÉP Ô bản có kích thước ( 3,85m x 6m): Ta có ==1.55<2 nên bản làm việc 2 phương. P=qtt*l1* l2 = 458.6*3.85*6=10593.66 kG Tra bảng sơ đồ 9 ta có: m91=0.0206; m92=0.0086; k91=0.0459; k92=0.0191. Tính cốt thép: Bê tông M300 có Rn= 130 (kG/cm2) Cốt thép sàn AI có Ra= 2300 (kG/cm2) Tính bản như cấu kiện chịu uốn, tiết diện b*h=100*10 cm. Chọn ao=1.5 cm, => ho=10-1.5=8.5 cm. Công thức tính: A= a=1- Fa= Hàm lượng cốt thép không được quá nhiều để tránh bị phá hoại dòn, nhưng cũng không được quá ít: mmin m mmax. Với m= mmax =ao*=0.58*=3.28% mmin : theo TCVN mmin =0.05% thường lấy 0.1%. BẢNG KẾT QUẢ CỐT THÉP CHO BẢN NẮP KÍ HIỆU m9i (k9i) P (kG) M (kGm/m) ho (cm) A a Fa (cm2) thép chọn Fa chọn (cm2) m% MI 0.0459 10593.66 486.25 8.5 0.052 0.053 2.56 F8a200 2.51 0.301% M1 0.0206 10593.66 218.23 8.5 0.023 0.024 1.13 F6a200 1.41 0.133% MII 0.0191 10593.66 202.34 8.5 0.022 0.022 1.05 F6a200 1.41 0.133% M2 0.0086 10593.66 91.11 8.5 0.010 0.010 0.47 F6a200 1.41 0.133% TÍNH TOÁN DẦM NẮP BỂ TẢI TRỌNG Do sàn truyền vào dưới dạng phân bố hình thang và hình tam giác. q*=458.6*= 882.81 kG/m Do trọng lượng bản thân dầm q1=1.1*2500*0.2*0.3=165 kG/m (dầm 200x300) q2=1.1*2500*0.3*0.5=412.5 kG/m (dầm 300x500) SƠ ĐỒ TRUYỀN TẢI TỪ BẢN NẮP LÊN DẦM NẮP TÍNH TOÁN CỐT THÉP TÍNH DN1(200x300) Nội lực dầm DN1 SƠ ĐỒ TẢI TRỌNG CỦA DN1 BIỂU ĐỒ MOMENT DN1 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT DN1 Nhận xét: do liên kết giữa dầm nắp và dầm DN3 ở vị trí 2 đầu không thực sự là liên kết khớp, nên ta phải tiến hành điều chỉnh lại monment trong dầm như sau: Mgối =0.4*M=0.4*8.33984= -3.336 Tm Mnhịp=0.7*M=0.7*8.33984= 5.8379 Tm Tính cốt thép dọc: Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối: Mmin= -3.336 Tm. Lấy a=3.5 cm, => ho=26.5 cm. => A===0.183 a=1-=1-=0.204 Fa===5.02 cm2 Chọn 2F18 có Fa =5.09 cm2 => m===1.1% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 30-(2.5+)=26.6> ho=26.5 cm.(an toàn). Cốt thép chịu momonet dương ở nhịp: Mmax= 5.8379 Tm. Lấy a=4 cm, => ho=26 cm. => A===0.332 a=1-=1-=0.42 Fa===10.14 cm2 Chọn 4F18 có Fa =10.18 cm2 => m===1.9% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 30-(2.5+)=26.6> ho=26 cm.(an toàn). Khoảng cách giữa 4F18 : a==2.6>2.5 cm. (đạt) Tính cốt thép ngang: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*20*26=23660 (kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*20*26=3120 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac 300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=4587.5 kG < ko*Rn*b*ho=23660 kG không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=4587.5 kG> k1*Rk*b*ho=3120 kG bê tông không đủ khả năng chịu cắt mà phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800(kG/cm2) Tính bước đai: Ta có: hđ=300mm => ucthđ/2=150mm và u150mm.=> chọn u= uct=150 mm qđ===67.92 (KG) Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông là: Qđ=2.8* ho*=2.8*26* = 8484.87 (KG) Qmax=4587.5 kG< Qđ=8484.87 (kG) cốt đai đã chọn thỏa mãn điều kiện chịu cắt. Cốt đai đặt dày 2 đầu trong khoảng lnhip/4, đặt F6a150. Ở giữa đặt thưa hơn theo bước đai cấu tạo như sau: u*h=225 mm, và u300 mm => đặt bước đai F6a225. TÍNH DN2 (200x300) Nội lực dầm DN2 SƠ ĐỒ TẢI TRỌNG DN2 BIỂU ĐỒ MOMENT DN2 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT DN2 Nhận xét: do liên kết giữa dầm nắp và cột ở vị trí 2 đầu không thực sự là liên kết khớp, nên ta phải tiến hành điều chỉnh lại monment trong dầm như sau: Mgối=0.4*M=0.4*4.913=1.9652 Tm Mnhịp=0.7*M=0.7*4.913=3.4391 Tm Tính cốt thép dọc: Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối: Mmin= -1.9652 Tm. Lấy a=3.5 cm, => ho=26.5 cm. => A===0.108 a=1-=1-=0.115 Fa===2.83 cm2 Chọn 2F16 có Fa =4.022 cm2 => m===0.75% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 30-(2.5+)=26.7> ho=26.5 cm.(an toàn). Cốt thép chịu momonet dương ở nhịp: Mmax= 3.4391 Tm. Lấy a=4 cm, => ho=26 cm. => A===0.1957 a=1-=1-=0.175 Fa===4.225 cm2 Chọn 2F18 có Fa =5.09 cm2 => m===0.97% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 30-(2.5+)=26.6> ho=26 cm.(an toàn). Khoảng cách giữa 2F18 không cần phải tính vì chắc chắn thỏa mãn. Tính cốt thép ngang: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*20*26=23660 (kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*20*26=3120 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac 300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=2790 kG < ko*Rn*b*ho=23660 kG không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=2790 kG< k1*Rk*b*ho=3120 kG bê tông đủ khả năng chịu cắt mà không cần phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800 kG/cm2 Tính bước đai: Do bê tông khủ khả năng chịu lực cắt nên đặt cốt đai theo cấu tạo như sau: u*h=225 mm, và u300 mm => đặt bước đai F6a225. TÍNH DN3 (300x500) Nội lực dầm DN3 Nhận xét: do liên kết giữa dầm nắp DN3 và cột ở vị trí 2 đầu không thực sự là liên kết khớp, nên ta phải tiến hành điều chỉnh lại monment trong dầm như sau: Mgối=0.4*M=0.4*15.499=6.1996 Tm Mnhịp=0.7*M=0.7*15.499=10.8493 Tm BIỂU ĐỒ MOMENT DN3 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT DN3 Tính cốt thép dọc: Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối: Mmin= -6.1996 Tm. Lấy a=5 cm, => ho=45 cm. => A===0.079 a=1-=1-=0.082 Fa===5.13 cm2 Chọn 2F20 có Fa =6.284 cm2 => m===0.47% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 50-(2.5+)=46.5> ho=45 cm.(an toàn). Không cần tính khoảng cách giữa các thanh. Cốt thép chịu momonet dương ở nhịp: Mmax= 10.8493 Tm. Lấy a=5 cm, => ho=45 cm. => A===0.137 a=1-=1-=0.148 Fa===9.301 cm2 Chọn 2F25 có Fa =9.818 cm2 => m===0.73% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 50-(2.5+)=46.75> ho=45 cm.(an toàn). Khoảng cách giữa 2F25 không cần phải tính vì chắc chắn thỏa mãn. Tính cốt thép ngang: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*30*45=61425 (kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*30*45=8100 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=8052 kG < ko*Rn*b*ho=61425 kG không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=8052 kG< k1*Rk*b*ho=8100 kG bê tông đủ khả năng chịu cắt mà không cần phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800 kG/cm2 Tính bước đai: Do bê tông khủ khả năng chịu lực cắt nên đặt cốt đai theo cấu tạo như sau: u*h=375 mm, và u300 mm => đặt bước đai F6a300. TÍNH TOÁN BẢN ĐÁY BỂ MẶT BẰNG DẦM NẮP BỂ Chọn đáy bể dày 150 mm, sơ bộ chọn kích thước tiết diện các dầm đáy là 300x500 và 300x700. Bố trí dầm đáy như hình sau: SƠ ĐỒ TÍNH VÀ TẢI TRỌNG Sơ đồ tính Đáy bể được chia làm 2, có kích thước 3,85x6 (m) Ta có tỉ số của ô bản < 2 nên bản làm việc 2 phương. Tỉ số ==3.33 và ==3.33>3 => bản ngàm vào dầm. Vậy sơ đồ tính của ô bản đều là ngàm. Nội lực ô bản tra theo sơ đồ 9. Tải trọng: Tĩnh tải: Thành phần Chiều dày (cm) Tải tiêu chuẩn (Kg/m2) Hệ số an toàn Tải tính toán (Kg/m2) Lớp vữa ximăng, tạo dốc 2% 4 1800x0.04 1.3 93.6 Lớp chống thấm 4 2000x0.04 1.2 96 Sàn bê tông cốt thép 15 2500x0.15 1.1 412.5 Lớp vữa trát 2 1800x0.02 1.3 46.8 Tổng 648.9 Hoạt tải: Áp lực nước: pn= gn*h*n=1000*1.5*1.1=1650 (kG/m2) tổng tải trọng tác dụng lên đáy bể: qtt= 648.9 + 1650= 2298.9 Kg/m2 NỘI LỰC VÀ CỐT THÉP Ô bản có kích thước ( 3,85m x 6m): Ta có ==1.55<2 nên bản làm việc 2 phương. P=qtt*l1* l2 = 2298.9*3.85*6=53104.59 kG Tra bảng sơ đồ 9 ta có: m91=0.0206; m92=0.0086; k91=0.0459; k92=0.0191. Tính cốt thép: Bê tông M300 có Rn= 130 (kG/cm2) Cốt thép sàn AI có Ra= 2300 (kG/cm2) Tính bản như cấu kiện chịu uốn, tiết diện b*h=100*15 cm. Chọn ao=2 cm, => ho=15-2=13 cm. Công thức tính: A= a=1- Fa= Hàm lượng cốt thép không được quá nhiều để tránh bị phá hoại dòn, nhưng cũng không được quá ít: mmin m mmax. Với m= mmax =ao*=0.58*=3.28% mmin : theo TCVN mmin =0.05% thường lấy 0.1%. BẢNG KẾT QUẢ CỐT THÉP CHO BẢN ĐÁY KÍ HIỆU m9i (k9i) P kG M kGm/m ho cm A a Fa (cm2) thép chọn Fa chọn (cm2) m% MI 0.0459 53104.59 2437.50 13 0.111 0.118 8.66 F10a90 8.7 0.67% M1 0.0206 53104.59 1093.95 13 0.050 0.051 3.75 F8a130 3.9 0.30% MII 0.0191 53104.59 1014.30 13 0.046 0.047 3.47 F8a130 3.9 0.30% M2 0.0086 53104.59 456.70 13 0.021 0.021 1.54 F6a130 2.2 0.17% TÍNH TOÁN DẦM ĐÁY . SƠ ĐỒ TRUYỀN TẢI TỪ BẢN ĐÁY LÊN DẦM ĐÁY Do các dầm được đổ liền khối với cột, độ cứng tại nút cột dầm khá lớn, nên ta xem liên kết 2 đầu dầm là 2 đầu ngàm, phản ánh đúng nhất điều kiện làm việc của hệ dầm đáy. TẢI TRỌNG Do sàn truyền vào: Dưới dạng tải phân bố hình thang và hình tam giác. q*=2298.9 *= 4425.4 kG/m Do trọng lượng bản thân dầm q1=1.1*2500*0.3*0.5=412.5 kG/m ( dầm 300x500) q2=1.1*2500*0.3*0.7=577.5 kG/m ( dầm 300x700) Do trọng lượng thành bể:(đối với các dầm bao) qthành=1.1*2000*(1.5-0.5)*0.2=440 kG/m. TÍNH TOÁN CỐT THÉP TÍNH DD1 SƠ ĐỒ TẢI TRỌNG DD1 BIỂU ĐỒ MOMENT DD1 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT DD1 Nội lực dầm DD1: Mgối =24.43799 Tm Mnhịp=13.63682 Tm Qmax =20.0585 T Tính cốt thép dọc: Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối: Mmin= -24.43799 Tm. Lấy a=6 cm, => ho=44 cm. => A===0.324 a=1-=1-=0.406 Fa===24.891 cm2 Chọn 5F25 có Fa =24.545 cm2 (D Fa= -1.3%) => m===1.82 % => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho: ho = 50-{(2.5+1.25)*14.727+(2.5*2+2.5+1.25)*9.818}/24.545 ho=44.25 > ho=44 cm.(an toàn). Cốt thép chịu monet dương ở nhịp: Mmax= 13.63682 Tm. Lấy a=6 cm, => ho=44 cm. => A===0.18 a=1-=1-=0.201 Fa===12.294 cm2 Chọn 2F25 + F20 có Fa =12.96 cm2 => m===0.98% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 50-(2.5+)=46.25 > ho=44 cm.(an toàn). Khoảng cách giữa các thanh: a= - 2 = 8 > 2.5 cm. (đạt) Tính cốt thép ngang: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*30*44=60060 (kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*30*44=7920 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac 300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=20058.5 kG < ko*Rn*b*ho=60060 kG không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=20058.5 kG> k1*Rk*b*ho=7920 kG bê tông không đủ khả năng chịu cắt mà phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800 kG/cm2 Tính bước đai: Ta có: hđ=500 mm, => ucthđ/3=167 mm, và u200 mm.=> chọn u= uct=150 mm qđ===67.92 (KG) Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông là: Qđ=2.8* ho*=2.8*44* = 21297.85 (KG) Qmax=20085.5 kG< Qđ=21297.85 (kG) cốt đai đã chọn thỏa mãn điều kiện chịu cắt. Cốt đai đặt dày 2 đầu trong khoảng lnhip/4, =>đặt F6a150. Ở giữa đặt thưa hơn theo bước đai cấu tạo như sau: u*hd=375 mm, và u300 mm => đặt bước đai F6a300. TÍNH DD2 SƠ ĐỒ TẢI TRỌNG DD2 BIỂU ĐỒ MOMENT DD2 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT DD2 Nội lực dầm DD1: Mgối =14.66 Tm Mnhịp=8.04 Tm Qmax =12.69 T Tính cốt thép dọc: Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối: Mmin= -14.66 Tm. Lấy a=5 cm, => ho=45 cm. => A===0.186 a=1-=1-=0.208 Fa===13.04 cm2 Chọn 2F25+F20 có Fa =12.96 cm2 => m=== 0.96 % => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho: ho = 50-(2.5+1.25) ho=46.25 > ho=45 cm.(an toàn). Cốt thép chịu monet dương ở nhịp: Mmax= 8.04 Tm. Lấy a=5 cm, => ho=45 cm. => A===0.102 a=1-=1-=0.108 Fa===6.77 cm2 Chọn 2F25 có Fa =9.818 cm2 => m===0.72% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho = 50-(2.5+)=46.25 > ho=44 cm.(an toàn). Tính cốt thép ngang: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*30*44=60060 (kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*30*44=7920 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac 300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=12.69 kG < ko*Rn*b*ho=60060 kG không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=12.69 kG> k1*Rk*b*ho=7920 kG bê tông không đủ khả năng chịu cắt mà phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800 kG/cm2 Tính bước đai: Ta có: hđ=500 mm, => ucthđ/3=167 mm, và u200 mm.=> chọn u= uct=150 mm qđ===67.92 (KG) Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông là: Qđ=2.8* ho*=2.8*44* = 21297.85 (KG) Qmax=12.69 kG< Qđ=21297.85 (kG) cốt đai đã chọn thỏa mãn điều kiện chịu cắt. Cốt đai đặt dày 2 đầu trong khoảng lnhip/4, =>đặt F6a150. Ở giữa đặt thưa hơn theo bước đai cấu tạo như sau: u*hd=375 mm, và u300 mm => đặt bước đai F6a300. TÍNH DD3 Nội lực dầm DD3: Mgối =37.52735 Tm Mnhịp=27.3919 Tm Qmax =23.695 T SƠ ĐỒ TẢI TRỌNG DD3 BIỂU ĐỒ MOMENT DD3 BIỂU ĐỒ LỰC CẮT DD3 Tính cốt thép dọc: Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối: Mmin= -37.52735 Tm. Lấy a=6 cm, => ho=64 cm. => A===0.235 a=1-=1-=0.272 Fa===24.236cm2 Chọn 5F25 có Fa =24.545 cm2 => m===1.82 % => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại ho: ho = 70-{(2.5+1.25)*14.727+(2.5*2+2.5+1.25)*9.818}/24.545 ho=64.25 > ho=64 cm.(an toàn). Cốt thép chịu monet dương ở nhịp: Mmax= 27.3919 Tm. Lấy a=6 cm, => ho=64 cm. => A===0.171 a=1-=1-=0.189 Fa===16.885 cm2 Chọn 1F25 + 4F20 có Fa =16.885 cm2 => m===0.91% => thỏa mãn : mmin <m<mmax =ao*=0.58*=2.7% Tính lại: ho=70-[(2.5+)*11.193+(2.5*2+2.5+1)*6.284]/16.885] ho=64.25 > ho=44 cm.(an toàn). Tính cốt thép ngang: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*30*64=87360 (kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*30*64=11520 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac 300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=23695 kG < ko*Rn*b*ho=87360 kG không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=23695kG> k1*Rk*b*ho=11520 kG bê tông không đủ khả năng chịu cắt mà phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800 kG/cm2 Tính bước đai: Ta có: hđ=700 mm, => ucthđ/3=233 mm, và u200 mm.=> chọn u= uct=200 mm qđ===50.94 (KG) Khả năng chịu cắt của cốt đai và bê tông là: Qđ=2.8* ho*=2.8*64* = 32356 (KG) Qmax=23695kG< Qđ=32356 (kG) cốt đai đã chọn thỏa mãn điều kiện chịu cắt. Cốt đai đặt dày 2 đầu trong khoảng lnhip/4, =>đặt F6a200 Ở giữa đặt thưa hơn theo bước đai cấu tạo như sau: u*hd=525 mm, và u300 mm TÍNH BẢN THÀNH SƠ ĐỒ TÍNH Xét tỉ số: == 5.13 >2 bản dầm (làm việc một phương) ,cắt dải bản bề rộng b=1m để tính Các trường hợp tác dụng của tải trọng lên thành hồ : Hồ đầy nước , không có gió . Hồ đầy nước có gió đẩy . Hồ đầy nước, có gió hút . Hồ không có nước , có gió đẩy (hút) . Tải trọng gió nhỏ hơn nhiều so với áp lực của nước lên thành hồ, ta thấy trường hợp nguy hiểm nhất cho thành hồ là : Hồ đầy nước + gió hút . Sơ đồ tính:Xem bản thành là liên kết ngàm với dầm đáy và hai bản thành thẳng góc với nó,nhưng ở trên thì chọn là khớp (tựa đơn khi đổ toàn khối), chịu tải phân bố tam giác ,để thiên về an toàn Moment ở gối ô bản : Moment ở nhip ô bản : TẢI TRỌNG VÀ TÁC DỤNG Bỏ qua trọng lượng của bản thân của bản thành để xem bản thành là cấu kiện chịu uốn.(hồ nước đặt ở độ cao 35.7 m tính từ mặt đất) Tải tác dụng nguy hiểm nhất là :NƯỚC ĐẨY + GIÓ HÚT Do áp lực nước Pn=n*g*h = 1.1*1000*1.5 = 1650 (KG/m2) Do tải trọng gió :Theo TCQP- TCVN – 2737 – 1995 thì công trình<40m không cần tính gió động, chỉ tính gió tĩnh. Wgió= Wo*n*B*K*C Công trình thuộc vùng IIA(ít gió bảo) => Wo = 95 KG/m2 K phụ thuộc vào địa hình và độ cao Z Với Z=35.7 m tra bảng phụ lục 9 (sách bê tông tập 3)=>k=1.4 B=1 bề rộng đón gió ( cắt 1m để tính ) n=1.3 hệ số vượt tải c= -0.6 hệ số khí động ( gió hút) => Wgió = 95*1.3*1*1.4*0.6 = 103.74 KG/m2. TÍNH NỘI LỰC Với bản thành 1 : => bản dầm cắt bản theo phương cạnh ngắn b=1m để tính, tra bảng được nội lực như sau (tính gần đúng): Do gió : Moment ở gối ô bản : == -29.17 KGm Moment ở nhip ô bản: ==16.4KGm Do nước dạng tải tam giác : Moment ở gối : Mg=== - 247.5 KGm Moment ở nhịp : Mnhịp=== 110.5 KGm Tổng nội lực tính toán : Mg= - 247.5 - 29.17= - 276.67 KGm Mnh= 110.5 + 16.4= 126.9 KGm TÍNH CỐT THÉP Do momen ở gối lớn nên ta dùng momen ở gối để tính cốt thép cho thành bể, dự kiến đặt hai lớp cốt thép chịu lực cả Mnh(thiên về an toàn) để dễ thi công và chọn Mg theo chiều ngược lại khi không có nước. Chọn a = 2 => ho= 14 cm Dùng bê tông mac 300 , Rb =130 KG/cm2 Dùng thép AI, Ra = 2300 KG/cm2 BẢNG KẾT QUẢ CỐT THÉP CHO BẢN THÀNH M (kGm/m) ho (cm) A a Fa(cm2) thép chọn Fa chọn (cm2) m% 276.67 14 0.011 0.011 0.86 Φ6 a 200 1.42 0.101% Bố trí thép xem bản vẽ. Chú ý : thép bản thành bố trí đối xứng để tránh thi công sai. TÍNH CỐT THÉP CHỊU KÉO TRONG BẢN THÀNH Khi bể nước chứa đầy nước, thành bể sẽ chịu tác dụng của áp lực nước tác dụng lên thành. Do đó ta cần tính thêm cốt thép chịu kéo trong bản thành, để đảm bảo cho cấu kiện lam việc ổn định trong quá trình làm việc. Áp lực nước tác dụng lên bản thành, xét trong khoảng 20cm, noi co áp lực nước lớn nhất. Phản kéo trong bản thành sẽ chịu dưới tác dụng của áp lực nước; N====770 kG Vậy chọn Φ6a200 bố trí cho bản thành chịu lực kéo do áp lực nước. KIỂM TRA NỨT CHO BỂ NƯỚC KIỂM TRA NỨT BẢN ĐÁY Theo TCVN 5574-1991 Cấp chống nứt cấp 3, agh=0.25 mm Khi tính với tải trọng dài hạn giảm di 0.05 mm nên agh=0.2 mm. Kiểm tra nứt theo điều kiện: an<agh. Với an=K*C*h**(70-20*p)* K: hệ số phụ thuộc loại cấu kiện, cấu kiện uốn K=1. C: hệ số kể đến tác động của tải trọng, C=1.1 h: phụ thuộc tính chất bề mặt của cốt thép, thép thanh tròn trơn h=1.3, thép gân h=1 Ea= 2.1*106 (KG/cm2) P= 100m d: đường kính cốt thép chịu lực. σa= Mtc=Mtt*= Mtt*=0.9* Mtt Z1=g*ho là khoảng cách từ trọng tâm cốt thép Fa đến diểm đặt hợp lực vùng nén tại tiết diện có khe nứt. Tính toán với tiết diện b*h=100*15 cm và a=a’=1.5 cm. Công thức thu gọn: an=* σa(70-20*p)* Tính toán chi tiết: chọn ô bản đáy (3.85x6) để tính toán. vị trí Mtc(KG.m) A g Z1(cm) Fa sa 100m d an phương ngắn gối 2194 0.100 0.95 12.35 7.75 2293.44 0.596 10 0.195 nhịp 985 0.045 0.977 12.7 3.37 2300.13 0.259 8 0.203 phương dài gối 913 0.042 0.98 12.74 3.12 2297.12 0.240 8 0.204 nhịp 412 0.019 0.99 12.87 1.39 2301.24 0.107 6 0.194 Ta thấy an<agh nên đáy hồ thỏa mãn điều kiện về khe nứt. KIỂM TRA NỨT Ở BẢN THÀNH Áp dụng các tiêu chuẩn và công thức tính toán như khi kiểm tra bản đáy, ta có kết quả sau: Mtc(KG.m) A g Z1(cm) Fa sa 100m d an 249 0.011 0.995 12.94 0.84 2298.38 0.064 6 0.196 Ta thấy an<agh nên đáy hồ thỏa mãn điều kiện về khe nứt. KIỂM TRA ĐỘ VÕNG CHO DẦM ĐÁY Độ võng cho phép của dầm: [f]=*l Với dầm đáy 3: [f]=*770=3.08 cm. Với dầm đáy 2: [f]=*600=2.4 cm. Độ võng lớn nhất được xác định theo mô hình sap: Với dầm đáy 3: 1.3 cm. Với dầm đáy 2: 0.2 cm. Vậy thỏa mãn điều kiện về độ võng. KIỂM TRA ĐỘ VÕNG CHO BẢN ĐÁY Chọn ô bản đáy có kích thước: l1=3.85m, l2 =6 m. gtt=gs+ps =2298.9 KG/m2 Đối với sàn 4 cạnh: hệ số phụ lục 17 (sách bê tông cố thép 3) phụ thuộc vào: =1.55 => a=0.00229 gtt=gs+ps =2298.9 KG/m2 a = 6 m. Eb=2.9*106 (T/m2) H= 15 (cm) m=0.2 D===7.76 *107 =>w=a*q*=0.00229*2298.9*10-4*=0.88 cm Độ võng cho phép: =* L2=*600 = 3cm Vậy thoả mãn điều kiện võng CHƯƠNG 4 TÍNH TOÁN CẦU THANG KIẾN TRÚC Công trình có kích thước lớn, không gian rộng, do đó cần bố trí nhiều cầu thang để dể lưu thông. Công trình có 2 loại cầu thang chính sau: Cầu thang số 1: gồm 2 thang máy bố trí ở giữa công trình, dùng để di lại từ tầng 1 lên tầng 8.(thang máy không đi xuống đến tầng hầm). Cầu thang số 2: gồm 2 cầu thang bộ được bố trí cạnh thang máy (trong đó có 1 dùng để thoát hiểm) đi từ tầng hầm lên đến tầng thượng, dùng để đi lại và thoát hiểm khi có sự cố. CẤU TẠO CẦU THANG CẤU TẠO CẦU THANG CÁC TẦNG Chiều cao các tầng là 3.4 m, sử dụng cầu thang 2 vế. Một vế thang gầm 9 bậc thang, mỗi bậc có kích thước l*b*h=1400*250*170 (mm), được xây bằng gạch thẻ. Sử dụng kết cấu dạng bản chịu lực ( không dầm limon). Khi tính toán cắt 1 dải bản rộng 1 m để tính. Chọn sơ bộ bản thang là hb=12 cm. VẬT LIỆU SỬ DỤNG Bê tông mác 300: Rn=130 kG/cm2, Rk=10 kG/cm2. Thép bản thang cốt thép nhóm AI: Ra=2300 kG/cm2. TẢI TRỌNG BẢN THANG Tĩnh tải: Trọng lượng bản thân của 1 bâc thang Gb gồm gạch lát, vữa xây, gạch xây. =>Gb=glớp gạch ceramic + gvữa + g gạch xây glớp gạch ceramic=0.01*2000*1.1*(0.25+0.17)*1.4= 10.936 kG gvữa=0.02*1800*1.2*(0.25+0.17)*1.4=25.402 kG g gạch xây=*0.25*0.17*1.4*1800*1.1=58.905 kG Gb=95.243 kG. Qui tải đứng phân bố trên bản thang: gtt===225 kG/m2 Trọng lượng bản thân của bản thang: STT Vật liệu chiều dày (m) g(KG/m3) n tỉnh tải tính toángtt(KG/m2) 1 lớp gạch ceramic 0.01 2000 1.1 225 2 lớp vữa lót 0.02 1800 1.2 3 gạch thẻ 1800 1.1 4 bản BTCT 0.12 2500 1.1 330 5 vữa trát 0.015 1800 1.1 32.4 6 tay vịn 1.1 55 Tổng cộng 642.4 Hoạt tải (theo TCVN 2337-1995): ptt=1.2*300=360 KG/m2. Qui tải về phân bố trên bản thang ptt=360*=297.7 KG/m2 Tổng tải trọng tác dụng: =642.4+297.7=940.1 KG/m2 Tổng tải trọng tác dụng lên 1m bản thang:q2=940.1 KG/m. CHIẾU NGHỈ Tĩnh tải: được xác định theo bảng sau: STT Vật liệu Chiều dày (m) g(KG/m3) n Tỉnh tải tính toángtt(KG/m2) 1 Lớp gạch ceramic 0.01 2000 1.1 65.2 2 Lớp vữa lót 0.02 1800 1.2 3 Bản BTCT 0.12 2500 1.1 330 4 Vữa trát 0.015 1800 1.1 32.4 5 Tay vịn 1.1 55 Tổng cộng 482.6 Hoạt tải (theo TCVN 2337-1995): ptt=1.2*300=360 KG/m2. Qui tải về phân bố trên bản thang Tổng tải trọng tác dụng: =482.6+360=842.6 KG/m2 Tổng tải trọng tác dụng lên 1m bản thang:q1=842.6 KG/m. CẤU TẠO CÁC LỚP CỦA CẦU THANG THIẾT KẾ THANG Dùng một bản liên tục, không bố trí dầm thang hay dầm sàn ở đầu các chiếu nghỉ. Chọn chiều dày bản thang là 12 cm. SƠ ĐỒ TẢI TRỌNG LÊN BẢN THANG BIỂU ĐỒ MOMENT BIỂU ĐỒ LỰC CẮT Ghi chú: trong phần biểu hiện kết quả, trong Sap200 đã làm tròn các giá trị. Nhưng trong quá trình tính toán em đã lấy chính xác kết quả nội lực. TÍNH CỐT THÉP CHO BẢN THANG Vì trong công trình này hai vế cầu thang giống nhau nên nội lực tính toán cũng giống nhau nên ta tính cho 1 vế rồi lấy kết quả tính thép bố trí cho vế còn lại. Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối (ngàm ở bản chiếu đi). Lấy 70% giá trị moment tại giá trị này để tính toán, do tiến hành hiệu chỉnh 30% xuống moment nhịp. M= -1.886634*0.7 Tm = -132064.38 (KGcm) Rn=130 (KG/cm2); Ra=2300 (KG/cm2) H = 12 cm; chọn a = 2 cm => ho=10 cm. A===0.102 a=1-=1-=0.108 Fa===6.11 cm2 Chọn F10a125 có Fa =6.3 cm2. m===0.63% Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối (ngàm ở bản chiếu tới) Lấy 70% giá trị moment tại giá trị này để tính toán, do tiến hành hiểu chỉnh 30% xuống moment nhịp. M= -3.233763*0.7 Tm = -226363.41 (KGcm) Rn=130 (KG/cm2); Ra=2300 (KG/cm2) H = 12 cm; chọn a = 2 cm => ho=10 cm. A===0.174 a=1-=1-=0.1925 Fa===10.88 cm2 Chọn F12a90 có Fa =11.31 cm2. => m===1.13% Cốt thép chịu moment dương ở nhịp bản thang: (bản xiên) M= -127038.6*0.7 (KGcm) Rn=130 (KG/cm2); Ra=2300 (KG/cm2) H = 12 cm; chọn a = 2 cm => ho=10 cm. A===0.097 a=1-=1-=0.1022 Fa===5.776 cm2 Chọn F10a125 có Fa =6.3 cm2. => m===0.63 %. Cốt thép chịu moment dương ở vị trí gãy khúc:(giao giữa bản xiên và bản chiếu nghỉ) Lấy 30% giá trị moment tại vị trí ngàm ở bản chiếu nghỉ cộng với moment lớn nhất tại vị trí gãy khúc để tính toán. M= 0.3*3.233763 + 0.609779 = 157990.8 (KGcm) Rn=130 (KG/cm2); Ra=2300 (KG/cm2) H = 12 cm; chọn a = 2 cm => ho=10 cm. A===0.1215 a=1-=1-=0.13 Fa=== 7.35 cm2 Chọn F10a100 có Fa =7.9 cm2. => m===0.79 %. Phương án đã chọn có các ưu và khuyết điểm sau: Ưu điểm: Liên kết tốt với dầm. Thích hợp với việc đổ bê tông cùng một lúc. Mang tính mỹ quan cao vì không cần dầm. Thuận tiện cho việc thi công. Tốn ít bê tông hơn các phương án khác. Khuyết điểm: Tốn nhiều thép hơn các phương án khác. TÍNH TOÁN DẦM CẤY TẢI TRỌNG Trọng lượng bản thân dầm: (200x400) gd=b*h*n*g=0.2*0.4*1.1*2500=220 (KG/m) Trọng lượng bản thân tường: gt=b*h*n*g=0.2*1.7*1.1*1800=673.2 (KG/m) Do bản thang truyền vào: R=4.43 (T/m) => qtt=0.22+0.6732+4.43=5.33 (T/m) TÍNH CỐT THÉP BIỂU ĐỒ MOMENT BIỂU ĐỒ LỰC CẮT Cốt thép chịu moment âm ở vị trí gối. Lấy 80% giá trị moment nhịp để tính toán. M= 6.22*0.8 Tm =4.976 (KGcm) Rn=130 (KG/cm2); Ra=2800 (KG/cm2) h = 40 cm; chọn a = 3.5 cm => ho=36.5 cm. A===0.144 a=1-=1-=0.156 Fa===5.28 cm2 Chọn 2F20 có Fa =6.284 cm2. m===0.63% Cốt thép chịu moment dương cũng bố trí 2F20. Tính cốt đai: Ta có: ko*Rn*b*ho=0.35*130*20*36.5=33215(kG) k1*Rk*b*ho=0.6*10*20*36.5=4380 (kG) với ko=0.35 vì bê tông mac 300, k1=0.6 vì tính cho dầm. Qmax=8.3 T < ko*Rn*b*ho=23.660 T Không cần tăng tiết diện và mác bê tông Qmax=8.3 T> k1*Rk*b*ho=3.120 T Bê tông không đủ khả năng chịu cắt mà phải tính cốt đai Chọn đai F6 có fđ=0.283 cm2, chọn đai 2 nhánh n=2, Rađ=1800(kG/cm2) Đặt bước đai F6a200 KIỂM TRA ĐỘ VÕNG PHƯƠNG ÁN THANG ĐÃ CHỌN Cắt 1 dãy bản thang rộng 1m, xem như dẩm dơn giản ngàm 2 đầu có nhịp 4.8 m. Độ võng cho phép: f=*lnhịp=0.004*4.8 = 1.92 cm Dùng phần mềm sap200 kiểm tra độ võng thực tế, ta có kết quả sau: Độ võng nhiều nhất tại 2 vị trí: vị trí giao giữa bản chiếu đi với bản xiên là 0.193 cm; vị trí giao giữa chiếu ngỉ và bản xiên là 0.1808 cm. => vậy phương án đã chọn thỏa mãn về điều kiện độ võng. CHƯƠNG 5 TÍNH SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH MẶT BẰNG HỆ DẦM SÀN TẦNG ĐIỂN HÌNH MẶT BẰNG BỐ TRÍ HỆ DẦM SÀN CHIỀU DÀY SÀN-VẬT LIỆU Chiều dày sàn: gồm 2 loại 12cm._.2.5 cm. A===0.0137 a=1-=0.0137 Fa== 0.874 cm2. Fa=0.874 < 6.284 (2F20). KIỂM TRA CÂU LẮP CỌC Vị trí đặt móc cẩu: 0.29*L Ta có M= M==1.53 (T.m) Tính thép: Chọn bề dày lớp bê tông bảo vệ là 2.5 cm. A===0.0285 a=1-=0.0289 Fa== 1.84 cm2. Fa=1.84 cm2< 6.284 cm2 (2F20). KIỂM TRA LỰC CẨU, MÓC CẨU Chọn thép móc cấu là AII, F14, có Fa=1.54 cm2. Kiểm tra khả năng chịu lực của móc cẩu: Khả năng chịu lực kéo của móc cẩu: Nk=Ra*Fa=2800*1.54=4312 KG = 4,31 T. Tải trọng tác dụng vào móc cẩu: N=== 1.84 T. N< Nk. móc cẩu đủ khả năng chịu lực. THIẾT KẾ PHƯƠNG ÁN MÓNG CỌC KHOAN NHỒI ( MÓNG A4) TẢI TRỌNG TÍNH TOÁN Tải trọng tính toán được sử dụng để tính toán nền móng theo trạng thái giới hạn thứ nhất. Dựa vào việc tổ hợp nội lực ta tìm được 3 cặp nội lực nguy hiểm để tính móng. Tổ hợp 1: |Mx|max=24.055Tm. Ntư=236.535T Tổ hợp 2: |Mx|min=-25.72Tm Ntư=366.6T Tổ hợp 3: |Mtư|=23.069Tm Nmax=385.47T Chọn tổ hợp 3 để tính móng. Tính thêm tải trọng do tầng hầm truyền xuống móng: Chọn sàn hầm có chiều dày hs= 25 cm. Tĩnh tải trên sàn: gtt=0.73 T/m2. Hoạt tải trên sàn: ptt=1.2*0.5=0.6 T/m2. Diện tích chịu tải: 3*3+3.85*6=32.1 m2. Lực dọc trong cột tăng thêm: Ntăng=32.1*(0.73+0.6)=42.7 T. Ntt=385.47+42.7= 428.17 T. 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 đã tính được từ sap2000 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 trong tính toán chia hệ số vượt tải trung bình. Motc=20.06 Tm Notc=335.2 T Qtc=9.95 T CẤU TẠO CỌC VẬT LIỆU LÀM CỌC Bê tông mác 300, Rn = 130 (KG/cm2); Rk = 10 kG/cm2. Cốt thép chịu lực nhóm AII có Ra=2800 (KG/cm2) Cốt đai nhóm AI có Ra=2300 (KG/cm2). TIẾT DIỆN CỌC Cọc chịu tải trọng ngang, hàm lượng cốt thép m(0,4 – 0,65)%. Để chọn được đường kính cọc và chiều sâu hạ cọc thích hợp nhất cho điều kiện địa chất và tải trọng của công trình, cần phải đưa ra phương án kích thước khác nhau để so sánh lựa chọn. Tuy nhiên trong khuôn khổ thời gian của đồ án náy ta chọn tính cọc có đường kính D=0.8 m, phù hợp với khả năng thi công cọc khoan nhồi ở nước ta hiện nay. Cốt thép dọc chịu lực giả thiết gồm: 14Æ20 có Fa = 44cm2, m = 0,875%. CẤU TẠO CỌC Cấu tạo 1 cọc khoan nhồi (d=0.8m) em xin trình bày trong bảng vẽ. SƠ BỘ CHIỀU SÂU ĐÁY ĐÀI VÀ KÍCH THƯỚC Thiết kế mặt đài trùng mép trên kết cấu sàn tầng hầm (trùng cốt-1.0 m qui ước). Chọn chiều cao đài móng là hđ=1,5m. Chiều sâu mặt đáy đài tính từ cốt đất tự nhiên là -2.5 m. Chân cọc cắm sâu vào lớp cát thô lẩn cuội sỏi (lớp đất 6) đoạn 2.0m. Chất lượng bê tông cọc nhồi phần đầu cọc thường kém do đó đập vỡ bê tông đầu cọc cho chừa cốt thép ra một đoạn 80cm và ngàm vào đài. Phần cọc ngàm vào đài20 (cm) Tổng chiều dài cọc là (0.8+0.2+28)=29 (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. Qmax=11.45 T. chọn sơ bộ chiều rộng móng B=3 m. hmhmin=0.7*tg(450 - )* 2.50.7*0.649*1.884 = 0.856 m. Vậy hm thõa mãn điều kiện cân bằng áp lực ngang. TÍNH TOÁN SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC KHOAN NHỒI. THEO VẬT LIỆU LÀM CỌC Do cọc nhồi được thi công đổ tại chỗ vào các hố khoan sẵn sau khi đã đặt lượng cốt thép cần thiết vào hố khoan. Việc kiểm soát 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. Sức chịu tải của cọc theo vật liệu làm cọc được xác định theo công thức: Pv=Ru*Fb+Ran*Fa. Trong đó: Ru= nhưng không lớn hơn 60 Kg/cm2 trong trường hợp cọc đổ bê tông dưới nước hoặc trong dung dịch sét. Với R: mác thiết kế của bê tông: R=300 kG/cm2. Ru=66.67 kG/cm2> 60kG/cm2. Ru=60 kG/cm2=600 T/m2. Fb=p*=p*=0.503 cm2. Ran= nhưng không lớn hơn 2200 kG/cm2. Rc: giới hạn chảy của cốt thép. Ran=2000 kG/cm2 < 2200 kG/cm2. Fa= 44 cm2. => Pvl=600*0.503+2*44=389.8 T. THEO ĐẤT NỀN Sử dụng số liệu xuyên tiêu chuẩn SPT để tính toán sức chịu tải giới hạn của cọc theo công thức của nhật cho trong TCXD 205:1998 Sức chịu tải cho phép của cọc: PSPT=*(a*Nc*Ap+(0.2*Ns*Ls+ C*Lc)*p*d) Trong đó: Na: chỉ số SPT của đất dưới mũi cọc, mũi cọc nằm trong lớp cát thô lẫn ít cuội sỏi có N=72. Ns: chỉ số lớp cát bên thân cọc, do bên thân cọc có lớp cát pha 4(N4=17), lớp cát hạt nhỏ và trung 5 (N5=58), lớp cát thô ít cuội sỏi 6 (N6=72). Ls: chiều dài đoạn cọc nằm trong đất cát, cọc xuyên qua lớp cát.(L4=7.6 m) ;(L5=9.6 m) ;(L6=2 m). Lc: chiều dài đoạn cọc nằm trong đất sét, cọc xuyên qua các lớp sét.(L2=2.5 m) ;(L3=4.8 m) Ap=0.503 cm2,tiết diện mũi cọc. a: hệ số phụ thuộc vào phương pháp thi công cọc, a=15 cho cọc khoan nhồi. C: lực dính không thoát nước của đất theo SPT. C2=0.7143*N2=0.7143*20=14.28 (T/m2) C3=0.7143*N3=0.7143*10=7.14 (T/m2) Vậy: PSPT=379.86 (T) THEO CHỈ TIÊU CƠ LÝ CỦA ĐẤT NỀN Pd=m*(mr*R*F+u*) m=1 mR=1 R: cường độ tính toán của đất ở mũi cọc. R=0.75*b*(g’I*d*Ak0 + a*gI*L*Bk0) (công thức trong TCXD 205:1998) Đất ở mũi cọc có:j=35020’; g’I=1.0764 T/m3. gI= gI =1.128 T/m3 Tra bảng 5-7 sách thầy Nguyễn Văn Quảng ta có: a=0.707; b=0.238; Ak0=77.42; Bk0=139.67 R=618.3 T/m2. F=0.503 diện tích ngang mũi cọc Sức chịu tải cực hạn cực hạn do mũi cọc. mR*R*F=1*618.3*0.503=311 T. Tính sức chịu tải cực hạn do ma sát thành cọc. mfi: hệ số điều kiện làm việc của đất bên hông cọc. fi: khả năng bám trượt của đất xung quanh cọc. Để chính xác, chia các lớp đất thành các lớp đất thành phần có chiều dày 2m. BẢNG TÍNH SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC DO MA SÁT lớp đất zi (m) mfi fi (T/m2 ) li (m) mfi*fi*li (T/m) 1 2.85 0.6 3.5 0.7 1.47 2 4.2 0.6 4.144 2 4.9728 3 5.85 0.6 4.287 1.3 3.34386 4 7.5 0.6 1.373 2 1.6476 5 9.5 0.6 1.387 2 1.6644 6 10.9 0.6 1.377 0.8 0.66096 7 12.3 0.6 4.41882 2 5.302584 8 14.3 0.6 4.60562 2 5.526744 9 16.3 0.6 4.78384 2 5.740608 10 18.1 0.6 4.94 1.6 4.7424 11 19.9 0.6 7.85 2 9.42 12 21.9 0.6 8.03 2 9.636 13 23.9 0.6 8.42 2 10.104 14 25.9 0.6 8.7 2 10.44 15 27.7 0.6 8.95 1.6 8.592 16 29.5 0.6 9.23 2 11.076 TỔNG 94.34 Chu vi cọc: u=2*p*R=2*p*0.4=2.51 m. Sức chịu tải cực hạn do ma sát thành cọc: u*=2.51*94.34=236.79 T Sức chịu tải tiêu chuẩn của của cọc theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền: Pdtc=311+236.79=547.79 T Sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền dùng để tính toán: Pd===391.28 T. Dựa vào kết quả tính sức chịu tải của nền theo điều kiện độ bền vật liệu làm cọc Pv, theo kết quả xuyên tiêu chuẩn SPT và theo chỉ tiêu cơ lý của nền đất ta có: Pv= 389.8 T > PSPT=379.86 T và Pd=391.28 T. Vậy chọn PSPT=379.86 T, lấy tròn PSPT=378 T để tính cọc. XÁC ĐỊNH SỐ LƯỢNG CỌC Ta có áp lực tính toán do phản lực đầy cọc tác dụng lên đáy đài: Ptt===61.02 T Diện tích sơ bộ của đáy đài: Fsb===7.71 (m2) Trong đó: Nott: lực dọc tính toán xác định tải đỉnh đài. h: chiều sâu đặt đáy đài kể từ cốt thiên nhiên. n: hệ số vượt tải gtb: trọng lượng riêng trung bình của đài và đất trên đài Trọng lượng tính toán sơ bộ của đài và đất trên đài. Nsbtt=n*Fsb*h*gtb=1.1*7.71*2.5*2 = 42.405 T. Số lượng cọc sơ bộ: nc=b*=1.3*=1.6 cọc Chọn 2 cọc để bố trí móng. Khoảng cách giữa các tim cọc 3d=240 cm. Khoảng cách từ tim cọc đến đáy đài 0.7d=56 cm, lấy bằng 60 cm. mặt bằng bố trí cọc cho móng như hình vẽ sau: KIỂM TRA LỰC TÁC DỤNG LÊN CỌC Từ mặt bằng bố trí cọc ta có diện tích đáy đài thực tế: Ftt=3.6*2=7.2 (m2) Trọng lượng của đài và đất trên đài sau khi bố trí cọc: Ndtt=n*Fsb*h*gtb=1.1*7.2*2.5*2=39.6 T. Lực dọc tính toán xác định lên đỉnh đài: Ntt=Nott + Ndtt= 428.17 + 39.6 = 467.77 T Vì móng chịu tải trọng lệch tâm theo phương trục x, lực truyền xuống cọc xác định theo công thức sau: Pttmax,min= Trong đó: nc= 2 cọc. Mxtt: là moment tính toán tương ứng quanh trục x. Mxtt=Mtt + Qtt*hđ=23.069 + 11.45*1.5 = 40.244 Tm. hđ=1.5 m. ymax: khoảng cách từ tim cọc biên đến trục x. yi: khoảng cách từ trục cọc thứ i đến các trục đi qua trọng tâm diện tích tiết diện các cọc tại mặt phẳng đáy đài. Thay các kết quả vào ta có: Pttmax,min==233.88516.77 Pttmax=250.655 T Pttmin=217.115 T Trọng lượng tính toán của cọc: Pc=lc*p*r2*g*n=28*3.14*0.42*2.5*1.1=38.68 T. Kiểm tra lực tuyền xuống cọc: Pttmax+ Pc=250.655 + 38.68 = 287.335 T < Pd=378 T. thỏa mãn điều kiện lực truyền xuống cọc. Mặt khác Pttmin=217.115 T > 0, nên không cần tính toán kiểm tra theo điều kiện chống nhổ. KIỂM TRA THEO ĐIỀU KIỆN BIẾN DẠNG. ÁP LỰC TIÊU CHUẨN ĐÁY KHỐI MÓNG QUY ƯỚC Với quan niệm nhờ ma sát giữa mặt xung quanh cọc và đất bao quanh, tải trọng của móng được truyền trên diện rộng hơn, xuất phát tứ mép ngoài cọc tại đáy đài và nghiêng một góc a = jtb/4. Trong đó: jtb=j1*h1 + j2*h2+ …+jn*hn/(h1+h2+…+h3) jtb==25.30. Vậy a=25.30/4=6.30. Chiều dài đáy khối móng quy ước: L=3.2 + 2*28*tg6.30=6.2 (m) Chiều rộng đáy khối móng quy ước: B=0.8 + 2*28*tg6.30=3.8 (m) Chiều cao khối móng quy ước: Hm=28+2.5=30.5 m. Xác định trọng lượng của khối móng quy ước: Trọng lượng trong phạm vi đáy đài trở lên đến cốt thiên nhiên xác định theo công thức: N1tc=L*B*H*g=6.2*3.8*2.5*2=117.8 T. Trọng lượng lớp đất sét pha(lớp 2) từ cao trình đáy đài đến đáy lớp sét đó có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N2tc=(6.2*3.8-2*3.14*0.42)*2.5*2.15+ +(6.2*3.8-2*3.14*0.42)*1.5*1.15=160.176 T. Trọng lượng lớp đất sét pha(lớp 3) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N3tc=(6.2*3.8-2*3.14*0.42)*4.8*0.8842=95.74 T. Trọng lượng lớp cát(lớp 4) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N4tc=(6.2*3.8-2*3.14*0.42)*7.6*0.9962=170.8 (T). Trọng lượng lớp cát hạt vừa (lớp 5) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N5tc=(6.2*3.8-2*3.14*0.42)*9.6*1.013=219.4 (T). Trọng lượng lớp cát thô lẫn cuội sỏi (lớp 4) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N2tc=(6.2*3.8-2*3.14*0.42)*2*1.076=48.55 (T). Trọng lượng tiêu chuẩn của cọc trong phạm vi khối móng quy ước: Nctc=2*3.14*0.42*28*2.5=70.335 (T). Trọng lượng khối móng quy ước: Nqưtc =882.8 (T) Trị tiêu chuẩn lực dọc tác dụng lên đến đáy khối móng quy ước: Nztc=882.8 + 335.2 = 1218 (T). Moment tiêu chuẩn tương ứng trọng tâm đáy khối móng quy ước: Moment quanh trục x: Mxtc=Mxtc + Qtc(28+1.5)=20.06+9.95*29.5=313.585 (T) Độ lệch tâm: ex===0.257 (m) Áp lực tiêu chuẩn đáy khối móng quy ước: stcmax,min= stcmax,min= stcmax=72.67 (T/m2) stcmin=30.72 (T/m2) stctb=51.695 (T/m2) SỨC CHỊU TẢI CỦA ĐẤT NỀN Ở ĐÁY KHỐI MÓNG QUY ƯỚC Cường độ tính toán của đất ở đáy khối móng quy ước: RM=*(A*BM*gII + B*HM*g’II + D*CII) Trong đó: Ktc=1 vì các chỉ tiêu cơ lý của đất lấy theo số liệu thí nghiệm trực tiếp đối với đất. Tra bảng VI-2(sách nền móng nhà cao tầng) ta có: m1=1.4, m2=1 vì công trình không thuộc loại tuyệt đối cứng. Trị tính toán góc ma sát trong lớp cát thô lẫn cuội sỏi là jII=35020’, tra bảng VI-1sách nền móng nhà cao tầng) ta có: A=1.69, B=7.83, D=9.69. Trọng lượng riêng đất dưới đáy khối quy ước: g’II =gđn6=1.076 (T/m3) Trọng lượng riêng đất từ đáy khối móng quy ước trở lên: gII= gII =1.187(T/m3) Lực dính đơn vị dưới khối móng quy ước: CII=2 Kpa = 0.2 T/m2. RM=*(1.69*9.38*1.187 + 7.83*30.5*1.076 + 9.69*0.2) RM =388.8 (T/m2) Nhận thấy: stcmax=72.67 (T/m2) < 1.2*RM =466.57 (T/m2) stctb=51.695 (T/m2) < RM =388.8(T/m2) Vậy ta có thể tính toán độ lún của nền theo quan niệm nền biến dạng tuyến tính. Trường hợp này nền từ chân cọc trở xuống có chiều dày tương đối lớn, đáy của khối móng quy ước có diện tích bé nên ta dùng mô hình nền là bán không gian biến dạng tuyến tính và tính toán độ lún của nền theo phương pháp cộng lún từng lớp. TÍNH LÚN ỨNG SUẤT BẢN THÂN Tại cao trình mực nước ngầm: sbtz =5=5*2.15=10.75 (T/m2). Tại đáy lớp đất sét pha 2: sbtz =5+1.5=10.75 + 1.5*1.15=12.48 (T/m2). Tại đáy lớp đất sét pha 3: sbtz =5+1.5+4.8=12.48 + 4.8*0.8842=16.72 (T/m2). Tại đáy lớp đất cát pha 4: sbtz =5+1.5+4.8+7.6=16.72 + 7.6*0.9962=24.29 (T/m2). Tại đáy lớp đất cát hạt trung 5: sbtz =5+1.5+4.8+7.6+9.6=24.29 + 9.6*1.013=34.62 (T/m2). Tại đáy khối quy ước: sbt=34.62 + 2*1.076=36.772 (T/m2). ỨNG SUẤT GÂY LÚN Ở ĐÁY KHỐI MÓNG QUY ƯỚC sgl=stctb - sbt= 51.695– 36.772 = 14.923 (T/m2) ứng suất gây lún ở độ sâu Z dưới đáy khối móng quy ước: sglzi=4*Kgi*stc0 (T/m2). TÍNH ĐỘ LÚN Chia đất nền dưới đáy khối quy ước thành các lớp có chiều dày hi bằng nhau chọn hi=2 (m). Ta có bảng tính toán sau: điểm độ sâuz (m) L/B 2*z/BM Kg s glzi (T/m2) s bt (T/m2) 0 0 1.8 0 0.25 14.923 36.772 1 2 1.8 1.05 0.21 12.54 38.93 2 4 1.8 2.1 0.099 5.9 41.079 3 6 1.8 3.15 0.067 3.9 43.231 Tại điểm 2 ở độ sâu Z=4 m (tính từ đáy khối móng quy ước) có: sgl = 5.9 (T/m2) < 0.2* s btz=2=0.2*41.079 = 8.2 (T/m2) Chiều sâu cùng chịu nén tính toán là H=4m kề từ đáy khối móng quy ước. Độ lún của nền được xác định bởi công thức: S=**hi=*(14.923 + 12.54+5.9) = 0.014 (m) Vậy độ lún tuyện đối của móng dưới chân vách đảm bảo S < Sgh=8 cm. TÍNH TOÁN VÀ CẤU TẠO ĐÀI CỌC CHIỀU CAO ĐÀI VÀ ĐIỀU KIỆN CHỌC THỦNG Chiều cao đài chọn là 1.5 (m). Bê tông sử dụng mác 300. Lớp bê tông lót đáy đài, dày 100 (mm). Kiểm tra điều kiện đâm thủng: vẽ tháp đâm thủng thì đáy tháp nằm trùm ra ngoài các cọc. Như vậy đài không bị đâm thủng. TÍNH TOÁN MOMENT VÀ THÉP ĐẶT CHO ĐÀI CỌC Bảng giá trị áp lực các cọc: cọc yi Ptt 1 1.2 250.665 2 1.2 217.115 Tại vị trí hố móng này, ta đặt trọng tâm đài trùng với trọng tâm của cột. Moment tương ứng theo phương x: Mx= r1*(P1) = (1.2 – 0.4)*250.665 = 200.532 (Tm). Tính cốt thép: F = Chiều cao lớp bảo vệ cốt thép là a=5 cm. Chiều cao làm việc: h0=150- 20 -5 = 125 cm. Chọn thép AII có Ra=2800 kG/cm2 = 2.8 T/cm2. F==63.66 (cm2). Chọn 14F25 có Fa=68.726 (cm2), khoảng cách giữa 2 tim cốt thép là a=140 (mm), chiều dài mỗi thanh là 4700 (mm). THIẾT KẾ PHƯƠNG ÁN MÓNG CỌC ÉP (MÓNG A4) TẢI TRỌNG TÍNH TOÁN Tải trọng tính toán được sử dụng để tính toán nền móng theo tạng thái giới hạn thứ nhất. Dựa vào việc tổ hợp nội lực ta tìm được 3 cặp nội lực nguy hiểm để tính móng. Tổ hợp 1: |Mx|max=24.055Tm. Ntư=236.535T Tổ hợp 2: |Mx|min=-25.72Tm Ntư=366.6T Tổ hợp 3: |Mtư|=23.069Tm Nmax=385.47T Chọn tổ hợp 3 để tính móng. Tính thêm tải trọng do tầng hầm truyền xuống móng: Chọn sàn hầm có chiều dày hs= 25 cm. Tĩnh tải trên sàn: gtt=0.73 T/m2. Hoạt tải trên sàn: ptt=1.2*0.5=0.6 T/m2. Diện tích chịu tải: 3*3+3.85*6=32.1 m2. Lực dọc trong cột tăng thêm: Ntăng=32.1*(0.73+0.6)=42.7 T. Ntt=385.47+42.7= 428.17 T. 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 đã tính được từ sap2000 là tải trọng tính toán, muốn có tồ 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 tiếu chuẩn nhận được bằng cách lấy tổ hợp các tải trong tính toán chia hệ số vượt tải trung bình. Motc=20.06 Tm Notc=335.2 T Qtc=9.95 T CẤU TẠO CỌC VẬT LIỆU LÀM CỌC Bê tông mác 400, Rn = 170 (KG/cm2); Rk = 12 kG/cm2. Cốt thép chịu lực nhóm AII có Ra=2800 (KG/cm2) Cốt đai nhóm AI có Ra=2300 (KG/cm2). TIẾT DIỆN CỌC Chọn cọc có tiết diện 35x35 cm. Cốt thép chịu lực giả thuyết: 4F20 có Fa=12.568 cm2 CẤU TẠO CỌC Cấu tạo 1 cọc ép em xin trình bày trong phần bản vẽ. SƠ BỘ CHIỀU SÂU ĐÁY ĐÀI VÀ KÍCH THƯỚC Thiết kế mặt đài trùng mép trên kết cấu sàn tầng hầm (trùng cốt-1.0m qui ước). Chọn chiều cao đài móng là hđ=1,5m. Chiều sâu mặt đáy đài tính từ cốt đất tự nhiên là -2.5 m. Chân cọc cắm sâu vào lớp cát hạt nhỏ và trung (lớp đất 5) đoạn 3 m.. Ta đập vỡ bê tông đầu cọc cho chừa cốt thép ra một đoạn 80cm và ngàm vào đài. Phần cọc ngàm vào đài 20 (cm) Tổng chiều dài cọc là (0.4+0.2+19.4)=20 (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= 11.45 T, để kiểm tra điều kiện cân bằng áp lực ngang đáy đài theo công thức thực nghiệm sau. Chọn sơ bộ bề rộng đáy dài B=3 m. hmhmin=0.7*tg(450 - )* 2.50.7*0.649*1.88 = 0.85 m. Vậy hm thõa mãn điều kiện cân bằng áp lực ngang. TÍNH TOÁN SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC THEO VẬT LIỆU LÀM CỌC Sức chịu tải của cọc theo vật liệu làm cọc được xác định theo công thức: Pv=j*(Rn*Fb+Ra*Fa.) Trong đó: Rn: cường độ chịu nén của bê tông M400 Fb: diện tích mặt cắt ngang của cọc. Ra: cường độ tính toán của thép AII. Fa= 12.568 cm2. j: hệ số xét đến ảnh hưởng của uốn dọc phụ thuộc vào độ mảnh. Do cọc không xuyên qua lớp bùn sét nên lấy j=1. => Pvl=1*(170*35*35+2800*12.56)=234.42 T. THEO ĐẤT NỀN Sử dụng số liệu xuyên tiêu chuẩn SPT để tính toán sức chịu tải giới hạn của cọc theo công thức tính toán của Mayerhof cho trong TCXD 205:1998 Sức chịu tải cho phép của cọc: Qu=K1*N*Fc + K2*Ntb*Fs. Trong đó: N: chỉ số SPT trung bình khoảng 1d dưới mũi cọc và 4d trên mũi cọc. Fc:diện tích tiết diện mũi cọc. Ntb: chỉ số SPT trung bình dọc thân cọc trong phạm vi lớp đất rời. Ntb==28.6 Fs: diện tích mặt bên cọc trong lớp đất rời. K1=400, cho cọc đóng. K2= 2, cho cọc đóng. Qu=400*58*0.35*0.35+2*28.6*10.6*4*0.35=369.1 T. Hệ số an toàn áp dụng khi tính toán sức chịu tải của cọc theo xuyên tiêu chuẩn lấy bằng 3. => PSPT=123.03 T. THEO CHỈ TIÊU CƠ LÝ CỦA ĐẤT NỀN Pd=m*(mr*R*F+u*) m=1 hệ số điều kiện làm việc của cọc trong đất. mR:hệ số điều kiện làm việccủa đất dưới mũi cọc có kể đến ảnh hưởng của phương pháp hạ cọc. Do rung và ép cọc vào lớp cát trung nên mR=1.2 R: cường độ tính toán của đất ở mũi cọc. với đất cát vừa, độ sâu đặt mũi cọc 21.9 m, tra bảng ta có R=495.2 T/m2. F: diện tích ngang mũi cọc Sức chịu tải cực hạn cực hạn do mũi cọc. mR*R*F=1.2*495.2*0.1225=72.79 T. Tính sức chịu tải cực hạn do ma sát thành cọc. mfi: hệ số điều kiện làm việc của đất bên hông cọc. fi: khả năng bám trượt của đất xung quanh cọc. Để chính xác, chia các lớp đất thành các lớp đất thành phần có chiều dày 2m. BẢNG TÍNH SỨC CHỊU TẢI CỦA CỌC DO MA SÁT lớp đất zi (m) mfi fi (T/m2 ) li (m) mfi*fi*li (T/m) 1 2.85 1 3.5 0.7 2.45 2 4.2 1 4.144 2 8.288 3 5.85 1 4.287 1.3 5.5731 4 7.5 1 1.373 2 2.746 5 9.5 1 1.387 2 2.774 6 10.9 1 1.377 0.8 1.1016 7 12.3 1 4.41882 2 8.83764 8 14.3 1 4.60562 2 9.21124 9 16.3 1 4.78384 2 9.56768 10 18.1 1 4.94 1.6 7.904 11 19.9 1 7.85 2 15.7 12 20.9 1 8.03 1 8.03 TỔNG 82.18 Chu vi cọc: u=4*0.35=1.4 m Sức chịu tải cực hạn do ma sát thành cọc: u*=1.4*82.18 = 115.05 T Sức chịu tải tiêu chuẩn của của cọc theo chỉ tiêu cơ lý của đất nền: Pdtc = 123.03 + 115.05 = 238.08 T Sức chịu tải của cọc theo cường độ đất nền dùng để tính toán: Pd===170.06 T. Dựa vào kết quả tính sức chịu tải của nền theo điều kiện độ bền vật liệu làm cọc Pv, theo kết quả xuyên tiêu chuẩn SPT và theo chỉ tiêu cơ lý của nền đất ta có: Pv= 234.42 T > PSPT=123.03 T và Pd=170.06 T. Vậy chọn PSPT=123.03T để tính cọc. KIỂM TRA KHẢ NĂNG ÉP CỌC Lực ép cần thiết để ép: Pep=(1.52)*PSPT. Do phải ép qua lớp cát dày 7.6 m nên ta chọn Pep=1.9*PSPT Pep =1.9*123.03 = 233.78 T. Ta thấy Pep < Pvl=234.42 T, đảm bảo cọc không bị phá vỡ trong quá trình ép cọc. Lực ép lý thuyết của máy ép cần thiết là: Pmáy=1.4*Pep=1.2*233.78 = 327.29 T. XÁC ĐỊNH SỐ LƯỢNG CỌC Ta có áp lực tính toán do phản lực đầy cọc tác dụng lên đáy đài: Ptt===111.6 T Diện tích sơ bộ của đáy đài: Fsb===4.035 (m2) Trong đó: Nott: lực dọc tính toán xác định tải đỉnh đài. h: chiều sâu đặt đáy đài kể từ cốt thiên nhiên. n: hệ số vượt tải gtb: trọng lượng riêng trung bình của đài và đất trên đài Trọng lượng tính toán sơ bộ của đài và đất trên đài. Nsbtt=n*Fsb*h*gtb=1.1*4.035*2.5*2= 22.2 T. Số lượng cọc sơ bộ: nc=b*=1.4*= 5.13 cọc Chọn 6 cọc để bố trí móng. Khoảng cách giữa các tim cọc 3d=105 cm, lấy bằng 120 cm. Khoảng cách từ tim cọc đến đáy đài 0.7d=24.5 cm, lấy bằng 30 cm. mặt bằng bố trí thép cọc cho móng như hình vẽ sau: SƠ ĐỒ BỐ TRÍ CỌC TRONG ĐÀI MÓNG KIỂM TRA LỰC TÁC DỤNG LÊN CỌC Từ mặt bằng bố trí cọc ta có diện tích đáy đài thực tế: Ftt=3*1.8=5.4 (m2) Trọng lượng của đài và đất trên đài sau khi bố trí cọc: Ndtt=n*Fsb*h*gtb=1.1*5.4*2.5*2 = 29.7 T. Lực dọc tính toán xác định lên đỉnh đài: Ntt=Nott + Ndtt= 428.17 + 29.7 = 457.87 T Vì móng chịu tải trọng lệch tâm theo phương trục x, lực truyền xuống cọc xác định theo công thức sau: Pttmax,min= Trong đó: nc= 6 cọc. Mxtt: là moment tính toán tương ứng quanh trục x. Mxtt=Mtt + Qtt*hđ=23.069 + 11.45*1.5 = 40.244 Tm. hđ=1.5 m. ymax: khoảng cách từ tim cọc biên đến trục x. yi: khoảng cách từ trục cọc thứ i đến các trục đi qua trọng tâm diện tích tiết diện các cọc tại mặt phẳng đáy đài. Thay các kết quả vào ta có: Pttmax,min==76.31 8.384 Pttmax= 84.694 T Pttmin=67.926 T Trọng lượng tính toán của cọc: Pc=lc*F*g*n=19.4*0.35*0.35*2.5*1.1=6.54 T/cọc Kiểm tra lực truyền xuống cọc: Pttmax+ Pc=84.694 + 6.54 = 91.234 T < PSPT=123.03 T. thỏa mãn điều kiện lực truyền xuống cọc. Mặt khác Pttmin=67.926 T > 0, nên không cần tính toán kiểm tra theo điều kiện chống nhổ. KIỂM TRA THEO ĐIỀU KIỆN BIẾN DẠNG. ÁP LỰC TIÊU CHUẨN ĐÁY KHỐI MÓNG QUY ƯỚC Với quan niệm nhờ ma sát giữa mặt xung quanh cọc và đất bao quanh, tải trọng của móng được truyền trên diện rộng hơn, xuất phát tứ mép ngoài cọc tại đáy đài và nghiêng một góc a = jtb/4. Trong đó: jtb=j1*h1 + j2*h2+ …+jn*hn/(h1+h2+…+h3) jtb==21.160 Vậy a=21.160/4=5.30. Chiều dài đáy khối móng quy ước: L=2.75 + 2*19.4*tg5.30 =6.35 (m) Chiều rộng đáy khối móng quy ước: B=1.35 + 2*19.4*tg5.30=4.95 (m) Chiều cao khối móng quy ước: Hm=19.4 + 2.5 = 21.9 m. Xác định trọng lượng của khối móng quy ước: Trọng lượng trong phạm vi đáy đài trở lên đến cốt thiên nhiên xác định theo công thức: N1tc=L*B*H*g=6.35*4.95*2.5*2 = 125.73 T. Trọng lượng lớp đất sét pha(lớp 2) từ cao trình đáy đài đến đáy lớp sét đó có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N2tc=(6.35*4.95- 6*0.35*0.35)*2.5*2.15+ +(6.35*4.95- 6*0.35*0.35)*1.5*1.15 = 217.97 T. Trọng lượng lớp đất sét pha(lớp 3) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N3tc=(6.35*4.95- 6*0.35*0.35)*4.8*0.8842 = 130.3 T. Trọng lượng lớp cát(lớp 4) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N4tc=(6.35*4.95- 6*0.35*0.35)*7.6*0.9962 = 232.43 (T). Trọng lượng lớp cát hạt vừa (lớp 5) có trừ đi phần cọc chiếm chỗ: N5tc=(6.35*4.95- 6*0.35*0.35)*3*1.013= 93.3(T). Trọng lượng tiêu chuẩn của cọc trong phạm vi khối móng quy ước: Nctc=6*0.35*0.35*19.4*2.5 = 35.65 (T). Trọng lượng khối móng quy ước: Nqưtc = 835.38 T. Trị tiêu chuẩn lực dọc tác dụng lên đến đáy khối móng quy ước: Nztc= Notc + Nqu= 335.2 + 835.38 = 1170.58 (T). Moment tiêu chuẩn tương ứng trọng tâm đáy khối móng quy ước: Moment quanh trục x: Mxtc=Mxtc + Qtc(19.4+1.5) = 20.06 + 9.95*20.9 = 228.015 (T) Độ lệch tâm: ex===0.195 (m) Áp lực tiêu chuẩn đáy khối móng quy ước: stcmax,min= stcmax,min= stcmax=46.04 (T/m2) stcmin=28.44 (T/m2) stctb=37.24 (T/m2) SỨC CHỊU TẢI CỦA ĐẤT NỀN Ở ĐÁY KHỐI MÓNG QUY ƯỚC Cường độ tính toán của đất ở đáy khối móng quy ước: RM=*(A*BM*gII + B*HM*g’II + D*CII) Trong đó: Ktc=1 vì các chỉ tiêu cơ lý của đất lấy theo số liệu thí nghiệm trực tiếp đối với đất. Tra bảng VI-2(sách nền móng nhà cao tầng) ta có: m1=1.4, m2=1 vì công trình không thuộc loại tuyệt đối cứng. Trị tính toán góc ma sát trong lớp cát thô lẫn cuội sỏi là jII=33045’, tra bảng VI-1sách nền móng nhà cao tầng) ta có: A=1.49, B=6.99, D=9.21. Trọng lượng riêng đất dưới đáy khối quy ước: g’II =gđn5=1.013 (T/m3) Trọng lượng riêng đất từ đáy khối móng quy ước trở lên: gII= gII =1.248(T/m3) Lực dính đơn vị dưới khối móng quy ước: CII=1 Kpa = 0.1 T/m2. RM=*(1.49*6.22*1.248 + 6.99*21.9*1.013 + 9.21*0.1) RM =234.58 (T/m2) Nhận thấy: stcmax=46.04 (T/m2) < 1.2*RM =281.496 (T/m2) stctb=37.24 (T/m2) < RM =234.58 (T/m2) Vậy ta có thể tính toán độ lún của nền theo quan niệm nền biến dạng tuyến tính. Trường hợp này nền từ chân cọc trở xuống có chiều dày tương đối lớn, đáy của khối móng quy ước có diện tích bé nên ta dùng mô hình nền là bán không gian biến dạng tuyến tính và tính toán độ lún củ nền theo phương pháp cộng lún từng lớp. TÍNH LÚN ỨNG SUẤT BẢN THÂN Tại cao trình mực nước ngầm: sbtz =5=5*2.15=10.75 (T/m2). Tại đáy lớp đất sét pha 2: sbtz =5+1.5=10.75 + 1.5*1.15=12.48 (T/m2). Tại đáy lớp đất sét pha 3: sbtz =5+1.5+4.8=12.48 + 4.8*0.8842=16.72 (T/m2). Tại đáy lớp đất cát pha 4: sbtz =5+1.5+4.8+7.6=16.72 + 7.6*0.9962=24.29 (T/m2). Tại đáy khối quy ước: sbtz =5+1.5+4.8+7.6+3=24.29 + 3*1.013=27.939 (T/m2). ỨNG SUẤT GÂY LÚN Ở ĐÁY KHỐI MÓNG QUY ƯỚC sgl=stctb - sbt=37.24 – 27.939 = 9.301 (T/m2) ứng suất gây lún ở độ sâu Z dưới đáy khối móng quy ước: sglzi=4*Kgi*stc0 (T/m2). TÍNH ĐỘ LÚN Chia đất nền dưới đáy khối quy ước thành các lớp có chiều dày hi bằng nhau chọn hi=2 (m). Ta có bảng tính toán sau: điểm độ sâuz (m) L/B 2*z/BM Kg s glzi (T/m2) s bt (T/m2) 0 0 1.66 0.00 0.25 9.301 27.939 1 2 1.66 0.81 0.191 7.1 29.965 2 4 1.66 1.62 0.098 3.65 31.919 Tại điểm 2 ở độ sâu Z=4 m (tính từ đáy khối móng quy ước) có: sz=4gl = 3.65 (T/m2) < 0.2* s btz=6=0.2*31.919 = 6.38 (T/m2) Chiều sâu cùng chịu nén tính toán là H = 0 m kề từ đáy khối móng quy ước. Độ lún của nền được xác định bới công thức: S=**hi=*(9.301+7.1+3.65) S = 0.0008 (m) Vậy độ lún tuyện đối của móng đảm bảo S < Sgh=8 cm. TÍNH TOÁN VÀ CẤU TẠO ĐÀI CỌC CHIỀU CAO ĐÀI VÀ ĐIỀU KIỆN CHỌC THỦNG Chiều cao đài chọn là 1.5 (m). Bê tông sử dụng mác 300. Lớp bê tông lót đáy đài, dày 100 (mm). Kiểm tra điều kiện đâm thủng: vẽ tháp đâm thủng thì đáy tháp nằm trùm ra ngoài các cọc. Như vậy đài không bị đâm thủng. TÍNH TOÁN MOENT VÀ THÉP CHO ĐÀI CỌC Bảng giá trị áp lực các cọc: cọc yi Pitt 1 1.2 84.694 2 1.2 84.694 3 0 76.31 4 0 76.31 5 -1.2 67.93 6 -1.2 67.93 Tại vị trí hố móng này, ta đặt trọng tâm đài trùng với trọng tâm của cột. SỐ THỨ TỰ CÁC CỌC Moment tương ứng theo phương x: Mx= P1*(1.2-0.3) + P2*(1.2 – 0.3) Mx = 152.45 (Tm). Moment tương ứng theo phương y: (tính đến trọng tâm đài móng) My= (P1 + P3 + P5)*(0.6-0.225) My = 85.85 (Tm). Tính cốt thép: Fx = Chiều cao lớp bảo vệ cốt thép là a=5 cm. Chiều cao làm việc: h0=150- 20 -5 = 125 cm. Chọn thép AII có Ra=2800 kG/cm2 = 2.8 T/cm2. Fx==48.4 (cm2). Chọn 17F20 có Fa=53.414 (cm2), khoảng cách giữa 2 tim cốt thép là a=110 (mm), chiều dài mỗi thanh là 4100 (mm). Fy==27.25 (cm2). Chọn 11F20 có Fa= 37.53(cm2), khoảng cách giữa 2 tim cốt thép là a=200 (mm), chiều dài mỗi thanh là 3100 (mm). KIỂM TRA KHẢ NĂNG CẨU LẮP. KIỂM TRA KHI VẬN CHUYỂN CỌC Vị trí đặt móc cẩu: 0.2*L Ta có M= qcọc=n*q=1.2*2.5*0.35*0.35=0.3675 (T/m) chiều dài cọc: 10 m. M==0.735 (T.m) Tính thép: Chọn bề dày lớp bê tông bảo vệ là 2.5 cm. A===0.0137 a=1-=0.0137 Fa== 0.874 cm2. Fa=0.874 < 6.284 (2F20). KIỂM TRA CÂU LẮP CỌC Vị trí đặt móc cẩu: 0.29*L Ta có M= M==1.53 (T.m) Tính thép: Chọn bề dày lớp bê tông bảo vệ là 2.5 cm. A===0.0285 a=1-=0.0289 Fa== 1.84 cm2. Fa=1.84 cm2< 6.284 cm2 (2F20). KIỂM TRA LỰC CẨU, MÓC CẨU Chọn thép móc cấu là AII, F14, có Fa=1.54 cm2. Kiểm tra khả năng chịu lực của móc cẩu: Khả năng chịu lực kéo của móc cẩu: Nk=Ra*Fa=2800*1.54=4312 KG = 4,31 T. Tải trọng tác dụng vào móc cẩu: N=== 1.84 T. N< Nk. móc cẩu đủ khả năng chịu lực. SO SÁNH HAI PHƯƠNG ÁN MÓNG A4. Giả thuyết bỏ qua sự ảnh hưởng của thới tiết và thời gian thi công, ta chỉ so sánh phương án cọc thông qua chỉ tiêu khối lượng bê tông cốt thép sử dụng và chỉ tiêu điều kiện thi công. KHỐI LƯỢNG BÊ TÔNG: Phương án cọc khoan nhồi Khối lượng bê tông đài cọc: 2*3.6*1.5*2.5= 27 T. Khối lượng bê tông trong cọc 2*0.503*29*2.5=72.935 T Phương án cọc ép Khối lượng bê tông đài cọc 1.8*3*1.5*2.5= 20.25 T. Khối lượng bê tông trong cọc 6*0.35*0.35*20*2.5=36.75 T. KHỐI LƯỢNG CỐT THÉP: Phương án cọc khoan nhồi Khối lượng cốt thép: 3083.69 KG Phương án cọc ép Khối lượng cốt thép: 1896.63 KG. ĐIỀU KIỆN THI CÔNG CỌC KHOAN NHỒI Ưu điểm: Phương pháp thi công cọc khoan nhồi cho phép Pvl xấp xỉ bằng Pđn, từ đó ta có thề tận dụng hết khả năng chịu lực của bê tông. Cọc khoan nhồi có thể đạt đến chiều sâu hàng trăm mét, do đó phát huy triệt để đường kính của cọc và chiều dài cọc. Có khả năng tiếp thu tải trọng lớn, có khả năng xuyên qua các lớp đất cứng. Đường kính cọc lớn làm tăng độ cứng ngang cho công trình. Cọc nhồi khác phục được các nhược điểm như tiếng ồn, chấn động ảnh hưởng đến công trình xung quanh, thích hợp cho công trính cao tầng. Giá thành cọc khoan nhồi thời gian gần đây cũng đã giảm đáng kể do máy móc thiết bị thi công ngày càng hiện đại. Nhược điểm: Công nghệ thi công đòi hỏi kỹ thuật cao, các chuyên gia có kinh nghiệm. Biện pháp kiểm tra chất lượng bê tông cọc khá phức tạp và tốn kém. Ma sát bên thân cọc giảm đi đáng kể so với cọc đóng và cọc ép do công nghệ khoan tạo lỗ. Thi công công trình không được sạch sẽ, khô ráo. CỌC BÊ TÔNG CỐT THÉP ĐÚC SẴN. Ưu điểm: Giá thành rẻ Dễ kiểm tra chất lượng của từng đoạn cọc được thử dưới lực ép, xác dịnh sức chịu tải của cọc ép qua lực ép cuối cùng Dễ thi công Khuyết điểm: Kích thước và sức chịu tải của cọc bị hạn chế do tiết diện cọc, chiều dài cọc. Do hạ cọc vào lớp đất 5( cát hạt trung và vừa) đây là lớp đất có sức chịu tải tương đối tốt. Tuy nhiên đây là lớp đất cát nếu xảy ra hiện tượng xói ngầm, cát chảy thì sức kháng mũi của cọc giảm đi đáng kể. Phương pháp ép cọc vẫn có thể áp dụng nhưng rủi ro của giải pháp tương đối lớn. KẾT LUẬN: Cả hai phương án đều có những ưu điểm và khuyết điểm riêng, tuy nhiên với điều kiện địa chất cụ thể của công trình mà ta tính toán, phương án cọc nhồi là phương án tối ưu hơn. Vì thế em quyết định chọn phương án cọc nhồi là phương án móng chính cho công trình. ._.