Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện KHCN Xây dựng-3- Ket cau cong trinh.pdf by ELEARNING SOS

ĐƠN VỊ TỔ CHỨC

Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng

Chịu trách nhiệm xuất bản: Trịnh Xuân Sơn Chịu trách nhiệm nội dung: Trần Bá Việt Biên tập: Trương Thị Hồng Thúy, Hoàng Mạnh, Nguyễn Thị Thu Hà, Nguyễn Mạnh Cường, Lê Quốc Anh, Nguyễn Công Kiên, Nguyễn Thị Kiều Oanh, Lại Vi Bình Ta Nhi, Lê Thanh Nam, Nguyễn Thị Hải Yến, Phan Văn Chương, Hà Việt Phương, Nguyễn Đình Dinh Sửa bản in: Hoàng Mạnh, Lê Quốc Anh Chế bản điện tử: Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng Phòng Chế bản - Nhà xuất bản Xây dựng Sáng tác bìa: Lê Quốc Anh Được xuất bản bởi: Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng, 81 Trần Cung, Nghĩa Tân, Cầu Giấy, Hà Nội Tel: 84.4.37544196; Fax: 84.4.38361197; Website: www.ibst.vn và Nhà xuất bản Xây dựng, 37 Lê Đại Hành, Hà Nội Tel: 04 3 9741416; Fax: 04 3 9741416; Website: www.nxbxaydung.com.vn ISBN 978-604-82-0064-0 KHXB: 805-2013/CXB/07-30/XD ngày 20 tháng 6 năm 2013, in tại Xưởng in Nhà xuất bản Xây dựng, 37 Lê Đại Hành, Hà Nội

LỜI BAN KHOA HỌC Nhân dịp kỷ niệm lần thứ 50 ngày thành lập Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng (1963 – 2013), Ban Khoa học xin giới thiệu cuốn tuyển tập chọn lọc các Báo cáo khoa học trong quá trình nghiên cứu và ứng dụng khoa học công nghệ xây dựng của Viện KHCN Xây dựng 50 năm qua, đặc biệt là những năm gần đây. Tuyển tập cũng giới thiệu một số báo cáo của các nhà nghiên cứu trong và ngoài nước về lĩnh vực khoa học công nghệ xây dựng. Tuyển tập bao gồm 114 báo cáo khoa học đã đuợc công bố. Các báo cáo khoa học phản ảnh sinh động kết quả nghiên cứu, hợp tác nghiên cứu, tổng kết khoa học tiến bộ kỹ thuật đã áp dụng thành công trong thực tiễn xây dựng những năm qua. Những kết quả nghiên cứu này không chỉ là sản phẩm Nhà nước đặt hàng mà còn là kết quả của sự hợp tác hiệu quả giữa Viện Khoa học với các đối tác trong và ngoài nước. Các báo cáo còn phản ảnh xu hướng và định hướng nghiên cứu hiện nay cũng như phản ảnh kết quả nghiên cứu tập trung vào các lĩnh vực khoa học và công nghệ thuộc chức năng của Viện, đồng thời cũng là phục vụ sự phát triển Ngành Xây dựng. Mỗi báo cáo đăng trong tuyển tập này đã được nhận xét của 2 chuyên gia và sự nhất trí của Tiểu ban chuyên ngành thuộc Ban Khoa học. Song do Hội nghị chỉ giới hạn trong thời gian 01 ngày, Ban Khoa học đã rất khó khăn để chọn ra mỗi tiểu ban 9 báo cáo để trình bày tại Hội nghị. Các báo cáo toàn văn sẽ được in trong 3 quyển tuyển tập với 4 Tiểu ban: -

Lĩnh vực Địa kỹ thuật - Trắc địa công trình;

Lĩnh vực Vật liệu xây dựng - Bảo vệ công trình;

Lĩnh vực Kết cấu công trình - Công nghệ xây dựng;

Lĩnh vực Kiến trúc - Tu bổ di tích, Kỹ thuật môi trường.

Ban Khoa học xin cảm ơn các cán bộ khoa học trong và ngoài Viện, các nhà khoa học Quốc tế đã gửi bài tham gia Hội nghị; Cám ơn các chuyên gia tham gia các tiểu ban, các chuyên gia nhận xét báo cáo, đã làm việc với tinh thần trách nhiệm, khoa học và tích cực góp phần nâng cao chất lượng Hội nghị và Tuyển tập. Hà Nội ngày 01 tháng 11 năm 2013.

TM. BAN KHOA HỌC

GS.TS. Nguyễn Mạnh Kiểm

MỤC LỤC

Trang

Lời nói đầu

Ban khoa học

BÁO CÁO TẠI PHIÊN TOÀN THỂ

Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng với 50 năm xây dựng và phát triển TS. Trịnh Việt Cường, TS. Vũ Thị Ngọc Vân

Nghiên cứu ứng dụng khoa học kỹ thuật tiên tiến phục vụ xây dựng Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh GS. TS Nguyễn Mạnh Kiểm

Construction Cost and Technology Choice: an International Comparison Toong Khuan CHAN

Ứng dụng khối đất gia cố trong xây dựng Phạm Quyết Thắng

Study on Behavior of High-Strength CFT Columns Takayuki NANBA, Hisaya KAMURA

KẾT CẤU CÔNG TRÌNH – CÔNG NGHỆ XÂY DỰNG

Tính toán độ võng của dầm bê tông cốt thép bị nứt bằng phần tử hữu hạn Macro Vũ Ngọc Anh

Chọn phương án thiết kế kết cấu bê tông cốt thép với chi phí tiết kiệm Cao Duy Bách

Tính toán khả năng chịu lực của kết cấu bê tông cốt thép trong điều kiện chịu lửa Chu Thị Bình, Trương Quang Vinh

Đánh giá và gia cường kết cấu nhà cao tầng bê tông cốt thép hiện hữu chịu động đất ở Việt Nam Nguyễn Xuân Chính, Nguyễn Đại Minh, Vũ Thị Ngọc Vân, Nguyễn Hoàng Anh

103

Nghiên cứu thực nghiệm về khả năng chịu động đất của hệ kết cấu bê tông cốt thép nhà cao tầng sử dụng công nghệ bán lắp ghép Trần Chủng, Võ Văn Thảo, Lê Minh Long, Đỗ Tiến Thịnh, Trần Ngọc Cường, Ngô Mạnh Toàn, Nguyễn Trung Kiên, Phạm Văn Lệ

111

Khả năng chịu động đất và phương pháp thiết kế kháng chấn theo chuyển vị của khung bê tông cốt thép gia cường bằng tấm kim loại có lỗ EMP Phùng Ngọc Dũng

125

Thiết kế các khung bê tông cốt thép chịu mô men theo cấp độ bền dẻo thấp (DCL) có thể không an toàn Phùng Ngọc Dũng Một số kết quả bước đầu trong nghiên cứu, triển khai của phòng nghiên cứu phòng chống cháy cho nhà và công trình Nguyễn Cao Dương, Hoàng Anh Giang, Phạm Minh Điền

135

Đánh giá khả năng chịu lửa của thiết kế cửa cuốn có kích thước lớn bằng tính toán lý thuyết kết hợp với kết quả thực nghiệm trên mẫu có kích thước hạn chế Hoàng Anh Giang

152

Về vấn đề khảo sát - đánh giá hư hỏng và thiết kế sửa chữa gia cường kết cấu bê tông cốt thép chịu tác động của lửa Hoàng Anh Giang, Nguyễn Viết Sơn, Cao Đình Hải, Hà Văn Hạnh

159

Ảnh hưởng của thi công đến độ tin cậy của sàn BTCT ứng lực trước Nguyễn Chí Hiếu

167

Hiệu quả ứng dụng kết cấu sàn bê tông cốt thép ứng lực trước căng sau bám dính trong xây dựng dân dụng Nguyễn Chí Hiếu, Nguyễn Hoàng Anh, Lê Văn Tư

176

Một số vấn đề cần lưu ý trong thi công nghiệm thu kết cấu sàn bê tông cốt thép ứng lực trước căng sau có bám dính Nguyễn Chí Hiếu, Nguyễn Hoàng Anh, Nguyễn Văn Việt

184

Nghiên cứu triển khai kỹ thuật thí nghiệm kiểm tra chất lượng các loại gối cầu tại phòng thí nghiệm công trình Nguyễn Đức Đương, Ngô Mạnh Toàn, Đỗ Trần Hùng, Phạm Hồng Quân, Vũ Hồng Hà

191

Phương pháp xây dựng biểu đồ tương tác và tính toán diện tích cốt thép cho cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên Hồ Việt Hùng, Phạm Xuân Đạt, Nguyễn Trọng Huy

200

Công nghệ sản xuất và thi công cọc cừ bê tông dự ứng lực làm tường vây tầng hầm Nguyễn Tiến Huy, Nguyễn Thanh Hưng

210

Nghiên cứu thực nghiệm cơ cấu chống phá hủy lũy tiến của nhà cao tầng Nguyễn Trọng Huy, Phạm Xuân Đạt, Hồ Việt Hùng

218

So sánh kết quả thí nghiệm gối cách chấn với kết quả tính toán bằng phương pháp phần tử hữu hạn Lê Thị Thu Huyền Đánh giá hiệu ứng co ngắn cột (Column Shortening) qua kết quả đo đạc tại một số công trình nhà siêu cao tầng bê tông cốt thép Cao Duy Khôi vi

144

228 234

Ứng dụng tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí vào sự phát triển xây dựng bền vững Bùi Văn Hồng Lĩnh, Nguyễn Văn Chánh Về việc sử dụng thép cốt có dạng gân vằn khác nhau trong kết cấu bê tông cốt thép Lê Minh Long

243

Kinh nghiệm giám sát thi công giàn mái thép khẩu độ lớn của nhà thi đấu thể dục thể thao thành phố Đà Nẵng Vũ Đình Luyến

261

Tính toán nhà cao tầng chịu động đất ở Việt Nam theo ASCE 7-05 Nguyễn Đại Minh, Nguyễn Trung Nghị và Nguyễn Quỳnh Hoa

269

Về tính toán tải trọng gió tác dụng lên nhà cao tầng theo TCVN 2737:1995 Nguyễn Đại Minh, Trần Thanh Ngọc, Vũ Thành Trung

278

Tính toán vách kính trong công trình xây dựng tại việt nam Đỗ Thiều Quang, Trần Chủng, Nguyễn Hoàng Dương

287

Nghiên cứu khả năng chịu động đất của hệ vách kính bằng phương pháp thí nghiệm trên bàn rung Đỗ Tiến Thịnh, Nguyễn Trung Kiên, Nguyễn Thanh Tùng, Phạm Quang Vinh

293

Một số kết quả thí nghiệm về tấm chắn gió nằm ngang trên mái dốc của nhà thấp tầng trong ống thổi khí động Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam

303

Thiết kế mô hình thí nghiệm nhà cao tầng trên bàn rung mô phỏng động đất Nguyễn Võ Thông, Võ Văn Thảo, Đỗ Tiến Thịnh, Phạm Quang Vinh, Nguyễn Phương Tùng, Nguyễn Thanh Tùng

313

Xây dựng các tiêu chuẩn tương tự trong bài toán mô hình hóa kết cấu chịu tác dụng động Nguyễn Võ Thông, Võ Văn Thảo, Đỗ Tiến Thịnh, Ngô Mạnh Toàn, Nguyễn Trung Kiên, Hoàng Hạnh Công nghệ thi công nhà cao tầng bằng hệ “gang form” và ván khuôn nhôm Phạm Đức Thuận, Nguyễn Ngọc Thanh, Đào Văn Cường, Nguyễn Trí Dũng

321

Nghiên cứu chế tạo bê tông cốt liệu nhỏ làm mô hình trong thí nghiệm mô phỏng động đất trên bàn rung Ngô Mạnh Toàn, Nguyễn Võ Thông, Đỗ Tiến Thịnh, Đỗ Trần Hùng, Đặng Trọng Thăng

339

Nghiên cứu tác động của gió lên nhà thấp tầng bằng thí nghiệm trong ống thổi khí động Vũ Thành Trung, Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam, Phạm Trung Thành, Nguyễn Hữu Quyền

345

vii

252

329

Thử nghiệm đánh giá chất lượng của hệ mặt dựng nhôm kính Vũ Thành Trung, Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam, Phạm Trung Thành, Nguyễn Hữu Quyền

355

Nối thép cốt bằng phương pháp hàn điện xỉ và hàn khí áp lực Nguyễn Anh Tuấn, Lê Chí Hiếu Kiểm soát công tác thi công kết cấu đài móng bê tông cốt thép khối lớn Nguyễn Minh Tuấn, Lê Minh, Nguyễn Quyết

364

Phân tích đáp ứng động đất của bể chứa chất lỏng Nguyễn Hoàng Tùng

382

ABSTRACT

396

viii

372

LỜI NÓI ĐẦU Ngày 18/11/2013, Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng kỷ niệm 50 năm ngày thành lập (18/11/1963 – 18/11/2013), với mong muốn kỷ niệm sự kiện không chỉ có ý nghĩa với tất cả những cán bộ công nhân viên của Viện mà còn là dịp giới thiệu những thành tựu khoa học công nghệ trong xây dựng đã đạt được trong những năm qua, đặc biệt là trong 05 năm gần đây. Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng (1963 - 2013) được tổ chức tại Viện vào ngày 15 tháng 11 năm 2013. Tại hội nghị, những kết quả nghiên cứu mới nhất sẽ được đăng tải và trình bày để tổng kết các nghiên cứu và ứng dụng khoa học và khẳng định bề dày lịch sử, truyền thống nghiên cứu khoa học, những đóng góp của Viện và các nhà nghiên cứu trong nước, ngoài nước. Ngoài ra, Hội nghị còn là nơi thúc đẩy sự hợp tác trong triển khai ứng dụng trong lĩnh vực xây dựng, là diễn đàn cho các nhà khoa học, chuyên gia, đối tác trao đổi chuyên môn, kinh nghiệm, chất xám vì mục tiêu xây dựng Viện nói riêng và ngành Xây dựng nói chung ngày một phát triển vững mạnh, bền vững và hội nhập Quốc tế. Các báo cáo được đăng trong Tuyển tập Hội nghị Khoa học đã được Ban Khoa học nhận xét, lựa chọn trên cơ sở các chủ đề và nội dung báo cáo phù hợp với các yêu cầu của Hội nghị. Song vì thời gian có hạn, Ban khoa học cũng chỉ lựa chọn 9 báo cáo tiêu biểu của mỗi Tiểu ban để trình bày. Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng đã nhận được sự hưởng ứng, tham gia nhiệt tình của đông đảo cán bộ nghiên cứu đang công tác trong Viện và ngoài Viện như: Tập đoàn Thép JFE - Nhật Bản; Trường ĐH Melbourne - Australia; Viện Vật liệu Xây dựng; Viện Kiến trúc, Quy hoạch Đô thị và Nông thôn; Trường ĐH Kiến trúc Hà Nội; Trường Đại Học Bách Khoa Hà Nội và Đại Học Bách Khoa TP. HCM; Trường Đại học Vinh; Trường Đại học Xây dựng Miền Trung, Công ty CP Tư vấn đầu tư và Thiết kế Xây Dựng Việt Nam và các Công ty hoạt động trong lĩnh vực xây dựng…với các bài viết trong các lĩnh vực như kiến trúc, kết cấu công trình, vật liệu xây dựng, môi trường, nền móng và trắc địa… Các báo cáo của Hội nghị được tập hợp thành 3 quyển, đăng toàn văn 114 báo cáo khoa học của hơn 150 tác giả và đồng tác giả. Trong đó có 4 báo cáo trình bày tại phiên toàn thể và 9 báo cáo tiêu biểu của mỗi Tiểu ban được trình bày tại Hội nghị và được chia thành 4 Tiểu ban: • • • •

Phiên toàn thể: 5 báo cáo; Quyển 1: Tiểu ban 1: Địa kỹ thuật – Trắc địa công trình; Quyển 2: Tiểu ban 2: Vật liệu xây dựng – Bảo vệ công trình; Tiểu ban 4: Kiến trúc, Tu bổ di tích – Kỹ thuật môi trường; Quyển 3: Tiểu ban 3: Kết cấu công trình – Công nghệ xây dựng.

Để có được Tuyển tập và tổ chức Hội nghị thành công, Ban tổ chức Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng (1963 – 2013) xin chân thành cảm ơn các tác giả đã tham gia viết bài cho Hội nghị; Xin cám ơn những nỗ lực đóng góp của các thành viên Ban tổ chức, Ban khoa học, Ban thư ký. Cảm ơn Nhà Xuất bản Xây dựng - Bộ Xây dựng đã kịp thời xuất bản tuyển tập phục vụ tại Hội nghị. Trong quá trình biên tập tuyển tập và in ấn, có thể còn một số hạn chế, khuyết điểm không tránh khỏi, Ban Tổ chức Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng (1963 – 2013) mong nhận được ý kiến góp ý và sự cảm thông của bạn đọc. Hà Nội, ngày 01 tháng 11 năm 2013.

BAN TỔ CHỨC HỘI NGHỊ

Trưởng ban

TS. Trần Bá Việt

BAN KHOA HỌC Trưởng ban: o GS.TS. Nguyễn Mạnh Kiểm Đồng Trưởng ban: o PGS.TS. Trần Chủng Phó trưởng ban: o TS. Trần Bá Việt Tiểu ban Kết cấu công trình và Công nghệ xây dựng o Trưởng Tiểu ban: PGS.TS. Nguyễn Xuân Chính o Phó Trưởng Tiểu ban: PGS.TS. Nguyễn Võ Thông o o o o

GS. TSKH. Nguyễn Đăng Bích PGS. TS. Võ Văn Thảo TS. Nguyễn Đại Minh TS. Lê Minh Long

o TS. Nguyễn Cao Dương o TS. Nguyễn Anh Tuấn o TS. Vũ Thành Trung

Tiểu ban Vật liệu xây dựng và Bảo vệ công trình o Trưởng Tiểu ban: PGS. TS. Cao Duy Tiến o Phó Trưởng Tiểu ban: TS. Nguyễn Đức Thắng o o o o

GS. TS. Nguyễn Tiến Đích TS. Phạm Văn Khoan TS. Nguyễn Hùng Minh TS. Nguyễn Thanh Bình

o TS. Hoàng Minh Đức o TS. Nguyễn Quang Hiệp o TS. Nguyễn Nam Thắng

Tiểu ban Địa Kỹ thuật và Trắc địa công trình o Trưởng Tiểu ban: PGS. TS. Đoàn Thế Tường o Phó Trưởng Tiểu ban: TS. Phạm Quyết Thắng o o o o

TS. Trịnh Việt Cường PGS. TS. Nguyễn Bá Kế TS. Nguyễn Hồng Sinh TS. Ngô Văn Hợi

o TS. Đinh Quốc Dân o TS. Nguyễn Việt Tuấn o TS. Nguyễn Giang Nam

Tiểu ban Kiến trúc,Tu bổ di tích và Kỹ thuật môi trường o Trưởng Tiểu ban: TS. Trần Minh Đức o Phó Trưởng Tiểu ban: TS. KTS. Nguyễn Huyên o o o o

PGS. TS. KTS. Lê Thị Bích Thuận TS. Nguyễn Văn Muôn TS. KTS. Nguyễn Dũng TS. Vũ Văn Đại

o TS. KTS. Hồ Hải Nam o ThS. KTS. Đỗ Thị Thanh Mai o ThS. Nguyễn Sơn Lâm

BAN THƯ KÝ Trưởng ban: o ThS. Trương Thị Hồng Thúy Phó trưởng ban: o KS. Hoàng Mạnh Các ủy viên: o o o o o o

CN. Nguyễn Thị Thu Hà ThS. Nguyễn Công Kiên KS. Nguyễn Thị Kiều Oanh CN. Lại Vi Bình Ta Nhi CN. Lê Thanh Nam KS. Hà Việt Phương

o o o o o

ThS. Nguyễn Mạnh Cường KTS. Lê Quốc Anh ThS. Phan Văn Chương CN. Nguyễn Thị Hải Yến KS. Nguyễn Đình Dinh

BÁO CÁO TẠI PHIÊN TOÀN THỂ

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VIỆN KHOA HỌC CÔNG NGHỆ XÂY DỰNG VỚI 50 NĂM XÂY DỰNG VÀ PHÁT TRIỂN TS. Trịnh Việt Cường*, TS. Vũ Thị Ngọc Vân TÓM TẮT: Trải qua 50 năm kể từ ngày được thành lập, Viện Khoa học công nghệ xây dựng xây dựng đã thực hiện tốt các nhiệm vụ nghiên cứu khoa học và công nghệ, phục vụ công tác quản lý Nhà nước, đào tạo và triển khai các tiến bộ khoa học công nghệ vào thực tế. Viện cũng đã có những đóng góp quan trọng trong việc giải quyết những vấn đề kỹ thuật phức tạp tại nhiều dự án xây dựng quan trọng. Báo cáo này tóm tắt một số thành tựu đã đạt được và thế mạnh của Viện trong một số lĩnh vực hoạt động.

Viện Khoa học công nghệ xây dựng là đơn vị nghiên cứu khoa học hàng đầu thuộc Bộ Xây dựng. Viện được thành lập vào năm 1963 với tên gọi ban đầu là Viện Thí nghiệm Vật liệu Xây dựng, sau đó tới năm 1974 đổi tên thành Viện Khoa học Kỹ thuật Xây dựng và từ năm 1996 đến nay được mang tên Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng. Từ khi thành lập đến nay, Viện đã đã từng bước đi lên cùng với sự phát triển chung của đất nước và 55 năm phát triển của Ngành Xây dựng. Viện hoạt động theo mô hình của Tổ chức Khoa học và Công nghệ tự trang trải kinh phí với chức năng và nhiệm vụ của Viện được Nhà nước giao theo quyết định số 789/QĐ-BXD ngày 23/5/2008 của Bộ trưởng Bộ Xây dựng là: Nghiên cứu khoa học, ứng dụng tiến bộ kỹ thuật công nghệ trong xây dựng; xây dựng hệ thống cơ sở dữ liệu, tổ chức nghiên cứu, ứng dụng, phổ biến thông tin về lĩnh vực tiêu chuẩn hoá xây dựng; đào tạo, bồi dưỡng cán bộ, hợp tác quốc tế và thông tin về khoa học công nghệ xây dựng; chuyển giao công nghệ trong lĩnh vực xây dựng; xuất nhập khẩu thiết bị và vật tư xây dựng, kinh doanh và thực hiện các dịch vụ trong lĩnh vực xây dựng. Trong thời kỳ đổi mới và sự nghiệp công nghiệp hoá - hiện đại hoá đất nước, công tác nghiên cứu khoa học, phục vụ quản lý Nhà nước của Ngành, được xác định là nhiệm vụ then chốt và trọng tâm của Viện. Những lĩnh vực như: Địa kỹ thuật, Bê tông và vật liệu, Kết cấu và công nghệ xây dựng, chống ăn mòn và bảo vệ công trình xây dựng ... đã có những đóng góp nổi bật cho Ngành. Có thể kể ra một số kết quả như sau: 1 LĨNH VỰC ĐỊA KỸ THUẬT - Chuyển giao công nghệ: Lĩnh vực địa kỹ thuật là một trong những lĩnh vực Viện có thế mạnh và đã đạt được nhiều thành tựu trong 50 năm qua. Viện đã nghiên cứu, tiếp nhận và chuyển giao nhiều phương pháp khảo sát tiên tiến, công nghệ xử lý nền và móng công trình. Các công nghệ đã được chuyển giao gồm: Khảo sát địa kỹ thuật bằng phương pháp tiên tiến trong phòng và hiện trường; Xử lý nền đất yếu bằng trụ đất-xi măng, bấc thấm; Công nghệ cọc trong điều kiện đặc biệt *

TS. Trịnh Việt Cường, Viện trưởng Viện KHCN Xây dựng, geotech.ibst@fpt.vn, +84 913 088 153

(hang động karst, sườn dốc, nền đang cố kết, …); Cọc ép phục vụ gia cường nền móng hoặc xây mới công trình; Cọc tiết diện nhỏ; Cọc khoan nhổi, Kiểm tra chất lượng thi công móng cọc, đặc biệt là kiểm tra cọc thi công tại chỗ và các phương pháp kiểm tra sức chịu tải bằng động lực; Thi công hố đào trong đất yếu và trong đô thị; Móng nổi; Kích đẩy tuyến ống; Kích nâng cân bằng công trình bị lún lệch; Quan trắc địa kỹ thuật; … Các công nghệ kể trên đã được áp dụng trong thực tế, phục vụ tốt cho việc xây dựng công trình trong điều kiện đất nền đa dạng ở Việt Nam. - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Các số liệu về địa chất công trình, điạ chất thuỷ văn phục vụ cho Quy chuẩn số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng; Các tiêu chuẩn về khảo sát xây dựng; Thí nghiệm đất trong phòng và hiện trường; Các tiêu chuẩn về thiết kế, thi công và nghiệm thu công tác đất và móng cọc; Thí nghiệm kiểm tra sức chịu tải và phát hiện khuyết tật của cọc; Hướng dẫn kỹ thuật phòng ngừa sự cố thi công hố đào trong vùng đất yếu; Gia cố nền đất yếu; Thi công và nghiệm thu đường ống ngầm bằng phương pháp kích đẩy. - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực Địa kỹ thuật: Giải pháp nền móng trong vùng có hang động karst tại Nhà máy xi măng Hoàng Thạch, Bỉm Sơn; Đánh giá nguyên nhân sự cố và xử lý chống lún các hạng mục công trình của Kho - cảng khí Thị Vải, Cầu Cần Thơ, Hầm dìm Thủ Thiêm, hầm chui Văn Thánh, một số hạng mục thuộc Nhà máy xi măng Nghi Sơn, … - Thế mạnh trong lĩnh vực Địa kỹ thuật: Khảo sát địa kỹ thuật phục vụ xây dựng công trình; Kiểm tra và đánh giá chất lượng thi công móng sâu; Các giải pháp nền móng công trình xây dựng trên nền đất yếu, xây chen, nhà cao tầng, xử lý sự cố công trình do nguyên nhân nền móng,… - Hợp tác quốc tế trong đào tạo và chuyển giao công nghệ: với Viện Địa kỹ thuật của Thụy Điển về lĩnh vực địa kỹ thuật (gia cố nền bằng cọc đất-vôi, cọc đất xi măng và băng nhựa; các kỹ thuật mới về đóng cọc; sửa chữa móng các công trình bị hư hỏng do nghiêng lún; ứng dụng các thiết bị thí nghiệm trong phòng và hiện trường, khảo sát nền đất; kỹ thuật đo sóng ứng suất trong cọc; một số kỹ thuật mới sử dụng thiết bị và vật tư có sẵn trong nước như kỹ thuật gia cường móng bằng cọc ép mê-ga, cọc tiết diện nhỏ, ...); với Liên bang Nga đào tạo NCS về lĩnh vực Địa kỹ thuật; với Úc: các vấn đề về công nghệ xây dựng nền móng nhà cao tầng, công trình ngầm; với Trung Quốc: các vấn đề về xây dựng công trình ngầm đô thị; Với Hàn Quốc và Đài Loan trong một số công nghệ nâng cao sức chịu tải của cọc khoan nhồi và kiểm tra khả năng chịu tải của cọc. 2 LĨNH VỰC BÊ TÔNG VÀ VẬT LIỆU XÂY DỰNG - Các công nghệ được chuyển giao: Lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng đã có những thành tựu nổi bật trong nghiên cứu và chuyển giao công nghệ về bê tông và hóa phẩm xây dựng. Nhiều sản phẩm và hóa phẩm xây dựng do Viện sản xuất đã được phân phối rộng rãi trên thị trường, được tín nhiệm và có khả năng cạnh tranh tốt đối với các sản phẩm ngoại nhập. Một số công nghệ và sản phẩm tiêu biểu: 14

+ Các phụ gia: Phụ gia hóa dẻo, siêu dẻo, chậm đông kết dùng cho hỗn hợp bê tông (LK-1, LK1G, LK-RD, COSU, ICT super-N, IBST-D, IBST-G, IBST-GS, SCC, EX-10); Phụ gia trợ bơm VICTA-PP; Phụ gia hóa dẻo, ức chế ăn mòn cốt thép trong bê tông Plasbitor-NN; Phụ gia hóa dẻo ức chế ăn mòn cốt thép trong Bê tông (Plasbitor-CN); Phụ gia ức chế ăn mòn CNCI -01; + Các lọai vữa: Vữa tự chảy không co GM-F; Vữa bơm không co GM - P; Vữa dán ốp lát GMA; Vữa chèn ống cáp dự ứng lực GM –C; Vữa bơm sửa chữa VICTA Mortar-P; Vữa sửa chữa VICTA-RP; Vữa bơm sửa chữa Victamortar RW; Vữa tự chảy Victa-Grout; Vữa tự san phẳng (Grout-S, Victagrout-SL); Vữa sửa chữa xi măng - Polyme hai thành phần Mortar R; Vữa xây bloc bê tông nhẹ Block-Mortar; Vữa xây mạch mỏng Victa -TW12; Vữa trát tường bê tông nhẹ Block-Plaster; Lớp lót trát tường bê tông nhẹ Block-Bond; Vữa dán gạch ốp lát IBST-AFT; Vữa rót tự chảy không co ngót, chống thấm và chống ăn mòn cao AC Grout 102S + Các loại sơn: Sơn bitum cao su BCSH; Sơn epoxy chất lượng cao VICTA-EP; Sơn Epoxy biến tính Victa-EP(M); Sơn chống thấm xi măng – polyme VICTALASTIC; Sơn chống thấm xi măng Polyme Victalstic HQ; Chất biến đổi gỉ B-05; Chất bảo dưỡng bê tông VICTASEAL; ...; + Công nghệ Bê tông: Công nghệ bê tông đầm lăn; Công nghệ bê tông cốt sợi phân tán; Công nghệ chế tạo BT cường độ cao; Công nghệ chế tạo bê tông nhẹ; Công nghệ BT khối lớn; Công nghệ BT trong điều kiện khí hậu nóng ẩm VN; Công nghệ đổ bê tông mở rộng tiết diện nhằm sửa chữa và gia cường kết cấu; Công nghệ chế tạo các loại bê tông đặc biệt; + Các loại khác: Công nghệ chế tạo bột tăng cứng mặt sàn bê tông VICTATOP; Bột tăng cứng mặt sàn cho bê tông GM-TOP; Bột tăng cứng mặt sàn gốc xi măng Flortop; Băng cản nước PVC; Matit chèn khe VICTA-BS; Keo trám gốc Epoxy 2 thanh phần VICTA-EP 134; Keo bơm Epoxy 2 thành phần có độ nhớt thấp Victa - EP 144; - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Viện đã biên soạn và soát xét các tiêu chuẩn về yêu cầu kỹ thuật và phương pháp thử đối với vữa, hỗn hợp vữa xây, bê tông, cốt liệu, phụ gia ...: Phân tích thành phần hỗn hợp bê tông bê tông; Phương pháp thử xi măng; Hướng dẫn sử dụng cát mịn để làm bê tông và vữa xây dựng; Yêu cầu kỹ thuật đối với các thành phần bê tông; Một số loại bê tông cường độ cao; bê tông nhẹ; bê tông đầm lăn; Kỹ thuật về bê tông bơm; Chọn thành phần BT các loại; Hỗn hợp vữa xi măng không co; Phương pháp thử nghiệm bê tông; Yêu cầu kỹ thuật đối với phụ gia hoá học cho bê tông; Thi công và nghiệm thu bê tông khối lớn; Hướng dẫn công tác bảo trì kết cấu bê tông và bê tông cốt thép; Các tiêu chuẩn thí nghiệm xác định thành phần hoá học, tính chất cơ lý của vật liệu thành phần và của bê tông và vữa ... - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng: Nhiều công trình thuỷ điện; Nhiều công trình có ý nghĩa chính trị quan trọng như Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh, Nhà Quốc hội mới, Văn phòng Chính phủ, Bảo tàng Hồ Chí Minh, Di tích chủ tịch Hồ Chí Minh tại Phủ Chủ tịch; Trung tâm Hội nghị Quốc gia; Khu liên hợp thể thao quốc gia; Các công trình 15

di tích ở miền Trung ; nhiều công trình xây dựng công nghiệp như các nhà máy xi măng, nhiệt điện, dầu khí; một số lượng lớn công trình xây dựng nhà cao tầng, …; - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng: Cung cấp các loại bê tông và vữa cường độ cao, tính năng đặc biệt; Các loại hoá phẩm xây dựng nhằm cải thiện tính năng của bê tông; Sử dụng các vật liệu và công nghệ bê tông tiên tiến trong sửa chữa và gia cường kết cấu công trình; Thử nghiệm và kiểm định chất lượng bê tông. - Hợp tác quốc tế trong lĩnh vực bê tông và vật liệu xây dựng, đào tạo, khai thác phòng thí nghiệm: Với Ba Lan về các loại bê tông đặc biệt và tính năng cao và thí nghiệm công trình qua việc đào tạo cán bộ và trao đôi thông tin; Với Nhật Bản: các vấn đề sử dụng tro xỉ nhiệt điện; Với Liên Bang Nga trong đào tạo nghiên cứu sinh ... 3 LĨNH VỰC KẾT CẤU VÀ CÔNG NGHỆ XÂY DỰNG - Các công nghệ đã được chuyển giao: Lĩnh vực kết cấu và công nghệ xây dựng giữ vai trò then chốt trong các hoạt động nghiên cứu và chuyển giao công nghệ của Viện. Một số công nghệ đã được chuyển giao là: Công nghệ bê tông ứng lực trước; Sửa chữa và gia cường kết cấu công trình; Công nghệ sửa chữa công trình nhà dân sau động đất; Công nghệ giàn lưới không gian nhịp lớn; Công nghệ phòng chống cháy; Công nghệ giảm thiểu thiệt hại công trình do gió bão, lốc tố; Kỹ thuật thử nghiệm gối cầu chịu tải trọng lớn; Phần mềm thiết kế; Công nghệ nâng vật nặng lên cao. - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Một số lượng lớn các tiêu chuẩn trong lĩnh vực kết cấu công trình đã được ban hành, gồm: Các tiêu chuẩn thiết kế kết cấu công trình; Thi công và nghiệm thu kết cấu thép và bê tông cốt thép; Thiết kế và thi công nhà cao tầng; Thiết kế và thi công kết cấu chuyên biệt; Công tác hoàn thiện; Thí nghiệm kiểm tra chất lượng thép, mối nối thép, công tác hàn; Thiết kế công trình chống động đất; Chống sét cho công trình xây dựng; Đánh giá mức độ nguy hiểm của kết cấu nhà chung cư; Hướng dẫn bảo trì công trình xây dựng. - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực kết cấu và công nghệ xây dựng : Trung tâm HN Quốc gia ; Toà nhà Phủ Chủ Tịch; Các nhà máy xi măng ; Một số lượng lớn các nhà cao tầng và siêu cao tầng; Giàn không gian nhịp lớn công trình công nghiệp, thể thao, văn hóa (Nhà máy xi măng Sông Thao, Sân vận động Đông Hà - Quảng Trị, Nhà hát Ca múa nhạc Huỳnh Thúc Kháng – Hà Nội, nhà thi đấu Bắc Ninh, Cụm công trình Đa năng - Bắc Ninh ... ; Các khu chung cư cũ nhiều tầng ; Đường dây 500 KV thuộc lưới điện Quốc gia, v.v.; - Thế mạnh của Viện trong lĩnh vực kết cấu và công nghệ xây dựng: Thiết kế nhà cao tầng; Thiết kế sửa chữa, gia cường nhà và và công trình bị hư hỏng dưới tác động của động đất; Ứng dụng các kết cấu và công nghệ mới trong thi công xây lắp: công nghệ ứng lực trước; Giàn lưới không gian nhịp lớn; Thí nghiệm kết cấu chịu tác động của gió bão, động đất, cháy; Thử nghiệm các gối đỡ có tải trọng lớn; Nâng vật nặng lên cao ... 16

- Hợp tác quốc tế trong NCKH, chuyển giao công nghệ, đào tạo và khai thác phòng thí nghiệm: Viện có quan hệ với Viện Hàn lâm khoa học xây dựng Trung Quốc (CABR) về chuyển giao công nghệ ƯLT, nối cốt thép, phần mềm tính toán thiết kế, giàn lưới không gian; Với Mỹ, , Nhật Bản, Đài Loan: về khai thác phòng thí nghiệm phòng chống cháy, gió bão và động đất, các vấn đề về biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn; Với Nhật bản – Các vấn đề về gío bão, động đất và sử dụng thép trong xây dựng; Với Vương quốc Anh – các vấn đề về tiêu chuẩn, qui chuẩn trong thiết kế, thi công nhà cao tầng; Với Hàn Quốc – Các vấn đề về thiết kế các công trình có kết cấu đặc biệt; Với Úc – Các vấn đề về xây dựng nhà cao tầng, gió bão, động đất, phòng chống cháy; Với Đức – các vấn đề về công nghệ xây dựng hiện đại, đặc biệt là trong lĩnh vực xây dựng các nhà máy xi măng; Với Bỉ – Vận hành và khai thác phòng thí nghiệm phòng chống cháy ... 4 LĨNH VỰC NGHIÊN CỨU CHỐNG ĂN MÒN VÀ BẢO VỆ CÔNG TRÌNH - Các công nghệ được chuyển giao: Công nghệ thi công mới và sửa chữa các kết cấu bê tông chịu tác động ăn mòn trong môi trường công nghiệp và ở vùng ven biển; Sơn chống ăn mòn và chịu nhiệt; Chế tạo sơn chống thấm và sơn trang trí: Các công nghệ chống thấm các công trình; Công nghệ chống ăn mòn cốt thép; Phụ gia chống thấm MICROS-T; Phụ gia ức chế ăn mòn ...; - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: các tiêu chuẩn đã được ban hành gồm: Thi công và nghiệm thu bê tông phun khô; Chỉ dẫn kỹ thuật thi công xử lý các vết nứt, rỗ thấm nước bằng công nghệ bơm ép hồ, vữa xi măng; Phương pháp hoá học xác định khả năng phản ứng kiềm silic của cốt liệu bê tông; Bảo vệ chống ăn mòn trong môi trường biển; Thí nghiệm xác định tính chất cơ học của màng sơn, … - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực chống ăn mòn và bảo vệ công trình: Chống thấm nhiều công trình xây dựng mới và công trình sửa chữa: Nhà họp Ban chấp hành Trung ương Đảng, nhà làm việc các Ban Đảng; thi công các công trình vùng biển và các công trình chịu ăn mòn hoá chất: NM Nhiệt điện Uông Bí, NM Đạm Phú Mỹ ...; bơm chèn các vết nứt hoặc xử lý các khu vực bị rỗ của bê tông của các công trình dân dụng và công nghiệp: Các nhà máy xi măng Sông Gianh và Hải Phòng, ...; Công nghệ sử dụng chất tẩy gỉ, sơn chống ăn mòn cốt thép, phun khô lấp đầy các vị trí hư hỏng đã được sử dụng hiệu quả tại: Nhà máy Nhiệt điện Uông Bí, Nhiệt điện Phả Lại, Thủy điện Thác Mơ ...; Công nghệ chống gỉ bảo quản thép đã được áp dụng tại các công trình của Đà Nẵng, Vũng Tầu, Nha Trang; Công nghệ Sơn chống ăn mòn và chịu nhiệt áp dụng cho đường ống công nghệ chịu nhiệt cao của NM Đạm Phú Mỹ ... ; Công nghệ chống thấm công trình ngầm tại: công trình Trung tâm Hội nghị Quốc gia, bể nước ngầm Nhà Chính phủ tại 37 Hùng Vương, Ba Đình HÀ NộI; tầng hầm, bể nước ngầm công trình CT 21 Khu đô thị Ciputra; sàn đáy tầng hầm HH4 Sông Đà; Công trình Trung tâm thương mại Tràng Tiền và nhiều công trình khác; Công nghệ sơn chống thấm gốc Polyurea chống thấm mái, đập thuỷ điện Sông Trạnh 2, bể bơi, bể nước, ống dẫn nước, kết cấu chịu dầu, kết cấu tiếp xúc với hoá chất; … - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực chống ăn mòn và bảo vệ công trình: Cung cấp các giải pháp công nghệ, vật liệu chống ăn mòn hoá chất và ăn mòn vùng biển; chống thấm công trình, đặc biệt 17

là các công trình ngầm và đập thủy điện; các loại sơn chịu nhiệt, các chất tẩy gỉ thép; các loại sơn trang trí chống thấm, mốc ...; - Hợp tác quốc tế trong lĩnh vực chống ăn mòn và bảo vệ công trình, đào tạo, khai thác phòng thí nghiệm: Với Ba Lan về các vấn đề về nghiên cứu chống ăn mòn và bảo vệ công trình vùng biển; Với Nhật Bản: các vấn đề về ăn mòn vùng biển; Với Hàn quốc về công nghệ vật liệu... 5 LĨNH VỰC TRẮC ĐỊA CÔNG TRÌNH - Các công nghệ được chuyển giao: Kết hợp công nghệ GPS và toàn đạc điện tử để lập lưới khống chế thi công và quan trắc chuyển dịch công trình (nhà cao tầng, công trình có hình dạng đặc biệt, diện tích mặt bằng lớn, công trình ngầm,…); công nghệ tự động quan trắc chuyển dịch của công trình. - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Kỹ thuật đo đạc phục vụ công tác thi công nhà cao tầng; Xác định độ lún công trình dân dụng và công nghiệp bằng phương pháp đo cao hình học; Quan trắc chuyển dịch ngang nhà và công trình; Quan trắc độ nghiêng nhà và công trình dạng tháp; Đo và xử lý số liệu GPS trong trắc địa công trình; … - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực trắc địa công trình: Kho Cảng Thị Vải; Nhà máy lọc dầu Dung Quất; Hầm chui Văn Thánh; Trung tâm Hội nghị Quốc gia; nhiều tòa nhà cao tầng và siêu cao tầng ở Hà Nội và Thành phố Hồ Chí Minh; hầm nhà máy thủy điện A Vương; các nhà máy xi măng Cẩm Phả, Thăng Long, Hoàng Thạch;… - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực trắc địa công trình: Các dịch vụ kỹ thuật trắc đạc phục vụ xây dựng nhà cao tầng (lập lưới khống chế, chuyển trục công trình lên cao, quan trắc độ lún, độ nghiêng); trắc đạc cho các dạng công trình quy mô lớn, hình dạng đặc biệt, đòi hỏi độ chính xác cao; trắc đạc phục vụ thi công công trình ngầm, quan trắc tự động …. 6 LĨNH VỰC MÔI TRƯỜNG VÀ PHÒNG CHỐNG CHÁY - Các công nghệ được chuyển giao: Các công nghệ tàng trữ và tái sử dụng tro xỉ nhiệt điện; Công nghệ giảm thiểu ô nhiễm môi trường trong sản xuất vật liệu xây dựng; xử lý rác thải đô thị; sử dụng nguồn năng lượng tự nhiên để tiết kiệm năng lượng; vật liệu xây dựng trong phòng chống cháy cho nhà và công trình ... - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Chế tạo, lắp đặt và nghiệm thu hệ thống thông gió điều hoà không khí và cấp lạnh, Thiết kế, thi công và nghiệm thu hệ thống cấp khí đốt trung tâm trong nhà ở; Thử nghiệm khả năng chịu lửa của cửa đi và cửa chắn ngăn cháy; Qui chuẩn an toàn sinh mạng trong xây dựng; … - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực: Công tác phòng chống cháy ở Trung tâm Hội nghị quốc gia, Văn phòng Quốc Hội, nhiều công trình dân dụng và công nghiệp; Khu chôn lấp chất 18

thải rắn cho 5 đô thị ở khu vực miền Trung và một số bãi rác thải tại Hà Nội; Một số cơ sở sản xuất vật liệu xây dựng có khả năng gây ô nhiễm cao; - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực: Công nghệ và giải pháp kỹ thuật tiết kiệm năng lượng; Giải pháp giảm thiểu ô nhiễm ở các cơ sở sản xuất vật liệu xây dựng, Công nghệ xử lý rác thải đô thị. - Hợp tác quốc tế trong lĩnh vực môi trường, phòng chống cháy, đào tạo, khai thác phòng thí nghiệm: Với Thuỵ Điển – các vấn đề về ô nhiễm môi trường Địa kỹ thuật; Với Đan Mạch – các vấn đề về xử lý và hạn chế ô nhiễm môi trường trong sản xuất vật liệu xây dựng và các giải pháp kỹ thuật nhằm sản xuất sạch hơn; Với Bỉ – nhằm khai thác phòng thí nghiệm phòng chống cháy phục vụ biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quản lý NN trong lĩnh vực này; Với Đức – Khai thác và vận hành phòng thí nghiệm phòng chống cháy ... 7 LĨNH VỰC TRÙNG TU DI TÍCH - Các công nghệ được chuyển giao: Công nghệ trùng tu tháp Chămpa; công nghệ khôi phục trang trí họa tiết; công nghệ phục hồi gia cường kết cấu gỗ và phục hồi chi tiết trang trí gỗ; công nghệ gia cường khối xây gạch; công nghệ chống thấm cho mái và dàn mái; Kỹ thuật phục hồi khảm sứ thuỷ tinh màu; Các giải pháp tôn tạo phần hạ tầng, cảnh quan sân vườn, bảo vệ các phế tích đảm bảo nguyên tắc bảo tồn tối đa di tích gốc, không ảnh hưởng đến màu sắc, kiến trúc, công năng vốn có của di tích ... - Biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn và quy trình kỹ thuật: Các tiêu chuẩn và hướng dẫn kỹ thuật trong lĩnh vực trùng tu di tích. - Công trình trọng điểm hỗ trợ trong lĩnh vực: Các công trình thuộc cụm di tích Cố đô Huế như Ngọ Môn và các cổng thành khác, Chùa Thiên Mụ, Trường Lang - Tử Cấm Thành, Điện Biểu Đức - Lang Thiệu Trị, Cung An Định; Các di tích khác như tháp Mỹ Khánh (Huế), cụm tháp Hòa Lai (Ninh Thuận), tháp cổ Vĩnh Hưng (Bạc Liêu) ...; các công trình có ý nghĩa chính trị quan trọng như: Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh, Phủ Chủ tịch, … - Thế mạnh dịch vụ trong lĩnh vực: Trùng tu di tích trên khắp cả nước. 8 HỆ THỐNG HOÁ VÀ THÔNG TIN TRONG LĨNH VỰC QUI CHUẨN, TIÊU CHUẨN XÂY DỰNG Công tác biên soạn tiêu chuẩn, qui chuẩn là một trong những lĩnh vực trung tâm của Viện. Mọi lĩnh vực hoạt động của Viện đều có các đề tài nghiên cứu và đưa ra các sản phẩm là các tiêu chuẩn, quy trình kỹ thuật, công nghệ. Các tiêu chuẩn được biên sọan thuộc các lĩnh vực kết cấu công trình, công nghệ xây dựng, vật liệu và hóa phẩm xây dựng, sửa chữa và bảo trì công trình, hệ thống kỹ thuật và tiêu chuẩn phục vụ chương trình tiết kiệm năng lượng và nhiều tiêu chuẩn khác được chuyển dịch và biên soạn theo hướng đồng bộ hóa với hệ thống Eurocode. Các Quy chuẩn được Viện đã và đang biên soạn gồm: 19

1. Quy chuẩn hệ thống cấp thoát nước trong nhà và công trình; 2. Nhà ở và công trình công cộng – An toàn sinh mạng và sức khoẻ; 3. Quy chuẩn số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng; 4. Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia về Phân loại, phân cấp công trình xây dựng dân dụng, công nghiệp và hạ tầng kỹ thuật đô thị; 5. Quy chuẩn công trình ngầm đô thị. Phần I - Tàu điện ngầm; Phần II - Gara ô tô; 6. Quy chuẩn An toàn cháy cho nhà và công trình; 7. Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia - Nhà và công trình. Phần 1. Nhà chung cư; Phần 2. Nhà văn phòng; Phần 3. Nhà thương mại; 8. An toàn trong xây dựng; 9. Phòng thí nghiệm chuyên ngành xây dựng; 10. An toàn điện trong xây dựng. Những thành tích đã đạt được trong 50 năm qua và uy tín của IBST trong lĩnh vực xây dựng ở trong và ngoài nước là kết quả của sự chỉ đạo sáng suốt của Bộ Xây dựng và các cơ quan Nhà nước; là sự đoàn kết, nhất trí của toàn thể cán bộ công nhân viên; Là sự phối hợp trong nghiên cứu và triển khai của các chuyên gia trong và ngoài Ngành. Viện xin trân trọng cám ơn mọi sự giúp đỡ và hợp tác trên và hy vọng trong tương lai các mối quan hệ trên tiếp tục được củng cố và phát huy trên tầm cao mới để uy tín và thương hiệu của IBST ngày một rạng rỡ và hữu ích hơn cho sự phát triển của đất nước Việt Nam.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU ỨNG DỤNG KHOA HỌC KỸ THUẬT TIÊN TIẾN PHỤC VỤ XÂY DỰNG LĂNG CHỦ TỊCH HỒ CHÍ MINH GS. TS Nguyễn Mạnh Kiểm*

1 SƠ LƯỢC ĐẶC ĐIỂM VÀ TÍNH CHẤT CỦA CÔNG TRÌNH VỀ MẶT KHOA HỌC KỸ THUẬT Công trình Lăng Hồ Chủ tịch là một công trình đặc biệt, mang tính chất chính trị và lịch sử vô cùng to lớn với chúng ta. Là một công trình kiến trúc vĩ đại, có một không hai trong lịch sử dân tộc. Nó được xây lên không phải chỉ bằng bàn tay khối óc của những người trực tiếp tham gia xây dựng mà là cả trái tim tình cảm và công sức của cả nước ta. Lăng Hồ Chủ tịch còn mang một ý nghĩa quốc tế. Là một công trình của tình hữu nghị, bè bạn khắp năm Châu mong chờ để có dịp được đến viếng thăm Người. Lăng Hồ Chủ tịch cùng với các công trình phục vụ và quảng trường Ba Đình là một công trình hoàn chỉnh, là bộ mặt kiến trúc văn hóa, khoa học kỹ thuật của quốc gia. Về mặt kiến trúc nó mang đầy đủ tính chất dân tộc và hiện đại. Công trình Lăng gồm có 3 khu: khu trái, khu giữa (đặc biệt) và khu phải; diện tích toàn bộ vào khoảng 4000 m2. Khu trái và phải là những công trình ngầm dùng làm phòng khách, triển lãm và các phòng thiết bị máy móc hiện đại điều khiển mọi hoạt động của Lăng sau này. Phía trên không có mái, là những bậc bê tông trát granito để các quan khách đứng trong các dịp lễ trên đỉnh là vườn hoa trang trí. Khu giữa và đặc biệt là phần chính của Lăng gồm phần ngầm có kiến trúc đặc biệt và phức tạp, nơi đặt thi hài Bác với những hệ thống thiết bị bảo vệ, điều khiển tự động tinh vi, phía trên là phần kiến trúc có tính chất dân tộc cao. Độ cao so với mặt đất khoảng 26 m, có cột xung quanh, có sê nô và mái bê tông cốt thép. Trên mái được bọc lớp đồng hàn kín vừa chống thấm và chống sét. Công trình thuộc loại phức tạp cả về xây và lắp, đòi hỏi thời gian thi công gấp, trong vòng 2 năm phải xong toàn bộ công trình với một khối lượng bê tông cốt thép, vữa, ốp đá, sơn, mastit, lấp cát, gratino,… rất lớn và yêu cầu chất lượng rất cao. Công trình được nằm sâu so với mặt đất từ 6 m đến 8 m trong phạm vi ảnh hưởng của mực nước ngầm. Đây là một công trình vĩnh cửu ngoại hạng bằng bê tông cốt thép với nhiều loại vật liệu, thiết bị. Đặc biệt cần thiết cho việc chống thấm, chống ẩm, thông hơi, thông gió, chống âm, chống mốc, chống cháy,… và bền vững trong những điều kiện và môi trường sử dụng khác nhau ở trong và ngoài công trình. Vì vậy, phương châm chỉ đạo trong việc xây dựng Lăng là: Chất lượng hàng đầu, bảo đảm tiến độ, tiết kiệm, an toàn và bí mật. Một công trình mà trong lịch sử xây dựng Việt Nam chưa bao giờ có, nó đòi hỏi chất lượng tuyệt đối cao, sử dụng nhiều loại vật liệu hiếm và mới; thi công nhanh chóng và dứt điểm. Thời gian về phần xây dựng, khối lượng bê tông cốt thép tương đối lớn vào khoảng 20.000 m3 có mác 300 và 400, mức chống thấm > B6 và B ≥ B8 (đối với tường bảo vệ). Khối lượng cát lấp khoảng 50.000 m3 với yêu cầu dung trọng khô

Gs. Ts. Nguyễn Mạnh Kiểm, nguyên Bộ trưởng Bộ xây dựng. Trong thời gian thi công Lăng Hồ Chủ tịch và quảng trường Ba Đình, ông là Phó Viện trưởng Viện KHKT Xây dựng - Bộ xây dựng, đặc trách phòng thí nghiệm 75808.

γc = 1,65 ± 0,02; hàng vạn mét dài mối hàn,… Hàng vạn m2 tôn cách nước và lớp bê tông chống thấm bảo vệ. Ngoài ra, xung quanh công trình được cải tạo lại theo thiết kế chủ yếu của Việt Nam như: đường Hùng Vương bằng bê tông cốt thép mác 400, vỉa hè lát bằng tấm lát bê tông có sỏi và không sỏi trang trí mác 300 đến 400; quảng trường có hệ thống lọc và thoát nước tốt, trồng cỏ thành những ô vuông và đường đi bằng tấm lát bê tông mác cao 400 có sỏi trang trí bề mặt. Tóm lại, công trình Lăng nơi đặt thi hài Hồ Chủ tịch được bảo quản với một kỹ thuật hiện đại lưu truyền lại cho con cháu và bè bạn khắp năm Châu đến ngưỡng mộ và thăm viếng Người. Một công trình kiến trúc lịch sử mang đầy đủ các tính chất hiện đại và dân tộc, trang nghiêm và giản dị. Một công trình có yêu cầu kỹ thuật, mỹ thuật với chất lượng cao nhất. Tất cả những gì đã xây dựng vào Lăng cũng đều phải dựa trên cơ sở của khoa học kỹ thuật, dùng khoa học kỹ thuật để kiểm tra và làm thước đo đánh giá chất lượng công trình. Dưới sự chỉ đạo trực tiếp của Trung ương Đảng và Chính phủ, công trình Lăng Hồ Chủ tịch được xây dựng với một chất lượng rất tốt với một thời gian nhanh nhất trong lịch sử xây dựng Việt Nam. Cũng lần đầu tiên trên công trình này các công tác khoa học kỹ thuật đã được vận dụng một cách toàn diện và chặt chẽ, tất cả nguyên vật liệu và sản phẩm thi công đều được qua thí nghiệm kiểm tra, các quy trình quy phạm, các nguyên tắc nghiệm thu giám định… đều được tuân thủ nghiêm khắc. 2 SƠ LƯỢC TRÌNH TỰ VÀ NỘI DUNG CÔNG VIỆC TRONG THI CÔNG Đặc điểm của công trình là nằm ngầm trong đất 6 m đến 8 m trong phạm vi ảnh hưởng của nước ngầm. Do đó trong thi công và xây dựng công trình, vấn đề chống nước ngầm, chống thấm, chống ẩm là một khâu kỹ thuật rất then chốt. Trình tự công việc được tiến hành như sau: 2.1 Khoan thăm dò, đánh giá chất lượng đất nền để thiết kế Khu vực xây dựng nằm ở trung tâm thành phố Hà Nội tại quảng trường Ba Đình. Địa hình bằng phẳng, độ cao tuyệt đối của mặt đất là 7,26 m đến 8,57 m. Việc khảo sát địa chất công trình được tiến hành năm 1970 và bổ sung năm 1971. Theo số liệu khảo sát, đất của vùng xây dựng là trầm tích và trầm tích ao hồ thuộc thời kỳ Đệ tứ. Phân bố các lớp đất từ trên xuống dưới như sau: 1

Lớp đất cỏ dày

0 đến 0,3 m

Lớp đất đắp dày

0 đến 3,5 m

Lớp đất sét màu có chiều dày

1,5 đến 3,2 m

Sét cao lanh dày

3,5 đến 8,5 m

Á sét

0 đến 4,5 m

Á sét và á cát

Á cát có lẫn mica và sét

Cường độ tính toán của đất theo các lớp như sau Lớp thứ 3

R = 1,9 kG/cm2 22

Lớp thứ 4

R = 2,35 kG/cm2

Lớp thứ 5

R = 1,85 kG/cm2

Lớp thứ 6

R = 1,54 kG/cm2

Mực nước ngầm trong lớp đất đắp, ở độ sâu 1 m đến 2 m nước không có tác dụng xâm thực đến bê tông trong phạm vi 40 m chiều sâu. Nền của khu trái là lớp thứ ba, nền của khu giữa và khu phải là lớp đất thứ tư. Các chỉ tiêu tính toán của các lớp đất như sau: Bảng 1. Chỉ tiêu các lớp đất Lớp đất

γ0

ε0

Sét màu IIIabc

1,92

1,10

1,41

0,19

0,04

1,90

Sét cao lanh

1,99

0,85

0,40

0,23

0,019

2,35

Các lớp phía dưới Lớp thứ 5

R = 1,85 kG/cm2

Lớp thứ 6

R = 1,54 kG/cm2

2.2 Đào móng Móng công trình: móng bè bằng bê tông cốt thép. Móng sâu dưới mặt đất 6 m đến 8 m nằm sâu dưới mực nước ngầm nên vấn đề thi công công trình cần phải tiến hành trong điều kiện hạ thấp mực nước ngầm. Biện pháp đào móng như sau: - Đóng cọc vây bằng thép dài 10 m đến 15 m, rộng 0,3 m (cọc bơm) xung quanh hố móng từ tháng 6/1973 đến tháng 9/1973. - Ngày 2/9/1973 khởi công đào móng bằng cơ giới (máy ủi, xúc, ngoạm) và vận chuyển đất bằng ô tô ra khu Giảng Võ. Đào không có taluy, thành hố đào tường cọc vây, cách chân móng công trình từ 2 m đến 6 m (phía trước cách 6 m để làm đường cầu trục thi công). Móng được đào đến độ cao hơn nền thiết kế khoảng 20 cm, sửa phẳng nền đến cao độ thiết kế. Những nơi gặp bùn hoặc đất xấu thì được đào bỏ và thay bằng lớp cát đầm chặt (nơi có diện tích rộng) hoặc bằng bê tông mác 100. Để hạ mực nước ngầm dự định làm hệ thống giếng bơm kim. Song thi công đào móng đúng vào thời kỳ mực nước ngầm thấp đồng thời nhờ tác dụng của hệ thống cọc vây nên nước ngầm chảy ra ít, nên chỉ cần các hệ thống rãnh, giếng bơm thường xung quanh hố móng. Biện pháp xử lý trên bảo đảm hố móng khô ráo. 2.3 Công tác bê tông và bê tông cốt thép a. Vật liệu dùng cho bê tông - Xi măng Pooc lăng mác ≥ 400, lượng xi măng trong 1 m3 bê tông ≥ 400 đến 450 kg. Đặc biệt đối với công trình chính (Lăng), bê tông mác 400 dùng xi măng PC600 và bê tông mác 300 dùng xi măng PC500 (XM P600, P500 do Nhà máy Xi măng Hải Phòng lần đầu tiên sản xuất theo yêu cầu của mác bê tông chất lượng cao). - Cát modun độ lớn ≥ 2,5 và độ bẩn ≤ 1 %; cấp phối hạt nằm trong vùng quy định; lượng mica < 1 %; lượng SO3 < 0,1 %; tạp chất hữu cơ thí nghiệm so sánh màu tương đương hoặc nhạt hơn màu chuẩn. 23

Với những điều kiện kỹ thuật trên, dùng cát xây dựng Lăng là cát Kim Bôi – Hòa Bình. - Đá dăm granit có cường độ kháng nén ở trạng thái bão hòa nước lớn hơn 2 lần cường độ bê tông tức là yêu cầu khoảng 800 kG/cm2 trở lên. Riêng ở các nóc hào 5 và hào 6 yêu cầu cường độ đá cơ bản lớn hơn 1000 kG/cm2. Chất lượng của đá dăm lượng thoi dẹt < 15 %, cấp phối nằm trong vùng quy định gồm có 2 cỡ 5 ÷ 20 và 20 ÷ 40 mm. Độ bẩn của đá < 1 %; hàm lượng hạt yếu < 10 %; các hạt quá cỡ theo đúng quy phạm 5 đến 10 %. Đá Thác Bà (mỏ Hoàng Thi) có đủ những điều kiện trên, đặc biết là tính phóng xạ không ảnh hưởng đến chất lượng công trình nên được dùng làm vật liệu bê tông Lăng và đường Hùng Vương. - Nước đổ bê tông có độ pH ≥ 4 với tổng lượng muối < 5 g/L và lượng Sulphat SO4 < 2,7 g/L. Nước máy Hà Nội – Ngọc Hà, nước hồ Trúc Bạch và nước ở các giếng bơm hố móng thường có pH ≥ 7, chứa muối và Sulphat rất ít không đáng kể so với yêu cầu trên nên đã được dùng để làm nước trộn bê tông và vữa cho công trình. - Cốt thép dùng cho tất cả các kết cấu bê tông là loại thép AI, AII (CT3, CT5). Các mối hàn chủ yếu là hàn đối đầu, được kiểm tra chất lượng từng ca bảo đảm đúng yêu cầu kỹ thuật. b. Bê tông nền lót móng bè Bê tông nền lót mác 200 có lưới thép Ø8, dày 20 cm, bằng đá dăm hỗn hợp 5 ÷ 20, 20 ÷ 40 mm và có độ sụt 2 đến 3 cm. Liều lượng trong 1 m3 bê tông lót mác 200 đối với xi măng P400 như sau: Xi măng 307 đến 335 kg Cát 0,471 đến 0,485 m3 Đá dăm 5 ÷ 20 mm: 0,331 đến 0,343 m3 Đá dăm 20 ÷ 40 mm: 0,405 đến 0,515 m3 Trước khi đổ bê tông nền có rải một lớp cát bảo vệ dày từ 3 cm đến 5 cm. c. Lớp tôn cách nước Tôn tấm dày 8 mm được hàn kín đặt lên trên lớp bê tông lót nhờ những sắt góc đỡ phía dưới. Giữa lớp bê tông lót và thép tấm có khe hở 3 cm được phun vữa có độ sụt 9 đến 11 cm theo tỷ lệ 1:1,2 (mác 200 với xi măng P400). Tôn cách nước được dựng và hàn lên ở xung quanh đến cao độ trên mặt đất. Để kiểm tra chất lượng và độ kín mối hàn, các thợ hàn phải được kiểm tra hợp cách và các mối hàn được lấy mẫu thí nghiệm cơ học. Độ kín mối hàn kiểm tra bằng phương pháp hút chân không hoặc dầu hỏa tại chỗ. d. Bê tông móng bè Móng là móng bè toàn khối (3 khu riêng biệt). Mác bê tông của các khu là 300, riêng khu đặc biệt (1/2 phía sau khu chính) là mác 400. Móng dày không đều nhau, có nơi 0,8 m ở khu phải và trái, có nơi 1,5 đến 2,5 m ở khu giữa và khu đặc biệt. Độ sụt của bê tông ở nơi mỏng, cốt thép thưa vào khoảng 2 đến 3 cm, nơi dày và cốt thép nhiều bê tông có độ sụt 4 đến 5 cm. Mức độ chống thấm của bê tông yêu cầu B6. Cấp phối bê tông (Xi măng P500): - Bê tông có độ sụt từ 2 đến 3 cm: 24

Xi măng 370 đến 355 kg Cát 0,450 đến 0,464 m3 Đá dăm 5 ÷ 20 mm: 0,340 đến 0,341 m3 Đá dăm 20 ÷ 40 mm: 0,510 m3 - Bê tông có độ sụt từ 4 đến 5 cm: Xi măng 400 kg Cát 0,435 m3 Đá dăm 5 ÷ 20 mm: 0,336 m3 Đá dăm 20 ÷ 40 mm: 0,505 m3 e. Bê tông công trình Bê tông tường trong dày từ 30 đến 40 cm mác 300 B6 nằm phía trong lớp tôn cách nước. Ngoài lớp tôn cách nước được bọc một lớp tường bê tông bảo vệ mác 300, mác chống thấm B8. Các loại bê tông sàn, dầm, cầu thang, côn sơn,… khu trái, giữa, phải là mác 300 với mức chống thấm B6. Riêng bê tông khu đặc biệt là mác 400, chống thấm B6 có độ sụt từ 2 ÷ 3 và 5 ÷ 6 cm với loại xi măng P600. Khối lượng bê tông cốt thép có mác cao vào khoảng 18.000 m3, tất cả liều lượng đều do phòng thí nghiệm 75808 thuộc Viện KHKT xây dựng nghiên cứu và cung cấp. f. Lớp bitum chống thấm Ngoài lớp tường bảo vệ được quét bitum mác 4 bằng phương pháp nguội làm 3 lần theo liều lượng nghiên cứu của phòng thí nghiệm 75808. g. Lớp cát lấp móng Phần móng đào xung quanh công trình sau khi thi công xong các tường ngoài đến cao độ mặt đất được lấp bằng cát vàng Phổ Yên modun từ 2 đến 2,5 có dung trọng khô đầm chặt tối ưu γ = 1,68 T/m3 ở độ ẩm 12 đến 16 %. Dưới lớp cát có hệ thống tầng lọc, rãnh và hệ thống bơm thoát nước. Cát vàng lấp xung quanh công trình được đầm chặt bảo đảm dung trọng khô từ 1,58 đến 1,63 T/m3 bằng cơ giới (bánh xích) và được kiểm tra theo từng lớp dày 25 đến 30 cm. Những nơi không đầm được bằng bánh xích hoặc bánh hơi như các khu gần tường, các hành lang, xung quanh các giếng,… được tiến hành đầm bằng máy đầm rung. h. Sàn của khu phải và khu trái Là bê tông cốt thép (B6), phía trên được quét mastit bitum chống thấm, mái được thi công làm 4 lớp, giữa mỗi lớp có vải sợi thủy tinh. Trên lớp mastit chống thấm được láng lớp vữa xi măng và sau đó tiếp tục đổ bê tông thành bậc thang (mác 300 với đá nhỏ cỡ 5 ÷ 20 mm). i. Khu giữa và khu đặc biệt Là phần kiến trúc nổi mang tính chất dân tộc có giật cấp và ốp đá màu. 25

Phần chính của Lăng (trên phòng thi hài) cao hơn mặt đất khoảng 26 m, có cột xung quanh và trên cùng là sê nô, lớp mái bê tong có dán mastit bitum chống thấm và lớp đồng 1 mm cách nước kiêm thu lôi. Giữa các khu được nối liền bởi các hành lang ngầm bằng bê tông cốt thép có tôn cách nước. Xung quanh phần ngầm khu đặc biệt có những khối bê tông dày làm tường chắn chống bom lớn trong tình trạng chiến tranh. 2.4 Công tác trang trí Công tác quan trọng và có khối lượng lớn thứ hai là công tác trang trí. Một công tác phức tạp, đòi hỏi về chất lượng và mỹ thuật cao. Chủ yếu gồm các công việc sau: - Trát tường trần bên trong các phòng: tường trần được trát với vữa xi măng mác 80 đến 100, có độ sụt 5 ÷ 7 cm. Lớp trát dày 5 đến 7 cm. Có lưới thép Ø1,4 mm có lỗ ô 7 cm x 7 cm và vữa được trát làm 5 lần. Các lần trát đầu dùng loại vữa lót cát modun 2 đến 2,5; lần sau cùng được xoa phẳng bằng vữa mặt cát nhỏ < 2,0. Các lớp trát đầu thi công dùng phương pháp vảy vữa vào lưới thép, khi vữa vừa se vảy lượt thứ hai và tiếp tục như thế đến lớp xoa mặt cuối cùng. Trần, trên lưới thép là một lớp thủy tinh bọt dày khoảng 20 cm (được xếp bởi những viên thủy tinh bọt sản xuất từ Liên Xô) để cách âm và nhiệt. Dưới cũng là lớp vữa mịn xoa phẳng. - Ốp đá tường ngoài và một số phòng quan trọng: Khu giữa và khu đặc biệt được ốp đá granit cẩm thạch các mầu (hồng, đen, xám…) và đá hoa cương (trắng) dày 4 cm có kích thước khác nhau từ 0,5 m đến 1 m mỗi cạnh, sản xuất từ Liên Xô. Đặc biệt bức tường trước phòng thi hài ốp đá màu đỏ làm thành hai lá cờ Đảng và cờ Tổ quốc khai thác từ Thanh Hóa và do nhà máy An Dương cưa ghép từng mảnh nhỏ. Các bậc cầu thang là những tảng đá ghép bóng bẩy. Các tấm đá được néo vào một lưới thép xung quanh tường. Ở phần sê nô, sắt néo là loại thép không gỉ Ø8, các neo khác là loại thép CT3. Giữa tường bê tông và tấm đá được chèn chặt một lớp vữa xi măng dày 5 cm đến 7 cm, mác 100 đến 150 và có độ sụt 10 ÷ 15 cm. Những mảnh đá như đá cờ được dán chèn bởi một loại keo hỗn hợp đặc biệt từ epoxy do phòng thí nghiệm nghiên cứu. - Sơn: tường các phòng được sơn bởi loại sơn trang trí khác nhau: sơn dầu, sơn keo, sơn vinylaxita, sơn nước BA. Đây là những loại sơn trang trí cao cấp do phòng thí nghiệm nghiên cứu và pha chế thích hợp bảo đảm màu sắc theo thiết kế và chống mốc meo trong điều kiện công trình vận hành. - Sơn epoxy: dùng để quét các mối hàn tôn cách nước để làm lớp bảo vệ chống rỉ. Ngoài ra, một số vật liệu khác cũng được nghiên cứu sử dụng trong công trình như: keo dán đồng, keo dán cao su, các loại mastit, tất cả đều do phòng thí nghiệm nghiên cứu chế tạo ra. - Granitô: các khán đài trái và phải được trát granitô tại chỗ màu xám. Nền các phòng được đổ bê tông lót đá dăm mác 75 đến 100 và lát bằng những tấm granitô 40 cm x 40 cm được sản xuất tại nhà máy An Dương. Các chỉ tiêu kỹ thuật của các loại granitô được quy định như sau: Rnén = 200 kG/cm2 ; độ mài mòn: 0,7 đến 0,8 g/c; uốn: 189 kG/cm2; độ hút nước < 8 %. 26

2.5 Công tác cải tạo quảng trường Đường Hùng Vương được làm bằng bê tông cốt thép mác 400 dày 22 cm. Các vỉa hè được lát tấm bê tông mác 300 cỡ 300 x 300 x 40 cm. Quảng trường trồng cỏ có hệ thống lọc thoát nước và hệ thống đường lát kẻ ô vuông. Hệ thống lọc thoát nước cấu tạo từ dưới lên trên như sau: đất nền; sỏi cỡ lớn 20 ÷ 40 mm; sỏi nhỏ 3 ÷ 20 mm; cát vàng; đất phù sa để trồng cỏ. Các đường trong sân Ba Đình được lát bằng tấm lát bê tông mác 400 có sỏi trang trí bề mặt cỡ 600 x 600 x 60 mm và 400 x 400 x 60 mm. Ở đây có khác là trên lớp sỏi là lớp cát thô d50 = 1,5 mm, được đầm chặt đến dung trọng khô là 1,75 T/m3, xung quanh có ô cỏ có tấm bê tông “viền ô cỏ”. Nền tấm lát vỉa hè dọc đường Hùng Vương – Bắc Sơn và một số nơi khác được đầm chặt cát vàng dung trọng khô 1,58 kG/cm3 và sau đó có một lớp vữa gia cố bằng xi măng cát ở độ ẩm thiên nhiên 9 % có cường độ 40 đến 60 kG/cm2, ở độ đầm chặt γk = 1,68 T/m3. Tất cả những vật liệu và các loại sản phẩm bê tông nói trên đều được Viện KHKT Xây dựng nghiên cứu kiểm tra và hướng dẫn sản xuất tại các nhà máy đúc sẵn. 3 MỘT SỐ VẤN ĐỀ KHOA HỌC KỸ THUẬT ĐÃ ĐƯỢC NGHIÊN CỨU VÀ ÁP DỤNG VÀO CÔNG TRÌNH 3.1 Vận dụng các tiêu chuẩn đánh giá chất lượng vật liệu bê tông Viện KHKT Xây dựng đã căn cứ vào những điều kiện kỹ thuật của công trình, dựa vào các quy trình quy phạm đề ra một số tiêu chuẩn chất lượng cơ bản. Trong quá trình khai thác và thi công, căn cứ vào những tiêu chuẩn này mà đánh giá chất lượng vật liệu, đồng thời dựa vào các kết quả thí nghiệm kiểm tra mà ra quyết định sử dụng hoặc yêu cầu xử lý trước khi dùng. Các chỉ tiêu chất lượng đó là: - Đối với đá dăm: + Cấp phối nằm trong vùng quy định của đường chuẩn theo quy phạm nhà nước; + Hàm lượng thoi dẹt ≤ 15 % trọng lượng; + Độ bẩn (bụi, bùn, đất sét) ≤ 1 %; + Cường độ nén của đá bão hòa ≥ 2Rb; + Độ phóng xạ không đáng kể. Loại hạt đá quá cỡ trong mỗi nhóm ≤ 5 % và nhỏ hơn cỡ quy định trong nhóm ≤ 10 %. Nếu vượt quá quy định này phải sàng bỏ hoặc chỉnh liều lượng cấp phối. Hàm lượng hạt yếu kém phẩm chất ≤ 5 % đến 7 %. - Đối với cát: + Cấp phối nằm trong vùng quy định của quy phạm nhà nước. + Mô đun độ lớn > 2,5. + Độ bẩn (bụi, bùn, đất sét) ≤ 1 %. + Hàm lượng lưu huỳnh (quy ra SO3) ≤ 1 %. + Tạp chất hữu cơ không thấp hơn màu chuẩn. 27

Đối với các công trình thuộc K75 (quảng trường), các yêu cầu chất lượng vật liệu trình bày ở trên có thể thay đổi phù hợp với tính chất công trình và yêu cầu thiết kế. - Đá dăm có thể dùng đá vôi có cường độ nén bão hòa lớn hơn 2 lần cường độ bê tông. Cát, mô đun độ lớn M ≥ 2 và độ bẩn ≤ 2 %. Để xử lý lượng thoi dẹt quá quy định trong đá dăm sản xuất ra từ Thác Bà đưa về công trường sử dụng, phòng thí nghiệm 75808 thuộc Viện KHKT Xây dựng đã nghiên cứu chế tạo một loại “sàng thoi dẹt” cấu tạo bởi những thanh sắt góc ghép song song theo chiều dọc có khe hở 7 mm đối với cỡ đá 5 ÷ 20 mm và khe hở 22 mm đối với cỡ đá 20 ÷ 40 mm để nghiêng với những góc độ thích ứng 30o đến 60o. Khi sàng các loại hạt dẹt < 7 mm và < 22 mm (thường chiếm nhiều trong các cỡ đá dăm) sẽ theo các khe hở rơi xuống phía bên kia sàng và được loại bỏ ra. Nhờ đó công trường đã xử lý hàng ngàn mét khối đá dăm có hàm lượng thoi dẹt > 15 ÷ 25 %, giảm xuống còn 10 ÷ 14 %. Chỉ tính riêng khi xử lý đợt đầu khoảng 2000 m3 đá dăm, sáng kiến này đã làm lợi cho Nhà nước gần 3000 công, đó là chưa kể đã đẩy nhanh tiến độ thi công và giải quyết khó khăn trong vấn đề xử lý vật liệu đá dăm (“sàng thoi dẹt” là sáng kiến của PTS. Nguyễn Mạnh Kiểm). 3.2 Thiết kế thành phần bê tông và vữa các loại Căn cứ vào yêu cầu kỹ thuật thiết kế và thi công, trên cơ sở của các nguồn vật liệu cho phép dùng vào công trình, phòng thí nghiệm 75808 thuộc Viện KHKT Xây dựng đã nghiên cứu thí nghiệm và thiết kế hàng loạt cấp phối bê tông, vữa ứng với các loại vật liệu khác nhau. Nguyên tắc thiết kế được chú ý đến sự thay đổi độ sụt của hỗn hợp bê tông, vữa, đến độ rỗng của cấp phối đá tối ưu, của chất lượng xi măng và lượng xi măng khống chế để khỏi ảnh hưởng tới hiện tượng tỏa nhiệt gây rạn nứt, đảm bảo các yêu cầu về cường độ và mức chống thấm B6, B8. Bảng 2. Liều lượng vật liệu cho 1 m3 bê tông STT

Mác bê tông

Loại xi măng

Độ sụt (cm)

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13

400 400 400 300 300 300 300 300 300 300 200 200 200

P600 P600 P600 P600 P600 P500 P500 P500 P500 P500 P400 P400 P400

5÷6 2÷3 >4 2÷3 4÷5 2÷3 2÷3 4÷5 2÷3 4÷5 2÷3 2÷3 2÷3

Liều lượng vật liệu cho 1 m3 bê tông Xi măng Cát Đá dăm Đá dăm 3 (kg) (m ) 5 ÷ 20 mm 20 ÷ 40 mm (m3) (m3) 450 0,431 0,334 0,500 420 0,445 0,341 0,500 450 0,438 0,848 345 0,471 0,344 0,514 410 0,457 0,855 355 0,464 0,341 0,511 370 0,450 0,340 0,510 400 0,435 0,336 0,505 380 0,453 0,835 430 0,460 0,830 307 0,471 0,343 0,515 325 0,457 0,342 0,514 335 0,485 0,331 0,405 28

Ghi chú

B6 B6 B6 B6 B8 B6 B8 B6 B8 B8

14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25

200 200 200 200 200 150 100 100 100 100 70 50

P400 P400 P400 P500 P500 P500 P400 P400 P500 P500 P400 P400

0÷2 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3 0÷2 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3 2÷3

400 340 350 260 290 210 230 250 200 210 205 175

0,459 0,500 0,506 0,496 0,522 0,515 0,500 0,482 0,515 0,582 0,515 0,533

0,848 0,845 0,845 0,370 0,870 0,370 0,360 0,900 0,370 0,915 0,915 0,372

0,540 0,550 0,538 0,550 0,556

Bảng 3. Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa xi măng cát STT

Mác vữa

Loại xi măng

Tỷ lệ theo thể tích

Độ sụt (cm)

Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa Cát (m3) 0,90

Cát 1,3

10 ÷ 12

Xi măng (kg) 700

200

P400

Xi măng 1

50 ÷ 80

P400

3,0

7÷8

350

1,00

50 ÷ 80

P500

3,5

7÷8

300

1,00

100 ÷ 150

P400

2,0

8 ÷ 12

610

0,93

100 ÷ 150

P400

2,5

6÷8

400

1,00

100 ÷ 150

P500

2,5

8 ÷ 10

400

1,00

100

P400

1,5

12 ÷ 15

620

0,93

300

P500

1,3

700

0,90

400

P600

1,5

620

0,93

Bảng 4. Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa tam hợp STT

Mác vữa

Loại xi măng

Tỷ lệ theo thể tích Xi măng

Vôi

Cát

Độ sụt (cm)

Liều lượng vật liệu cho 1 m3 vữa Xi măng (kg)

Vôi tôi (m3)

Cát (m3)

P400

0,7

5,0

210

0,14

1,05

P400

0,28

3,5

300

0,08

1,00

Theo yêu cầu của thi công, căn cứ vào đặc điểm của kết cấu, phòng thí nghiệm nghiên cứu và cung cấp liều lượng cho từng khối đổ cụ thể. Bê tông có mác 400 thường đạt 450 kG/cm3 ; bê tông có mác 300 thường đạt 370 đến 400 kG/cm3. Các loại bê tông mác thấp khác thường đạt cao hơn thiết kế 25 đến 50 %. Các loại vữa đều đạt cao hơn thiết kế từ 40 đến 60 %. Bê tông mác 300, 400 thường đạt độ chống thấm B > 8. Nguyên nhân chủ yếu là do: - Xi măng mới sản xuất được dùng trong thi công có cường độ thực tế cao hơn mác sản phẩm. 29

- Độ sụt hỗn hợp bê tông – vữa trong thi công được khống chế ở giới hạn thấp hơn khi thiết kế. - Chất lượng vật liệu cát, đá và điều kiện tạo mẫu thí nghiệm khi thi công tại hiện trường có thể tốt hơn điều kiện khi thiết kế trong phòng. Kết quả của việc nghiên cứu và kiểm nghiệm lại của phòng thí nghiệm 75808 đã là căn cứ khoa học và thực tiễn khách quan để Hội đồng Giám định và Nghiệm thu TW cũng như các chuyên gia đánh giá chất lượng bê tông và vữa của công trình Lăng Hồ Chủ tịch là rất tốt. 3.3 Bê tông tiêu âm Trong công trình Lăng cần có một loại vật liệu để làm giảm hoặc tiêu hẳn tiếng động của máy móc tại khu phải theo hào 3 và 4 thoát ra ngoài. Theo yêu cầu của thiết kế, phòng thí nghiệm 75808, Viện KHKT Xây dựng đã nghiên cứu và thiết kế một loại bê tông tiêu âm để đúc thành những viên gạch xây tường ngăn phần phát tiếng động nói trên. Yêu cầu chất lượng của loại bê tông này phải đạt cường độ nén tuổi 28 ngày là 40 kG/cm2 ở dung trọng khô 1600 đến 1700 kG/m3. Bảng 5. Liều lượng cấp phối cho 1 m3 bê tông STT

Điều kiện áp dụng vật liệu

Đơn vị

Số lượng

Tỷ lệ theo trọng lượng

Xi măng P600 Mạt đá cỡ 1,5 đến 5 mm Nước

kg kg lít

365 1275 127

1 3,5 0,35

Xi măng P600 Mạt đá cỡ 2,5 đến 5 mm

kg kg

405 1215

1 3

Nước

lít

121

0,3

Bê tông sản xuất thành gạch 180 x 180 x 360 mm và 180 x 1000 x 100 mm tại nhà máy bê tông Hà Nội, dùng phương pháp hấp hơi nóng trong lồng phủ bạt (ứng dụng kết quả nghiên cứu năm 1972 của PTS. Nguyễn Mạnh Kiểm). Cường độ thực tế trung bình là 50 kG/cm2 ở tuổi 28 ngày, dung trọng 1650 đến 1700 kG/m3. Hệ số hút âm 67 đến 84 % ở tần số 500 đến 800 Hz. Thực tế sử dụng cho thấy tác dụng tiêu âm của loại bê tông này rất tốt, đứng ngoài hào 3 không nghe tiếng động của máy móc vận hành từ bên trong khu phải phát ra. 3.4 Vữa nở chống thấm Theo yêu cầu của công trường, phòng thí nghiệm 75808 đã nghiên cứu và áp dụng kết quả nghiên cứu của Viện (đề tài của PTS. Nguyễn Mạnh Kiểm) trước đây, cung cấp cho thi công một thành phần vữa xi măng có chất phụ gia dùng để chèn đường ống, chân bu lông móng máy và chống thấm công trình. Thành phần vữa này có khả năng trương nở trong môi trường nước, môi trường ẩm và có cường độ thấm khá cao B6. Đây là một loại vữa nở gồm có xi măng, cát và một số chất phụ gia như CCБ và bột nhôm Al2O3.

Bảng 6. Thành phần vữa và hàm lượng chất phụ gia Thành phần vữa tỷ lệ theo

Độ sụt

trọng lượng XM/cát 1 : 1,5

Nước/XM 0,45

1 : 1 (thể tích)

Hàm lượng chất phụ gia

Độ nở

Khả năng

Cường độ

(tỷ lệ trọng lượng so với xi măng)

(mm/m)

chống thấm (kG/cm2)

(kG/cm2)

> 300

CCБ (%) 6

0,1

Al2O3 (%) 0,02

0,01

300

Kết quả thực nghiệm cho thấy loại vữa và bê tông này chống được hiện tượng co ngót của bê tông, bảo đảm mức độ chống thấm theo yêu cầu và đặc biệt là cường độ tăng lên (phát triển) nhanh trong những ngày đầu (R3) so với các loại bê tông vữa thường khác. 3.5 Mastit chống thấm Theo yêu cầu của thiết kế, phòng thí nghiệm 75808 đã nghiên cứu một loại mastit bitum dùng để quét và dán cùng với vải thủy tinh trên các mái của các khu phải, trái. Loại mastit bitum này có khả năng bền nhiệt với độ hóa mềm 600 đến 950, có khả năng chống thấm, chống uốn và dãn tốt. Vật liệu dùng để pha chế là bitum III và chất độn phụ gia ở hai dạng xi măng và sợi amiăng (asbet). Kết quả thực tế cho thấy dùng tỷ lệ chất độn 20 % (dạng bột amiăng 1, bột xi măng 1,5) cho nhiệt độ hóa mềm 85 0C dễ thi công và đảm bảo dán vải thủy tinh tốt. Chất độn nhiều rắn cứng khó thi công, mặc dù độ hóa mềm có cao hơn (đến 93 0C). Trong chất độn không có amiăng hoặc tỷ lệ xi măng nhiều cũng không nâng cao được nhiệt độ hóa mềm của mastit bitum. Trong thi công khe biến dạng, khe lún cũng dùng loại mastit bitum (gồm bitum 4 trong đó trộn nóng 20 % xi măng) để nhét vào các khe có tác dụng chống thấm. 3.6 Vữa chịu axit và mastit chịu axit Theo yêu cầu của thiết kế, phòng thí nghiệm đã tiến hành nghiên cứu xác định thành phần vữa chịu axit để dùng trong các buồng có thiết bị đựng axit. Vật liệu dùng là cát thạch anh Quảng Bình sàng qua sàng 1,6 mm; chất độn mịn nghiền từ cát thạch anh đến độ mịn cho phép. Chất kết dính là thủy tinh lỏng (TTL) modun bằng 2,4 đến 2,6. Chất đóng rắn là Fluosilicat Natri thuần khiết (90 %). Có thể dùng một trong hai đơn dưới đây để thi công. Bàng 7. Cấp phối vữa chịu axit STT

Thành phần định lượng cho 1 m3 (kg) Cát

Phụ gia mịn

T.T.L

Na2SiF6

Độ sụt (cm)

1320

440

52,8

1320

396

47,5

Thời gian thi công

Trước khi thử axit

Sau khi thử axit

Hệ số bền axit (%)

130

115

88,5

140

127

Cường độ kháng ép (kG/cm2)

Kết quả thực tế cho thấy, modun thủy tinh lỏng ảnh hưởng đến cường độ và thời gian thi công. Modun cao, cường độ cao, song thời gian ninh kết quá nhanh không thích hợp. Tỷ trọng của thủy

tinh lỏng 1,36 đến 1,38 và modun 2,4 đến 2,6 có thể đảm bảo cường độ kháng ép của vữa sau khi chịu axit: R28 > 100 kG/cm3. Trong thi công, để làm phẳng lớp sơn của tường phòng chịu axit, phòng thí nghiệm cũng đã nghiên cứu một loại mastit chịu axit để làm nền lót. Loại mastit này chế tạo từ thủy tinh lỏng và Sulphat Bari được pha trộn với tỷ lệ thích hợp. 3.7 Mastit cho sơn tường trang trí Để tạo nền trước khi sơn tường cần dùng một loại mastit có độ công tác, thời gian thi công và độ tróc thích hợp. Trên cơ sở thí nghiệm đã chọn được hai loại: mastit trên cơ sở sơn lót và mastit hỗn hợp. Mastit hỗn hợp là loại mastit dùng chung cho các loại sơn kể cả sơn nước cũng như sơn dầu. Thành phần gồm: bột độn và vật liệu kết dính (keo và dầu pha sơn). Loại mastit keo dầu này có nhược điểm là: chất lượng không ổn định, phụ thuộc vào lượng keo: khi ẩm và yếm khí có mùi khó chịu, dễ mốc, sản xuất phức tạp. Sau khi nghiên cứu, Viện KHKT Xây dựng đã kiến nghị thay bằng loại mastit trên cơ sở sơn vinylacrylic. 3.8 Các loại sơn trang trí và sơn kỹ thuật 3.8.1 Sơn keo Dưới sự hướng dẫn của chuyên gia Liên Xô, phòng thí nghiệm đã nghiên cứu chọn được thành phần sơn thích hợp gồm các loại vật liệu sau: - Chất kết dính là keo da, có độ kết dính > 6E và tạo màng. - Chất độn là bột phấn. - Sắc tố. Yêu cầu chất lượng của loại sơn này phụ thuộc vào chất lượng của keo và thành phần lớp nền lót. Sơn keo chỉ dùng trên nền lót Al-K, không dùng trên nền lót Sunphat Đồng. 3.8.2 Sơn vinylaxetat (VA) Đây là loại sơn thành phần nước trên cơ sở Poli tổng hợp. Bằng cách Polyme hóa Vinylaxetat ở nhiệt độ 1800C trong sự có mặt của chất xúc tác, nhận được - Polivinyl axefát. Sau đó đưa vào chất tạo nhũ (Proexanol) và chất tạo dẻo (Libutyl ftalat) thu được chất kết dính cho sơn PVA. Phòng thí nghiệm C75 đã tiến hành thí nghiệm độ bám dính đạt 98 %, đạt yêu cầu uốn trên nền vữa. Căn cứ vào số liệu thí nghiệm, lập ra quy trình thi công chi tiết cho sơn và các phương pháp bảo vệ sơn khỏi mốc, đồng thời xác định được khả năng và mức độ chống mốc của Pentaclofenslat Natri. 3.8.3 Sơn dầu Thành phần gồm dầu pha sơn (olif), sắc tố và bột độn. Ngoài ra còn có chất làm khô (dung dịch Chì Mangan). Sơn dầu được sơn chủ yếu ở khu vực đặc biệt của công trình, các phòng vệ sinh (trần) và một số phòng kỹ thuật. Song, với quy trình thi công và nguyên vật liệu của sơn do thiết kế của bạn quy định đã làm cho một số nơi sơn dầu bị rỉ vàng và bong lớp. Qua nghiên cứu thực tế, phòng thí 32

nghiệm đã phân tích những nguyên nhân gây hỏng lớp sơn do tường thấp ẩm đọng nước nên phân hủy và cản trở sự đóng rắn của dầu Olifa và không gian buồng tạo điều kiện rỉ phát triển, đồng thời tiến hành làm thí nghiệm để rút ra quy trình thi công và vật liệu pha chế thích hợp. Quy trình đó gồm: - Xử lý mặt trước sơn: cọ, đánh bóng. - Sấy và thông gió mặt sơn cục bộ. - Sơn lót bằng sơn chịu ẩm và chống rỉ (thay cho lớp dầu olif theo quy trình của bạn). - Sơn lớp sơn trang trí. Trong thành phần sơn lót bổ sung vào hai loại chất mới là Monoxit Chì và Axetát Chì. Đã thi công phần ngầm nhưng không thấy hiện tượng rỉ. 3.8.4 Sơn Epoxy Để tiến hành chống rỉ, chống thấm và chống xâm thực axit vào những mối hàn của lớp tôn cách nước, những thanh thép trong phòng chịu axit… Đã nghiên cứu thí nghiệm dùng sơn Epoxy. Sơn Epoxy được nghiên cứu dùng ở hai dạng: - Dạng (Rak) lắc dùng để làm màng bảo vệ mối hàn. - Dạng sơn có pha thêm sắc tố (Oxit Sắt, Al…) để sơn thép nơi chịu axit. Thành phần sơn gồm: - Chất kết dính: Epooxi. - Chất tạo dẻo: Đibutyl Phtalat. - Chất đóng rắn: Polyetylen poliarin. - Dung môi Axeton. - Chất độn: Các Oxit và sắc tố bền. Thành phần này được pha chế theo những tỷ lệ thích hợp và được hướng dẫn sử dụng, thi công theo những quy trình cụ thể do phòng thí nghiệm ban hành trong công trường. Căn cứ vào quy trình này, đã hướng dẫn quét 12 000 m đường hàn tôn cách nước và sơn hàng nghìn mét thép chống axit. 3.9 Các loại keo dán a. Keo dán đá Keo được nghiên cứu chế tạo từ loại epoxy, thành phần gồm có: Epoxy

: 100

Polyetylen Polyamin

: 15

Đibutylfalat

: 10

Bột độn

: 70

Keo có cường độ bền ép trượt ~ 100 kG/m2 được dùng để dán đá, dán đá với bê tông và gắn xử lý đá sứt mẻ ở dạng mastit. 33

b. Keo dán đồng Nghiên cứu từ Epoxy biến tính bằng nhựa Furfurol axeton, có khả năng dán đồng tốt. Cường độ bền kéo đứt khoảng 30 kG/cm2. Thành phần keo gồm: Epooxi ED-5, Furfurol axeton, Stinol polyetylepolyamin. Keo này đã được áp dụng dán đồng với đồng trong các khe biến dạng công trình. c. Keo dán cao su Cao su Liên Xô là loại cao su tổng hợp, biến cứng có bề dày lớn khó dán. Để dán loại cao su này khi thi công khe biến dạng công trình và các cửa C5, phòng thí nghiệm đã chế tạo một loại keo dán gồm: cao su, policloropren, stirol, chất trùng hợp peoxitbenzoila. Loại keo này hòa tan trong dung môi hỗn hợp Toluenbenzen. Keo có đặc điểm tự lưu hóa, bền nhiệt bền nước (mẫu thí nghiệm 5 tháng không hỏng). Độ bền xé đạt 1,8 đến 3,8 kG/cm. Keo dán ở thể lỏng được cho vào những lọ nhỏ kín để dùng. Keo dễ đóng rắn và giòn khi tiếp xúc với không khí. Vì vậy khi bôi keo lên hai mặt cao su đã được cọ xát sạch vào khoảng 5 đến 10’ là dán ép chặt ngay, nếu để lâu, mặt dán khô giòn không còn tác dụng dính nữa. d. Sơn keo chịu nhiệt và chống nắng Sơn keo chịu nhiệt có công dụng đặc biệt dựa trên cơ sở nhựa Melamin biến tính với các chất độn và phụ gia bền nhiệt như bột nhôm, oxit nhôm và oxit titan công nghiệp. Loại sơn này dùng để bảo vệ các chi tiết máy nén khi làm việc nhiệt độ bề mặt vỏ máy khoảng 700C. Để chống nắng ở các cửa gỗ, phòng thí nghiệm đã nghiên cứu dùng loại Vecni Melamin được sản xuất từ nhựa melamin biến tính Formalin và Alkyd; so với chịu nhiệt, hàm lượng dung dịch Alkyd trong vecni ít hơn. Loại vecni này có khả năng bền dưới tác dụng của bức xạ mặt trời và thay đổi nhiệt độ. 3.10 Công tác nền móng và đất lấp a. Nền móng Sau khi cơ giới đào móng đến cốt yêu cầu, việc tiến hành kiểm tra chất lượng nền móng là cần thiết. Việc xử lý các vùng đất xấu và các hố đào được thực hiện thận trọng, những nơi có diện tích rộng thường thay bằng cát, còn nơi sâu và hẹp như hố đào thường đổ bê tông. Để kiểm tra chất lượng nền, phòng thí nghiệm đã tiến hành lấy mẫu không phá hoại tại hiện trường đưa về Viện xác định các chỉ tiêu cơ lý cơ bản. Việc lấy mẫu được tổ chức theo mạng lưới 15-20 m x 5-7 m bằng hố đào sâu từ 0,5 đến 1 m và khoan tay Ø 60 mm đến độ sâu 1,5-2,5 m. Mẫu nguyên dạng được bọc sáp và bảo quản cẩn thận để trong quá trình vận chuyển đất vẫn ở trạng thái thiên nhiên. Khi lấy mẫu cũng cần phải mô tả tình hình địa chất của hố đào và hố khoan theo độ sâu, với mỗi loại và lớp đất phải bảo đảm tối thiểu là 3 mẫu thí nghiệm. Các mẫu thí nghiệm này được tiến hành thí nghiệm xác định dung trọng, độ ẩm, hệ số rỗng tự nhiên, chỉ số dẻo, độ sệt, sức chống cắt, hệ số nén, phân tích hạt. Việc đánh giá chất lượng nền đất được dựa trên cơ sở so sánh kết quả thiết kế (kết quả khảo sát) và kết quả kiểm tra (thí nghiệm của phòng thí nghiệm). Cường độ của đất (sức chịu) R theo tài liệu khảo sát được tính toán dựa trên các bảng tra từ các chỉ tiêu cơ lý, được kiểm tra lại bởi công 34

thức H.P Pyzoipebekau theo các số liệu thí nghiệm. Sự so sánh cho thấy, đất nền thực tế phù hợp với những số liệu thiết kế đã cho và do đó kết luận rằng công trình được xây dựng trên lớp đất nền tốt, đảm bảo yêu cầu của thiết kế. b. Lấp cát và đất Xung quanh hố móng công trình lăng được lấp bằng cát vàng, sạch, có chất lượng tốt. Phòng thí nghiệm 75808 đã nghiên cứu yêu cầu của thiết kế và đề nghị dùng cát Phổ Yên để lấp vào hố móng. Cát Phổ Yên có độ bẩn khoảng 2 %, modun độ lớn 2 đến 2,8 trung bình là 2,5. Các tiêu chuẩn khác đạt yêu cầu như dùng cho bê tông. Với loại cát dùng cho lấp công trình chịu lực, cát Phổ Yên đạt yêu cầu thuộc vào loại tốt. Qua thí nghiệm đầm chặt tiêu chuẩn, cát có dung trọng khô tối ưu γc = 1,68 T/m3 ở nơi chịu lực quan trọng và γc = 1,58 T/m3 ở nơi ít chịu lực phía trên. Muốn đạt yêu cầu dung trọng trên, trong quá trình thi công phải bảo quản độ ẩm của cát từ 12 đến 16 %, tức là phải phun thêm nước trước khi đầm và chiều dày rải đất chỉ cho phép 25 đến 30 cm. Biện pháp đầm dùng xe ủi bánh xích hoặc bánh hơi đi lại nhiều lần (trung bình 1,5 đến 2 ca) ở nơi diện tích rộng, các nơi vướng cột, giếng và các mép sát tường được đầm bằng đầm rung (đầm bê tông). Để kiểm tra chất lượng đầm chặt của cát, trước hết phải kiểm tra chất lượng vật liệu (cát), độ dày san đầm và độ ẩm cần thiết của cát. Trong quá trình thi công, phòng thí nghiệm đã bố trí tổ thí nghiệm theo dõi lấy mẫu kiểm tra độ chặt (dung trọng khô của cát đầm). Vị trí lấy mẫu kiểm tra theo mạng lưới kẻ ô 3 x 5 m. Chúng tôi đã áp dụng các phương pháp và dụng cụ tiên tiến để kiểm tra dung trọng khô của đất đầm trong điều kiện thi công của hiện trường vừa bảo đảm chính xác vừa phải nhanh gọn. Ở đây, phương pháp đo dung trọng khô bằng phao Côvaliép được áp dụng như là phương pháp chuẩn dùng để làm số liệu nghiệm thu ở các lớp 3, 6, 9,… ở các lớp 1, 2, 4, 5,… được kiểm tra bằng phương pháp chùy xuyên. Phương pháp chùy xuyên dựa trên quan hệ giữa độ cắm sâu của thanh sắt nhọn tiêu chuẩn dưới tác dụng của lực đóng (quả tạ rơi tự do một số lần) và dung trọng khô của vật liệu (đất, cát) được chỉnh lý bằng phương pháp thống kê toán học qua kết quả thí nghiệm riêng biệt đối với từng loại vật liệu. Trên cơ sở thực nghiệm, với dụng cụ chùy xuyên của Viện KHKT Xây dựng chúng tôi đã lập được những đường biểu diễn quan hệ nói trên đối với một số loại đất, cát. Ở đây, đối với cát Phổ Yên có modun khoảng 2,5 khi độ lún sâu của chùy 11,5 m thì dung trọng khô của cát tương ứng ≥ 1,63 T/m3. Dung trọng khô của cát ≥ 1,58 T/m3 khi ở độ lún sâu của chùy 13 cm dưới tác dụng của quả tạ rơi tự do 6 lần. Áp dụng phương pháp này đã đẩy nhanh tốc độ kiểm tra và thi công, bảo đảm yêu cầu kỹ thuật và tiết kiệm nhân lực thí nghiệm. c. Lớp gia cố nền đường vỉa hè (cát + xi măng) Sau khi san đắp nền các vỉa hè đến cốt thiết kế với độ chặt của đất theo quy định, cần tiến hành thi công một lớp vữa gia cố nền dày từ 20 đến 25 cm. Yêu cầu của lớp gia cố này phải đạt cường độ từ 40 đến 60 kG/cm2. Với yêu cầu trên, phòng thí nghiệm đã tiến hành nghiên cứu xây dựng quy trình thi công và kiểm tra chất lượng. Vật liệu dùng là 150 kG xi măng Pooc lăng Hải Phòng trong một mét khối cát vàng có modun độ lớn 2 đến 2,5 ở độ ẩm 8 đến 10 %. Hỗn hợp vữa xi măng được trộn đều ở độ 35

ẩm của cát nói trên và rải lên nền đường tổng số chiều dày H = 1,3 x h (trong đó h là chiều dày lớp gia cố sau khi đã đầm đạt cốt thiết kế). Rải xong sau thời gian 60 phút kể từ lúc trộn vật liệu mới được tiến hành đầm để xi măng có điều kiện hút ẩm. Nếu thi công cơ giãn đầu tiên nên dùng đầm bàn đầm sơ bộ, sau đó dùng đầm lăn đầm tới khi đạt dung trọng khô cho phép. Thời gian thi công không quá 3 giờ kể từ khi trộn vật liệu đến khi đầm đạt yêu cầu. Nếu quá thời gian quy định trên, việc tiến hành đầm tiếp tục sẽ không đem lại kết quả mà ngược lại sẽ làm rạn nứt và hạ thấp dung trọng đất đầm do bị phá vỡ kết cấu liên kết giữa xi măng và cát. Qua thực tế thi công cho phép đầm tay và đầm bàn. Đầu tiên có thể rải từng lớp mỏng 7 đến 8 cm rồi đầm tay sơ bộ, sau đó dùng máy đầm bàn đầm chặt đến dung trọng γk = 1,70 T/m3. Ở dung trọng này, theo kết quả thí nghiệm cường độ của vữa gia cố đạt trên 50 kG/cm2, hệ số đầm chặt k > 0,85. Sau khi đầm xong cần bảo dưỡng bằng nước trong 7 ngày (có thể rải lớp cát ướt dày 3 cm hoặc đậy bao tải ướt), sau đó mới được tiến hành lát tấm bê tông. 3.11 Tấm lót có sỏi trang trí Để lát xung quanh Lăng Bác, các đường vỉa hè và đường ô cỏ trong quảng trường sân Ba Đình yêu cầu thiết kế dùng tấm lát bê tông có sỏi trang trí bề mặt mác 400, có lưới thép Ø 6. Kích thước tấm lát có hai loại 40 x 40 x 6 cm và 60 x 60 x 6 cm, trên mặt được trang trí bằng sỏi thạch anh Ø 10 ÷ 30 - 35 mm. Viện KHKT Xây dựng đã tiến hành nghiên cứu, thực nghiệm chế tạo tại Viện và lập quy trình hướng dẫn sản xuất hai loại tấm lát nói trên tại các nhà máy. Từ số liệu thí nghiệm, sản xuất thử và so sánh các phương án, chúng tôi đã nghiên cứu hoàn chỉnh các loại tấm lát nói trên thỏa mãn mọi yêu cầu chất lượng kỹ thuật và kiến trúc. Cường độ nén 28 ngày đạt > 400 kG/cm. Độ hút nước của bê tông < 6 %. Hệ số mài mòn k < 0,6 g/cm2. Độ liên kết giữa bê tông và cốt thép > 24 kG/cm2. Thực tế sản xuất tại các nhà máy với liều lượng đã được nghiên cứu: - Xi măng P500

: 430 kG

- Cát vàng 0,15 ÷ 2 mm

: 380 kG

- Sỏi 5 ÷ 20

: 1500 kG

- Tỷ lệ N/X

: 0,38

- Độ sụt

: 0 ÷ 0,5 mm

Trên bề mặt trang trí sỏi thạch anh đối với tấm cỡ lớn từ 8 đến 8,2 kG, đối với tấm nhỏ 3,4 đến 3,5 kG. Quy trình thi công chủ yếu theo những bước sau đây: - Để cốt thép vào khuôn, cho bê tông vào đầm phẳng cách mép trên khuôn 4 đến 5 mm thì xếp sỏi trang trí, sau đó tiếp tục đầm cho sỏi chìm xuống bằng với mặt khuôn (mặt đầm máy ép sát vào mặt trên của thành khuôn). - Đầm xong xoa phẳng và đợi xử lý bề mặt, thời gian không bé hơn thời gian minh kết (sơ ninh) của xi măng. - Dùng tia nước nhỏ, áp suất 3 đến 4 at để phun trôi lớp vữa phía trên. Vị trí vòi phun cách mặt sản phẩm 60 đến 70 cm, ở độ nghiêng 7 đến 100 tạo thành với mặt sản phẩm. Có thể thay thế bằng cách dội nước và cho chổi đót cho trôi hết màng vữa lô sỏi trang trí từ 2 đến 4 mm. Chỗ nào bị xói mòn nhiều hoặc gặp sỏi nhỏ nổi lên phải cậy, xử lý bằng lớp vữa cát xi măng 1,3:1. 36

- Cho bê tông dưỡng hộ, tháo khuôn và sau khi đạt cường độ khoảng 70 %, tiến hành cọ rửa bề mặt sỏi cho sạch. Lúc đầu có tiến hành rửa bề mặt tấm bê tông bằng dung dịch axit loãng. Sau khi nghiên cứu và thực nghiệm, Viện KHKT Xây dựng đã đề nghị thay bằng rửa nước thường và cọ bằng bàn chải sắt. Quy trình kiểm tra và thí nghiệm được xây dựng trên cơ sở đối với sản xuất bê tông đúc sẵn. Ở đây ngoài việc xác định cường độ nén và độ liên kết của bê tông - cốt thép còn tiến hành xác định độ hút nước và hệ số mài mòn. Thí nghiệm mài mòn được tiến hành với mẫu TN 5 x 5 x 3 cm trên máy quay 330 vòng (như thí nghiệm gạch lát). Kết quả thí nghiệm sản phẩm sản xuất tại các nhà máy theo liều lượng bê tông và quy trình sản xuất của Viện cho thấy chất lượng tấm lát tốt, cường độ trung bình đạt 420 kG/cm2 đến 440 kG/cm2, độ liên kết vượt yêu cầu. Đặc biệt độ hút nước và hệ số mài mòn quá nhỏ (hút nước 3 đến 4 %, mài mòn < 0,1 g/cm2). 3.12 Ngâm tẩm gỗ chống cháy Trong công trình dùng nhiều loại gỗ quý và cần được chống cháy. Việc chống cháy cho gỗ hoặc làm cho các cấu kiện bằng gỗ có khả năng chịu lửa đến các bậc chịu lửa nhất định được tiến hành bằng phương pháp ngâm tẩm gỗ với những hóa chất sau đây: - Amôni Phốt phát: (NH4)3PO4 - Amôni Sun phát : (NH4)2SO4 - Natri Florua

: NaF hoặc Florua Silicat Natri Na2SiF6

- Kali Đicromat

: K2Cr2O7 hoặc K2CrO4

- Phụ gia giảm sức căng bề mặt: BH70 hoặc T70 hoặc L40 Dựa vào kết quả thí nghiệm của phòng thí nghiệm 75808 kết hợp với Cục phòng cháy chữa cháy đối với 3 loại gỗ sến, lim, gụ, chúng tôi đã nghiên cứu và chọn dung dịch hóa chất sau đây để dùng vào việc ngâm tẩm chống cháy các cấu kiện gỗ trong công trường. (NH4)3PO4

10 % (theo trọng lượng)

(NH4)2SO4

10 %

Na2SiF6

K2CrO4

Nước

77 %

Thời gian ngâm gỗ khoảng 5 đến 7 ngày, nhiệt độ của dung dịch 60 đến 800 thì kết quả thí nghiệm cho thấy thời gian có thể giảm ngắn hơn. Ngâm tẩm gỗ theo quy trình và liều lượng nói trên do Viện KHKT Xây dựng đề nghị đạt kết quả tốt. Đối với loại gỗ lim, sến, gụ sau khi được tẩm đem đốt với ngọn lửa 530 0C trong 2 phút thì nhận thấy khó cháy (khó bắt lửa, khi không tiếp xúc với lửa, tắt lửa ngay không cháy âm ỉ, hao hụt trọng lượng khi cháy 3 đến 4 %). Có thể thay đổi tỷ lệ dung dịch: (NH4)2SO4

20 % (theo trọng lượng)

Na2SiF6

H2O

78 % 37

Việc ngâm tẩm gỗ cần phải được tiến hành thận trọng, cấu kiện phải được gia công tương đối hoàn chỉnh, gỗ càng khô càng tốt, độ ẩm cho phép < 15 – 20 % đối với các loại gỗ sến, gụ và lim. 4 SÁNG KIẾN CẢI TIẾN KỸ THUẬT CÓ GIÁ TRỊ Để khắc phục khó khăn trong sản xuất thi công, tăng nhanh tiến độ thi công, hạ giá thành công trình, đồng thời bảo đảm tốt chất lượng và kỹ thuật, cán bộ và công nhân của Viện tham gia phục vụ xây dựng Lăng Hồ Chủ tịch đã nghiên cứu tìm tòi và áp dụng nhiều biện pháp kỹ thuật tiên tiến trong đó có nhiều sáng kiến cải tiến có giá trị. Dưới đây là một số sáng kiến cải tiến đã được áp dụng có hiệu quả tốt trong khi thi công và sản xuất vật liệu tại công trường 75808. 4.1 Dùng “sàng thoi dẹt” Để xử lý giảm bớt hàm lượng hạt thoi dẹt trong đá dăm đúng quy định để sản xuất bê tông. Sàng được cấu tạo theo nguyên tắc ghép song song các thanh sắt góc nhỏ, có khe hở cách nhau bằng kích thước của hạt bé nhất trong nhóm cốt liệu. Khi sang, các hạt dẹt có bề dày nhỏ hơn hoặc bằng khe hở sẽ lọt ra ngoài. Cách xử lý này có thể làm giảm hàm lượng hạt dẹt từ 25 xuống 13 %, tiết kiệm cho công quỹ hàng nghìn công, tăng năng suất 6 đến 7 lần so với phương pháp nhặt bằng tay. 4.2 Chọn tỷ lệ phối hợp thành phần bê tông thích hợp Chọn tỷ lệ phối hợp thành phần bê tông thích hợp theo độ sụt tối ưu của bê tông (xác định căn cứ vào điều kiện thi công và kết cấu công trình). Việc nghiên cứu hợp lý hóa này được tiến hành qua các kết quả thực nghiệm của hàng loạt mẫu thí nghiệm tính toán theo các mác bê tông phụ thuộc vào độ sụt ứng với các loại vật liệu, cát, đá dăm, sỏi. Tiến hành thành lập các bảng, biểu đồ liều lượng theo mác bê tông phụ thuộc vào độ sụt cho các vật liệu khác nhau. Khi chọn liều lượng, căn cứ vào hình dáng quy cách, cấu tạo cốt thép… và các điều kiện thi công khác để chọn độ sụt thích hợp nhất, đồng thời tra bảng (hoặc biểu đồ) chọn lượng xi măng thích ứng trong 1 m3 bê tông đối với các loại vật liệu đã định trước. Kết quả áp dụng phương pháp này đã tiết kiệm được nhiều xi măng cho công trường. Chỉ tính riêng cho khối lượng 4 000 m3 bê tông được chọn thay đổi độ sụt đã tiết kiệm được 160 000 kG xi măng, đồng thời chất lượng công trình vẫn bảo đảm tốt. 4.3 Dùng chùy xuyên kiểm tra độ chặt của đất đắp Dựa trên nguyên tắc chung, Viện KHKT Xây dựng đã sản xuất chùy xuyên là một thanh thép tròn khắc vạch (cm) có đầu nhọn 600 và một quả tạ có lỗ xuyên tâm được nâng lên thả xuống rơi tự do theo thanh thép đến mốc định vị để đóng thanh thép lún sâu vào trong đất. Đối với mỗi loại đất hoặc cát, chùy được tiến hành thí nghiệm hiệu chỉnh lập đồ thị quan hệ giữa độ lún sâu của chùy vào đất đầm chặt và dung trọng khô của đất ấy ứng với số lần nào đó của quả tạ rơi tự do cho chùy lún vào đất. Khi kiểm tra độ chặt của đất đắp, cho đóng chùy lún xuống theo số lần đã hiệu chỉnh và quan sát độ lún sâu của chùy có thể tìm được dung trọng khô (hoặc hệ số đầm chặt k) tương ứng. Dùng phương pháp này xác định độ chặt của đất chỉ mất 1 đến 1,5 phút nhanh hơn rất nhiều so với phương pháp phao côva-liep (phải tốn từ 10 đến 12 phút cho một mẫu thí nghiệm). Đặc biệt khi diện thi công rộng, điểm kiểm tra nhiều dùng phương pháp chùy xuyên tiết kiệm được nhiều công sức và thời gian. Trong quá trình thi công lấp xung quanh Lăng Bác, phòng thí nghiệm 75808 đã 38

tiết kiệm được hơn 1000 công thí nghiệm. Đấy là chưa kể tiết kiệm được công chờ đợi của máy móc và công nhân trong thi công do việc xác định dung trọng bằng phao côva-liep. 4.4 Làm giá định vị để giữ các thanh thép khi hàn đính lưới thép của tấm lát bê tông Các thanh thép lớp dưới được đặt trong các rãnh định vị (theo kích thước thiết kế) trên một tấm gỗ bằng kích thước lưới thép. Lớp thép phía trên đặt theo khoảng cách quy định và nơi giao nhau giữa hai lớp thép ở phía dưới miếng gỗ được đục thủng để mỏ hàn đính của máy có thể tiếp xúc với lưới thép. Nhờ định vị trước, lưới thép được hàn rất phẳng và năng suất tăng hơn hai lần so với kiểu hàn cầm tay. Chỉ tính riêng khi hàn 5 vạn tấm lưới thép tại nhà máy bê tông Chèm, hàn theo giá định vị đã lợi cho nhà nước hàng nghìn đồng, đảm bảo quy cách kích thước chính xác. 4.5 Thử độ ẩm của tường bê tông - vữa bằng chất chỉ thị màu Phenolstalin Thử độ ẩm của tường bê tông - vữa bằng chất chỉ thị màu Phenolstalin. Ứng dụng nguyên tắc chất chỉ thị màu Phenolstalin gặp kiềm sẽ biến thành màu hồng đỏ (mà trong bê tông - vữa có chất kiềm, nhất là khi có độ ẩm tính kiềm sẽ thể hiện rõ ràng), tiến hành xác định quan hệ giữa nồng độ của Phenolstalin và độ ẩm tối thiểu của vữa, bê tông để xuất hiện màu. Lập biểu đồ hiệu chỉnh, khi cần xác định độ ẩm cho phép của tường để thi công sơn ta dùng Phenolstalin có nồng độ tương ứng khi hiệu chỉnh nỏ lên tường, nếu nơi đó không xuất hiện màu hồng thì chứng tỏ tường đã khô và có độ ẩm bé hơn độ ẩm cho phép để thi công, ngược lại thì phải xử lý. Áp dụng phương pháp này rất có lợi, không phải đục phá kết cấu, tiết kiệm được rất nhiều công, đảm bảo thi công nhanh chính xác. 4.6 Cải tiến quy trình bỏ khâu rửa dung dịch axit Cải tiến quy trình bỏ khâu rửa dung dịch axit trên bề mặt tấm lát có sỏi trang trí (yêu cầu của chuyên gia thiết kế). Chất axit làm ảnh hưởng đến cường độ bê tông và độ bám dính của sỏi bề mặt với bê tông. Bỏ khâu rửa dung dịch axit và thay bằng cọ rửa nước thường bằng bàn chải sắt chẳng những bảo đảm yêu cầu mỹ thuật mà còn bảo đảm được yêu cầu về chất lượng. Sáng kiến này đã làm lợi cho công quỹ hàng vạn đồng khi sản xuất một khối lượng rất lớn tấm lát. 4.7 Thay mastit keo dầu bằng mastit Thay mastit keo dầu bằng mastit trên cơ sở sơn Vinylacrilic trong công tác sơn chất lượng cao. Mastit kéo dầu sản xuất và thi công phức tạp, tốn nhiều thời gian, đồng thời khi khô có mùi hôi, dễ mốc. Thay mastit Vinylacrilic sản xuất từ hai nguyên liệu chính: nhũ tương Vinylacrilic và bột phấn, thời gian thi công nhanh tăng năng suất 23 lần so với trước. Khi khô loại mastit này có mùi nhẹ, dễ chịu, màu đồng nhất, khó mốc và có thể xử lý bằng chất chống mốc pentaclophenol. Dùng loại mastit VA tiết kiệm được 1 đồng trên mỗi mét vuông tường, tính ra lợi khoảng 4 000 đồng khi thi công khu giữa Lăng Bác. 4.8 Dùng vecni chịu nhiệt Melamin thay vecni cánh kiến trong trang trí đồ gỗ Việc đánh bóng các cửa gỗ bằng vecni cánh kiến tốn nhiều thời gian và công sức, đặc biệt đối với các cửa chịu nắng gió không bảo vệ được và thường bị nứt nẻ. Dùng vecni Melamin phun lên cửa gỗ thành màng bảo vệ, có độ bóng đạt yêu cầu thẩm mỹ, đồng thời có khả năng chịu nhiệt độ cao tới 100 đến 150 0C. Do đó, việc áp dụng vecni chịu nhiệt Melamin thay cho vecni cánh kiến chống 39

được nứt nẻ, tiết kiệm công và vật liệu, thời gian thi công nhanh gấp trăm lần. Tính riêng, khi dùng thi công 8 cửa gỗ trong Lăng Bác đã tiết kiệm hàng vạn đồng cho nhà nước. 5 KẾT LUẬN Quán triệt chủ trương chung của Đảng và Nhà nước về việc xây dựng Lăng Hồ Chủ tịch, dưới sự chỉ đạo trực tiếp của Bộ trưởng - Trưởng ban chỉ đạo nhà nước - Viện KHKT Xây dựng đã có nhiều cố gắng để thực hiện tốt những nhiệm vụ được giao với tình cảm và lòng biết ơn sâu sắc, lòng tôn kính vô hạn với Bác Hồ kính yêu, với tinh thần sẵn sàng dùng khoa học kỹ thuật phục vụ thi công sản xuất, bảo đảm chất lượng tốt nhất, thời gian nhanh, tiết kiệm nhiều. Được sự quan tâm chú ý của Ban phụ trách xây dựng Lăng, của đồng chí Bộ trưởng và Đảng đoàn Bộ. Dưới sự chỉ đạo trực tiếp của lãnh đạo Viện và Ban chỉ huy công trường 75808, Viện đã nghiên cứu thí nghiệm và đưa vào sản xuất thi công trên 20 vấn đề về KHKT Xây dựng đồng thời cũng đã phát huy hàng chục sáng kiến cải tiến, trong đó có 8 sáng kiến cải tiến có giá trị KHKT và kinh tế cao góp phần đẩy nhanh tiến độ thi công và tiết kiệm cho công quỹ hàng chục vạn đồng. Bảo đảm đến mức cao nhất về mặt chất lượng. Rút bài học kinh nghiệm đưa đến những kết quả đáng kể nói trên về mặt KHKT là sự mạnh dạn dám nghĩ dám làm trên cơ sở vận dụng có căn cứ phân tích khoa học những thành tựu KHKT tiên tiến và thực tiễn thi công sản xuất của cán bộ lãnh đạo cũng như của các kỹ sư, công nhân tham gia phục vụ xây dựng Lăng, sự thống nhất và hợp tác chặt chẽ trong công tác nghiên cứu thí nghiệm, đồng thời biết tổ chức tốt, kết hợp chặt chẽ giữa công tác nghiên cứu và phục vụ sản xuất thi công. Trong xây dựng công trình Lăng Bác, khoa học kỹ thuật xây dựng đã được ứng dụng và được chú ý đặc biệt. Nhờ đó, công trình đã được thi công chẳng những với tốc độ rất nhanh mà còn với chất lượng và kỹ thuật tốt, bảo đảm công trình tồn tại lâu dài. Viện KHKT Xây dựng cũng đã đóng góp một phần đáng kể vào việc xây dựng và bảo đảm chất lượng công trình tốt mà trong lịch sử xây dựng Việt Nam chỉ có một không hai. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Hồ sơ xây dựng Lăng Chủ tịch Hồ Chí Minh; 2. Các đề tài nghiên cứu của Viện KHKT Xây dựng giai đoạn từ năm 1960 đến năm 1975.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CONSTRUCTION COST AND TECHNOLOGY CHOICE: AN INTERNATIONAL COMPARISON Toong Khuan CHAN* ABSRACT: Building economists have produced construction cost indices to allow for a comparison of building construction costs for many countries but these indices do not take into account or optimizes the choice of materials or technology used in the construction process. The aim of this project is therefore to develop new construction cost indices which are linked to the various methods of building construction. The differences in local practices, availability of local resources (raw materials, land, labour, capital and technology), domestic building materials industries, and local regulations all combine to influence the construction cost of a building. These new indices are derived from a global survey of the costs of building material, construction costs for various building elements, labour costs, capital costs together with the choice of construction method and technology employed. The findings will inform on many current research and policy initiatives: to manage the exploitation of indigenous resources, to develop domestic building materials industries, to improve construction methods, modernise and upgrade the construction sector in developing countries.

1 INTRODUCTION Construction technology is commonly understood as the choice of construction materials and the processes through which these are assembled to produce a building or a structure. The use of locally grown timber or stone quarried from a nearby location for residential housing is one example of material selection through the utilisation of native materials. Very often the skills of the local labour are closely matched with the type of material that is most commonly available. This simple and efficient selection of materials and construction technology has served to provide buildings for many centuries. Modern construction methods now offer the builder a number of options for a building system with a wider selection of materials, some of which may be procured from overseas. The choice of construction technology is influenced by many factors but from a building economist’s point of view the total cost is the most rational criteria for evaluating alternatives. Other factors that may influence the choice of material and technology include design preferences, availability of construction materials, exposure to hazards and risks, speed of construction, climate, indoor comfort and energy efficiency, social cultural acceptance and appropriateness, environmental impact (demolition, recycling, etc.), availability of local skills and opportunities for participation of livelihoods. It may be argued that these other factors will ultimately translate into costs in one form or the other in the market.

Toong Khuan CHAN, Faculty of Architecture, Building and Planning, The University of Melbourne, Victoria 3010, AUSTRALIA 41

Fundamentally, the construction cost will comprise the cost of the raw materials, the labour to shape and assemble these materials, the purchase (or rental) of tools, machineries and other construction equipment, overheads (management, head office, compliance with all regulations, fees, and insurances) and finally the builder’s profit. Builders may choose to adopt local construction methods and materials that are durable and inexpensive to maintain reduce the maintenance and life cycle cost of buildings. However, it is also possible that investments in new technologies may reduce the costs of construction in the long run when the technology becomes widely accepted locally. Modern construction methods employ various elements or subassemblies that may be fabricated elsewhere to reduce the physical work at the construction site. For example, prefabricated building has become the least expensive and widely used technique in the public housing sector of many developing countries while in other countries in-situ construction remains the cheapest and most widely used (Warszawski, 1999). Multi-storey buildings in Australia are predominantly constructed with concrete framed structures whereas the US has a greater proportion of steel framed buildings. Many developing economies, faced with increasing demand for building products and services, are faced with challenges to formulate policies to advance their local construction industries in the most appropriate directions with regards to construction materials and technologies. A careful choice of technology will have both economic and social consequences. Building economists have produced construction cost indices to allow for a comparison of building construction costs for a wide range of locations, usually at major urban areas in developed and developing countries. These indices are updated regularly to enable building owners, contractors and investors to estimate the cost of an equivalent building on a per square meter basis. This method of computing construction costs, either in local currency (Davis Langdon, 2010), or adjusted using a purchasing power parity approach provides a reasonably accurate description of the cost relativities between countries (McCarthy, 2011). Existing indices often do not link cost with other important local conditions such as dominant technology used locally. In effect, the sole focus on per square meter building costs ignores the different construction methods or technologies employed to construct these buildings. Thus, the use of these indices does not provide a complete insight into the reasons for the differences in construction costs observed across countries and localities. While many previous studies (Davis Langdon 2010, Stapel 2002, Walsh and Sawhney 2004) have made cost comparisons between countries, relatively little or no study has linked total cost comparison to choice of construction technology and industry specific conditions. Existing location indices are often constructed and are specified without any indication of what construction technology is referred to for each location represented by the indices. Stakeholders in multinational projects need to understand the total cost of projects at the feasibility stage and prior to bidding and construction. They require sufficient information that can help them choose different construction technologies when planning projects in different locations. Knowledge of differences in costs between locations accounted for by differences in 42

technology can help stakeholders choose the most appropriate construction. On top of that, the choice and investment in appropriate technology can facilitate and advance the development of the local construction industry. The aim of this project is therefore to develop a series of construction cost indices which are linked to basic inputs that are available locally for the construction of a building. The differences in local practices, availability of native resources (raw materials, land, labour, capital and technology), domestic building materials industries, and local regulations all combine to influence the construction cost of a building. These indices will be derived from a compilation of the costs of building material, construction costs for various building elements, labour costs, together with the choice of construction method and technology employed. The findings will inform on many current research and policy initiatives: to manage the exploitation of indigenous resources, to develop domestic building materials industries, to improve construction methods, modernise and upgrade the construction sector in different countries. The findings should provide a rational method for selecting an appropriate building technology to suit the conditions of the construction industry in different countries. This is important as developing countries continue to seek for ways of making construction products affordable as well as seek to encourage the development of domestic construction industry. 2 BACKGROUNDS AND LITERATURE REVIEW International construction economists (Stapel 2002, Walsh and Sawhney 2004, Best et.al 2010, McCarthy 2011) are focused mainly on gathering data on construction costs in major cities around the globe and conducting research to explain observed differences in these indices based on the type of building; whether the building is to be used as a hotel, premium office tower, or an industrial or manufacturing facility. The demand for these indices are driven mainly by investors from developed countries looking to invest in major growth areas, or by manufacturers seeking to relocate their operations to less expensive locations. On the other hand, local construction activities are organised by managers sourcing building materials locally, employing local or migrant labour, and selecting a method of construction that reflects the ability of the local industry aim to achieve a lowest cost solution. Sultan and Kajewski (2006) indicated that in some developing countries, the construction industry is very dependent on the import of construction components and materials combined with issues of high unemployment leading to high construction costs from imported materials, inflation and an unstable economy. Thus policies put forward by various countries to improve the economic performance of their respective construction industries need to be informed by a precise economic model that illustrates the link between the cost of inputs to the construction industry to the price of its outputs and its follow-on benefits to the national economy. The insistence by many developing countries seeking to import expensive construction technologies or use advanced products from overseas in their local construction sectors to improve productivity or quality of their products may be misguided. Ganesan (2000) suggested 43

that construction methods that provide greater employment be adopted in Sri Lanka to cater for the under-employment of the labour force. Moavenzadeh (1978) found that designs by expatriate professionals are often poorly suited to locally available labour, materials, equipment and construction methods. Developing nations thus tend to rely rather heavily on aid from developed countries in the professional sector of the industry. In the developed countries, increase in the cost of labour relative to other inputs have led contractors to search for labour substitutes, perhaps through the use of more productive equipment or a more capital-intensive method of construction which reduces on-site labour requirements. It is very likely that the techniques currently being developed in the industrialised countries may not be especially suitable for use in developing countries due to their incompatibility with local conditions. Some older techniques relying less on capital-intensive methods and more on labour, particularly unskilled and semiskilled labour, might be more appropriate. 3 METHODOLOGY This project explores the use of basic construction material and labour cost indices to develop a framework for evaluating the choice of construction technology. The proposed approach is based on the structure of construction inputs and applied to evaluate the impact of changes in inputs on the key trades of the building industry. The framework is used to map the technology choices to various combinations of input cost indices in a number of developed and emerging economies. The approach is to examine a number of countries with the availability of indigenous raw materials, high and low labour costs, and to show the price developments of production factors used in their respective construction industries. Data for gross domestic product (GDP) per capita based on purchasing power parity (PPP) was obtained from the World Bank’s world development indicators database for 2011 to correspond with the year the cost survey was carried out (World Bank, 2013). GDP PPP is gross domestic product converted to international dollars using purchasing power parity rates. The World Bank defines an international dollar to have the same purchasing power over GDP as the U.S. dollar has in the United States. 3.1 Compilation of Basic Prices Construction cost data from sixteen countries (Australia, Canada, China, Germany, India, Ireland, Japan, Malaysia, Russia, South Africa, South Korea, Singapore, United Arab Emirates, United Kingdom, United States and Vietnam) was obtained from an international construction cost survey conducted by Turner and Townsend (2012). This survey reported on materials and labour costs across the many countries that the company operates in and includes a disclaimer to point out that these prices are indicative and are dependent on building design, site conditions, and may be subject to different interpretations, building methods and standards for costing and measurement. However, this set of data provides useful and readily accessible prices for this preliminary study. 44

Although the survey included a large number of building materials and wide range of building elements, the cost components studied were limited to skilled labour cost (calculated as an average of skilled workers in three groups of trades), five basic material cost items (concrete, reinforcing bars, standard bricks, steel sections and softwood timber for framing) and five key elements in the building trades (concrete in slabs, reinforcement in beams, formwork to soffit of slabs, structural steel beams, and precast concrete walls). These basic prices were converted to ratios or indices by dividing the cost of each material with the hourly rate for skilled labour or the cost of one cubic metre of concrete. In this preliminary study, the investigation was limited to four concrete/steel construction systems: cast-in-place reinforced concrete, precast concrete, pre-stressed concrete and structural steel frame with a composite concrete-steel deck, to validate the research approach. Selecting a range of developed and emerging economics will allow a comparative analysis of the differences among and between groups of countries in terms of technology choice and its relationship with regards to construction costs. 3.2 Case studies of construction systems Three case studies were identified from existing literature to represent the various different framing options for multi-storey construction: cast-in-place reinforced concrete, precast concrete, prestressed concrete and structural steel frame with composite concrete-steel deck systems. The purpose of these case studies was to demonstrate the use of these indices to rationalise the choice of structural system in each location based on the cost of inputs. The first case study conducted by Yong (2010) costed a cast-in-place reinforced concrete 2,405 square metre double-storey (and a single level basement) retail and office building, a precast concrete 1,154 square metre double storey residential apartment, and a single post-tensioned concrete slab in the upper floor of 1,122 square metres for an industrial building, all in Melbourne, Australia. The analyses that were conducted by Yong include an estimation of builder’s costs for the reinforced concrete, precast concrete and post-tensioned systems based on cost data in Australia, UK, Malaysia and US. The second case study referred to a comparative study by Mills (2009) who conducted cost comparisons on six designs for a 10-storey building. A comparative evaluation of UK, German and French builders by Proverbs et al (1999) provides data for the third case study. Using questionnaire surveys of 31 UK, 13 French and 10 German builders, 4 ANALYSIS OF RESULTS For operational and analytical purposes, the World Bank classifies economies based on gross national income per capita into low income, middle income (subdivided into lower middle and upper middle), or high income. Of the 16 countries examined, Singapore, US, UAE, Ireland, Canada, Australia, Germany, UK, Japan, and South Korea were classified as high income with 45

Russia, Malaysia and South Africa in the upper middle income category, and China, India, Vietnam in the lower middle income category. In an international comparison, the single most important factor is usually the difference in labour cost across different countries. Figure 1 shows the hourly wage rate for skilled workers in these countries in US dollars plotted together with descending GDP per capital (PPP adjusted) for these 16 countries. As expected, the hourly wages for skilled workers are significantly higher for the high income countries but lower for the middle income countries. As the construction sector in Singapore and the UAE are heavily reliant on the employment of migrant workers, the wage levels in these two countries are depressed by the lower wages paid to these transient workers compared to the local nationals. A similar depression of wage is evident in Malaysia where a large proportion of the construction labour is from either Indonesia or Bangladesh. As a country with the lowest GDP per capita, Vietnam exhibits a much higher wage level compared to other lower middle income (LMI) countries indicating that construction wage levels are rising faster than the economy in general. The cost of one cubic metre of 30MPa concrete ranges from a low of US$55 in Vietnam to a maximum of US$191 in Australia. A plot of the concrete costs against the level of economic development in Figure 2 does not indicate that concrete is cheaper in a middle income economy. The effect of different currencies can be eliminated if basic materials such as concrete, brick, timber, reinforcements and structural are divided by the hour wage of the skilled workers (see Table 1, Figures 3 and 4). A cubic metre of concrete is now equivalent to 2.8 hours of wages in the high income countries if we disregard Singapore and UAE. Concrete is valued at between 7 to 8 hours of wages for Singapore and UAE, but increases rapidly as GDP per capita reduces. Indian concrete is very expensive at 104 times the hourly wage. Similar trends can be seen for bricks and timber. Reinforcing bars and structural steel are equivalent to 21 hours and 40 hours of wages respectively for high income countries. The lower cost of labour in Singapore and UAE distorts the relative cost of steel in these two countries leading to ratios more aligned to the middle income countries. Steel is relatively expensive in the upper middle and lower middle income countries. The extremely low wage in India leads to very high relative cost of both reinforcing bars and structural steel there with ratios exceeding 800 for a tonne of reinforcing bars and 1000 for a tonne of structural steel. The ratios for Vietnam clearly indicate that its higher wage level has reduced the relative cost of construction materials to the same order as higher middle income nations. Similarly, the cost of basic construction materials is divided by the cost of one cubic metre of concrete Table 1. Bricks are generally more expensive relative to concrete in the high income countries but cheaper in the middle income countries. This observation may lend itself to the wider use of brick in buildings in the middle income countries where the cost 1000 bricks is one or two times more than one cubic metre of concrete. The cost relativities of reinforcing bars and structural steel with concrete are shown in Table 1. The cost for one tonne of reinforcing steel is between 5 to 15 times the costs of one cubic metre concrete for all the countries examined. No clear trend was observed relative to the level of 46

income for these countries. But the examination of the cost of structural steel, countries such as the US, Japan, Russia and India have very low cost relative to concrete. This observation may account for the higher prevalence of steel structures in these countries compared to reinforced concrete frames. The cost of a cubic metre of concrete in a reinforced concrete slab is the sum of the material and labour costs plus an allowance for wastage. A comparison of the total concrete element cost and formwork cost in terms of equivalent labour is also tabulated. One cubic metre of concrete in a slab is equivalent to approximately 3.4 hours of wages in the high income economies (excluding Singapore and the UAE) whilst the ratio increases to 16 for the upper middle income and 57 for the lower middle income countries. This observation reinforces the earlier finding that concrete as a material is cheap relative to labour in high income countries but significantly more expensive in lower wage economies. The utilisation of timber formwork is examined next. One square metre of timber formwork to the soffit of a slab is equivalent to 1.3 hours wages in the high income nations, but increased to 5.5 for the lower middle income nations. This small increase in the relative cost of timber formwork seems to suggest that formwork, although more expensive in the middle income nations, is not as prohibitively expensive as other materials. 4.1 Case Studies for Construction Systems Yong (2010) determined that when the projects were priced with local Melbourne rates, the materials consist of 50% of the total structural costs with labour and plant at 45% and 5%, respectively. The material, labour and plant split for the UK and the US remained at approximately 43%-46%-11% and 45%-54%-1%, respectively. Pricing the same project in upper middle income Malaysia with rates obtained from a builder resulted in a lower proportion for labour at 22% with a corresponding material component at 72%. A detailed examination of these labour components indicates that labour intensive activities such as the installation and dismantling of formwork comprise a large proportion of the labour costs. It is not surprising that numerous innovative systems of precast concrete elements or lost formwork systems have been developed to reduce the utilisation of timber forms in reinforced concrete works in high income countries. Given that labour constitutes only 22% of the total structure works there is little incentive to employ more productive methods of construction. A comparison of cast-in-place reinforced concrete with a precast concrete system in Australia is shown in Table 2. The cost for the cast-in-place system was the more economical compared to the precast system which was 9% more expensive. The precast material cost had increased to AUD 207 due to higher manufacturing and transportation costs for the precast elements, but there was a consequential reduction in onsite labour costs for the assembly of these elements. The need for a larger capacity crane for the assembly of the precast elements increased the equipment cost. 47

Table 2: Unit cost (per square metre) of concrete systems in Australia and Malaysia (Yong 2010) Total

Material

Labour

Plant

Australia (in AUD) Cast-in-place Reinforced Concrete Precast planks, beams and columns

309 336

154 (50%) 207 (62%)

138 (45%) 85 (25%)

17 (5%) 44 (13%)

Malaysia (in MYR) Cast-in-place Reinforced Concrete Precast planks, beams and columns

146 384

105 (72%) 336 (88%)

32 (22%) 21 (6%)

9 (6%) 26 (7%)

There is an analogous increase in total cost when a precast system in utilised in place of the conventional reinforced concrete system in middle income Malaysia. This is to be expected as the cost of precast elements are higher than cast-in-place elements due to additional connectors and increased cost of transportation and handling. A comparable decrease in site labour is observed. The remarkable difference is in the sizeable increase in material cost for precast elements in Malaysia where the precast was shown to be three times the cost of cast-in-place materials whereas the precast elements in Australia were only 34% more expensive. This resulted in a total system cost for precast that was 163% higher than the conventional system, negating any obvious advantages in speedier construction, increased productivity or improved quality. The cost ratios for concrete/skilled worker and reinforcement/skilled worker indicate clearly that concrete and steel reinforcements are relatively cheap compared to the cost of labour in both the US and Australia. It is apparent that with a concrete/skilled worker index of 12.6, and steel reinforcement/skilled worker index of 176, it is more economical to adopt conventional cast-inplace concrete practices instead of precast systems in Malaysia. This study has also shown that analogous ratios of 3.1 and 20.8, respectively, will lead to a precast system cost that is only marginally higher than cast-in-place systems, and the additional benefits of quicker construction, better control over quality, and reduced exposure to weather risk can be achieved. Mills (2009) analysed a range of construction designs that were applicable to commercial buildings in Australia. Costs were worked out to include all work necessary to complete the item fixed in place in its final position. The objective was to compare the cost relativities between five Australian cities; Adelaide, Brisbane, Melbourne, Perth Sydney; but the data can be easily averaged to provide a comparison of the different building systems instead. Six different systems were computed by Mills although only four are discussed here as shown in Table 3 below. The model was based on a ten-storey building with an 8.40m x 8.40m grid.

Table 3: Comparison of per square metre cost for framing systems in Australia (Mills 2009) Framing System

Cost (sq.m)

RC frame with timber formwork RC frame with metal deck formwork Steel frame concrete slab with metal deck formwork Precast concrete frame

AUD 499 AUD 477 AUD 769 AUD 348

The steel frame solution was significantly more expensive than all other options in this study. Only about 10% of multi-storey buildings in Australia use this system due to the higher cost of steel elements and the additional requirement for fire protection. The structural steel/concrete index of 16 for Australia is significantly higher than the 6.7, 7.8 and 8.5 reported for Japan, Russia and the US, respectively. The higher relative cost of structural steel may account for fewer steel buildings in Australia compared to these countries. Additionally, builders in Australia have a long culture of using concrete in multi-rise buildings, and have invested time and technology to achieve a high level of cost performance. Precast appears to be the most cost efficient design based on lower relative cost of concrete compared to skilled labour as discussed in the earlier section. With the cost of formwork/reinforcement at 0.10 in Australia it makes economic sense to utilise metal decks to substitute for timber forms. Middle income countries with a formwork index of 0.1 to 0.2 would find it prohibitively expensive to adopt a similar product. On a similar track, Proverbs et al (1999) examined the mean productivity rate in man-hours per square metre for formwork for beams for UK, French and German builders. Their findings indicate that the apparent differences were due to significantly more productive prefabricated formwork systems used in France and the proprietary formwork system preferred by German builders. The mean productivity rate for traditional timber formwork in the UK was 2.45 manhours per m2 whereas the best productivity rate for the Germans using proprietary forms was 1.25 man-hours per m2 followed by the French using prefabricated forms at 1.34 man-hours per m2. Where German construction workers were the most very highly paid by in Europe, builders were inclined to invest more into mechanizing production processes; thereby counteracting the impact of such high wage rates. The economics of each nation are likely to have some influence on preferred systems. 6 DISCUSSION The above three case studies have shown how these indices can be utilised to justify the decision to adopt more prefabrication in high income, high wage country like Australia while more labour intensive construction processes are preferred in upper middle income, low wage Malaysia. Many other examples of these options can be found if comparisons are made between systems used in high income and middle income countries. Taking all basic construction materials 49

together in this comparison indicate that at locations where labour is relatively cheap, it will certainly be worthwhile to adopt more labour intensive construction processes to reduce material utilisation. The higher wage costs in a high income economy will evidently motivate builders to reduce their dependence on labour by adopting labour saving options such as standardisation, prefabrication or pre-casting even though these options may result in a greater quantity of materials. The indices can also inform on choice of materials to be used in the construction. At locations where one material is cheap relative to another (eg. in Australia where one tonne of structural steel is 16 times more costly than a cubic metre of concrete), one will observe a naturally higher utilisation of one material relative to the other (more concrete relative to steel framed buildings). This is also borne out by the anecdotal evidence of a greater number of structural steel buildings in the US and Japan as compared to these countries where there is a stronger tradition of concrete construction. At locations where timber formwork is expensive due to the high wages, metal decking is more widely used. In countries where formwork/reinforcement ratio was 0.05 or lower, timber, prefabricated or proprietary formwork systems remain viable. It is interesting to note that Vietnam, although belonging to the lower middle income category in PPP terms has skilled worker wages in the upper middle income range leading to technology choices that reduces the reliance on manual labour. With a cubic metre of concrete equivalent to 6 man-hours, it may be prudent to explore some form of prefabrication or standardisation of concrete elements to reduce labour costs. Structural steel is also a feasible building system with a cost index of 25 relative to concrete. 7 CONCLUSIONS AND FURTHER WORK A preliminary set of cost indices have been derived from a data for construction material and building elements in 16 countries ranging from high income, upper middle income and lower middle income economies. The selection of preferred construction material, structural system, and construction processes described in the three case studies can be rationalised by the use of these indices. The small set of derived ratios based on skilled worker wages, and basic construction materials such as concrete, steel reinforcements and structural steel is able to adequately rationalise the choice between cast-in-place, metal decking systems, precast methods of construction and structural steel framing systems. While the focus of this paper is initially concerned with reinforced concrete methods of construction, the derived ratios may be extend to inform on a wide range of construction choices, either locally developed or imported from overseas, available to developing economies. An indexed cost-technology model will provide the construction industry with a practical and informative tool to evaluate the most appropriate options to deliver residential, commercial and

institutional buildings, especially for rapidly developing economies facing constraints of labour, capital or resources. Future work will focus on obtaining additional project cost data for the different structural systems in various locations of interest to enable a further comparison to be made. This research project is part of a broader study to exploit these indices to analyse a wider range of construction technologies globally. REFERENCES 1.

Best, R., Meike, J. and Thomas, P. “A new approach to international construction price comparisons”, Report to the World Bank – International Comparison Program, 2010.

Davis Langdon, “Spon's Asia-Pacific Construction Costs Handbook”, Fourth Edition, Taylor & Francis Group, US, 2010. 3. Ganesan, S. “Employment, technology and construction development: with case studies in Asia and China”, Ashgate Publishing Limited, England, 2010. 4. McCarthy, P., “Construction – Chapter 13, in Measuring the Size of the World Economy, International Comparison Program”, The World Bank Group, 2011. 5. Mills, A. “Cost performance of multi-rise structures in Australia”, Building Economist, The, (Sept 2009), 10, 2009. 6. Moavenzadeh, F. “Construction industry in developing countries”, World Development, 6(1), 97116, 1978. 7. Proverbs, D. G., Holt, G. D., & Olomolaiye, P. O. “A method for estimating labour requirements and costs for international construction projects at inception”, Building and environment, 34(1), 43-48, 1999. 8. Stapel, S., “The Eurostat Construction Price Surveys: History, Current Methodology and New Ways for the Future”, International Conference on ICP, World Bank, Washington, 11-13 March 2002. 9. Sultan, B. and Kajewski, S., “Requirements for economic sustainability in the Yemen construction industry, in Serpell, A. Ed., Proceedings International Symposium on Construction in Developing Economies: New Issues and Challenges”, Santiago, Chile, 2006. 10. Turner and Townsend, International Construction Cost Survey 2012, 11. Walsh, K. and Sawhney, A., “Process for implementation of the basket of construction components approach, International Comparison of Cost for the Construction Sector”, The World Bank Group, 2004 12. Warszawski, A. “Industrialized and Automated Building Systems”, E&FN Spon, London, 1999. 13. Yong, T.N. “Feasibility of precast concrete construction system in Malaysia: A comparative study between Australia and Malaysia”, Research project report, The University of Melbourne, October 2010. 14. World Bank, GDP per capita (current US$), Available from http://data.worldbank.org/indicator/NY.GDP.PCAP.CD , Accessed 15 August 2013. 2.

80,000 70,000

10,000

1.03

Viet.

India

China

Figure 1 Hourly wage for skilled workers in US$

Figure 3 Concrete/Brick/Timber cost indexed to skilled worker

90,000

109.00

100

40,000 83.00 75.00

68.00

30,000

66.00

60.00

55.00

20,000 10,000

500

50,000

400

40,000

300

30,000

200

20,000

100

10,000 -

S'pore

Viet.

India

China

S.Africa

M'sia

Russia

S.Korea

Japan

Ger.

Can.

Ire.

Aust.

UAE

60,000

600

Figure 2 Supply rate of 1 cubic metre of 30MPa concrete in US$

Viet.

50,000

117.00

70,000

India

60,000

133.00

700

China

135.00 121.00

80,000 World Bank 2011

S.Africa

150

800

M'sia

70,000 153.00

148.00

S'pore

Concrete (cu.m - USD)

167.00 170.00

GDP per capital (PPP) 2011

80,000

90,000

Structural steel (tonne)

Russia

World Bank 2011

191.00

100,000 Reinforcement (tonne)

900

Reinforcement/Structural Steel Indexed to Labour

Concrete (cu.m) USD 200

1000

GDP (PPP) per capita 2011

100,000

S.Korea

250

Japan

S.Africa

M'sia

Russia

S.Korea

Japan

Ger.

Can.

Ire.

Aust.

UAE

S'pore

Viet.

3.00

India

9.00

6.67

6.33

Ger.

8.00

China

20,000

S.Africa

20,000

17.00

Can.

17.67

Ire.

M'sia

30,000

Russia

30,000

S.Korea

28.00

40,000

Japan

40,000

Ger.

50,000

Can.

50,000

40.00

Ire.

60,000

Aust.

48.00

S'pore

49.67

80,000

World Bank 2011 70,000

60,000

56.00

Softwood timber (m)

40 35

62.00

90,000

Bricks (1,000)

UAE

65.67

Concrete/Brick/Timber Indexed to Labour

90,000

UAE

World Bank 2011

Skilled worker average (hr) USD

100,000 Concrete (cu.m)

GDP (PPP) per capita 2011

100,000

94.67

GDP per capital (PPP) 2011

Average Skilled Worker Wages (hour - USD)

100

Figure 4 Reinforcing bars/Structural Steel costs indexed to labour 52

Table 1: Indexed ratios for 16 countries in local currencies S'pore

UAE

Aust.

Ire.

Can.

Ger.

Japan

SKor

Russia

M'sia

SAfr

China

India

Viet.

65.67

29.33

60.00

29.00

55.00

35.67

30.00

2250

105k

500

18.33

46.67

20.67

48.00

184k

Concrete (cu.m)

6.91

2.06

8.52

3.10

2.07

3.00

3.42

2.77

5.29

0.63

9.00

12.55

17.87

20.81

104.17

6.12

Reinforcement (tonne)

80.45

15.11

98.86

20.83

24.14

24.55

22.04

24.80

29.33

7.93

54.00

175.6

173.57

217.74

843.75

94.08

Structural steel (tonne)

236.4

17.51

187.5

49.25

35.17

38.18

82.68

59.53

35.56

10.92

70.00

241.1

428.57

416.13

1041.7

109.66

Reinforcement (tonne)

11.64

7.35

11.60

6.72

11.67

8.18

6.44

8.96

5.55

12.66

6.00

14.00

9.71

10.47

8.10

15.38

Structural steel (tonne)

34.21

8.52

22.00

15.89

17.00

12.73

24.17

21.52

6.72

17.44

7.78

19.22

23.98

20.00

10.00

17.92

Concrete in slab (cu.m)

11.00

2.60

15.68

4.27

2.48

3.45

3.84

3.57

6.09

0.74

10.00

18.49

19.65

27.10

135.42

7.83

Reinforcement in beams (tonne)

80.45

31.98

136.36

40.70

31.03

34.55

51.93

33.67

43.11

11.54

92.00

195.16

190.93

314.52

1166.67

119.77

Skilled worker average (hr) Indexed on Labour

Indexed on Concrete

Indexed on Labour

Formwork to soffit of slab (sq.m)

1.41

1.08

3.41

2.00

0.97

2.55

1.01

1.20

1.19

0.21

1.80

2.78

2.70

4.35

10.94

1.13

Structural steel beams (tonne)

236.36

43.48

340.91

104.97

65.52

59.09

87.08

70.67

51.09

18.52

170.00

361.75

525.00

474.19

1718.75

155.72

Concrete in slab (cu.m)

1.59

1.27

1.84

1.38

1.20

1.15

1.12

1.29

1.15

1.18

1.11

1.47

1.10

1.30

1.28

Reinforcement in beams (tonne)

11.64

15.56

16.00

13.13

15.00

11.52

15.18

12.17

8.15

18.43

10.22

15.56

10.68

15.12

11.20

19.58

Formwork to soffit of slab (sq.m)

0.20

0.53

0.40

0.65

0.47

0.85

0.30

0.43

0.23

0.34

0.20

0.22

0.15

0.21

0.11

0.18

Structural steel beams (tonne)

34.21

21.15

40.00

33.86

31.67

19.70

25.46

25.54

9.66

29.57

18.89

28.83

29.38

22.79

16.50

25.45

Concrete in slab (cu.m)

0.14

0.17

0.16

0.20

0.10

0.14

0.17

0.14

0.21

0.09

0.19

0.11

0.12

0.16

0.08

Reinforcement in beams (tonne)

1.00

2.12

1.38

1.95

1.29

1.41

2.36

1.36

1.47

1.46

1.70

1.11

1.10

1.44

1.38

1.27

Formwork to soffit of slab (sq.m)

0.02

0.07

0.03

0.10

0.04

0.10

0.05

0.04

0.03

0.02

0.01

Structural steel beams (tonne)

2.94

2.88

3.45

5.04

2.71

2.41

3.95

2.85

1.74

2.34

3.15

2.06

3.02

2.18

2.04

1.66

Indexed on Concrete

Indexed on Reinforcement

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ỨNG DỤNG KHỐI ĐẤT GIA CỐ TRONG XÂY DỰNG Phạm Quyết Thắng* TÓM TẮT: Kết cấu đất gia cố vải/lưới địa kỹ thuật ngày càng được sử dụng rộng rãi trong các công trình giao thông và xây dựng như nền đất đắp, nền đường, khối đất/đá gia cố và tường chắn đất. Một số đặc tính kỹ thuật cơ bản của khối gia cố được đề cập đến như trạng thái ứng suất và biến dạng của khối gia cố, ngoài ra một số thí nghiệm kích thước lớn cũng được đề cập. Một số công thức xác định cường độ của khối gia cố cũng như cường độ yêu cầu của lớp gia cố đã được thiết lập và kiểm chứng.

TỪ KHÓA: đất gia cố, vải/lưới địa kỹ thuật, thí nghiệm kích thước lớn. 1 GI I THI Trong nhiều thập kỷ qua, GRS đã được ứng dụng vào nhiều kết cấu như tường chắn đất, mố cầu, đê, mái dốc, đường xe lửa, đường dẫn lên cầu, móng nông,… ([1, 2]; [7, 8, 11]). Thực tế cho thấy kết cấu GRS có nhiều ưu điểm so với kết cấu thông thường như khả năng chịu biến dạng cao (chịu được lún lệch lớn), mềm dẻo, có thể sử dụng được nhiều loại đất có chất lượng thấp, dễ thi công, và hiệu quả kinh tế cao [10, 15]. Cấu tạo của một tường chắn điển hình thể hiện ở hình 1.

Hình 1. Mặt cắt tường gia cố điển hình với bề mặt tường bằng gạch/đá

Phạm Quyết Thắng, Viện KHCN Xây dựng, viencndkt@gmail.com, +84 989 611 800 54

Dưới đây là một số hình ảnh sử dụng khối đất gia cố bằng vải/lưới địa kỹ thuật cho trụ cầu, mố cầu, tường chắn và đường dẫn.

Hình 2. Trụ cầu tại Turner-Fairbanks Highway Research Center (TFHWC), FHWA, VA, USA

Hình 3. Trụ cầu và mố cầu do CDOT xây tại Denver, CO, USA

Hình 4. Mố cầu tại TFHRC

Hình 5. Mố cầu và đường dẫn tại Denver, CO, USA

Hình 6. Mố cầu tại OH, USA

Hình 7. Tường chắn cao 55 feet (17 m) tại CO, USA 55

I C C A K T CẤ ĐẤT GIA CỐ

Trong các tiêu chuẩn thiêt kế hiện hành, lớp gia cố được coi là neo, tức là, quan hệ giữa khoảng cách và cường độ lớp gia cố là tuyến tính. Điều này không phản ánh đúng ứng xử của khối gia cố đặc biệt khi có khoảng cách lớp gia cố nhỏ (dưới 30 cm) với cường độ vải/lưới thấp hiện đang được xử dụng rộng rãi. Khi lớp gia cố được đưa vào trong đất, khả năng chịu lực của khối đất tăng lên đáng kể. Cơ chế làm việc của lớp gia cố trong khối đất gia cố đã và đang được nhiều tác giả nghiên cứu ([3,4, 5, 6, 8, 9, 11, 12, 13, 14). Hình 8 thể hiện sơ đồ thí nghiệm mẫu 3 trục của đất gia cố và vòng tròn Morh ứng suất tương đương của đất gia cố được thể hiện ở hình 9.

Hình 9. Vòng tròn Morh ứng suất tương đương của đất gia cố theo [14] và [23]

Hình 8. Thí nghiệm 3 trục [5]

Từ hình 8 và 9 cho thấy, khi có mặt lớp gia cố, cường độ của đất gia cố tăng thể hiện ở: (1) tăng áp lực hông  3 R hoặc (2) tăng lực dính của đất cR,. Theo [24],  3 

và c R 

 3 R K P 2

c

(1)

Tf KP 2S v

c

(2)

Trong đó: Tf = cường độ lớp gia cố; Sv = khoảng cách lớp gia cố; CR = lực dính tương đương của đất gia cố; c = lực dính của đất; và KP = hệ số áp lực đất bị động. Sức chịu tải của đất gia cố theo [14] và [23] sẽ là:

qult   1R   3 K p  2cR K p  ( c  56

Tf Sv

) K p  2c K p

(3)

Trong đó: σc - áp lực hông thực tác dụng lên đất chưa kể đến ảnh hưởng của lớp gia cố. Từ phương trình (1) và (3) cho thấy vai trò của cường độ lớp gia cố và khoảng cách của chúng là tương đương hay nói cách khác là khi tỷ số

không đổi thì cường độ của khối gia cố không

đổi. Trên thực tế, nhiều thực nghiệm đã chỉ ra rằng khoảng cách lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn cường độ của nó [1, 2, 6, 13, 20, 21, 22, 24]. Để đi tìm lời giải sát thực về mối quan hệ này và xác định cường độ thực của khối gia cố, hàng loạt các thí nghiệm kích thước lớn đã được thực hiện. 3 TH NGHI

K CH TH

N (FULL-SCALE)

Các thí nghiệm kích thước lớn bằng kích thước thực tế, thể hiện được rõ ràng mối quan hệ giữa cường độ và khoảng cách lớp gia cố, được trình bày trong bài báo này gồm thí nghiệm trụ cầu kích thước nhỏ của Adams và cộng sự [1], nén 3 trục không hạn chế nở hông của Elton và Patawaran [6], và một loạt thí nghiệm Generic Soil-Geosynthetic Composite gần đây của Pham [13]. 3.1 Thí nghiệm 3 trục của Elton và Patawaran (2005) Elton và Patawaran [6] đã thực hiện 7 mẫu thí nghiệm nén 3 trục không hạn chế nở hông với đường kính 0.76 m và chiều cao 1.5 m (xem hình 10). Đất sử dụng là loại cát với kích thước cỡ hạt lớn nhất là 12.7 mm; góc nội ma sát  = 400, lực dính c = 27.6 kPa. Biểu đồ quan hệ giữa ứng suất-biến dạng và thông số của các mẫu thí nghiệm thể hiện trên hình 11. Kết quả cho thấy khoảng cách lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn so với cường độ lớp gia cố (so sánh hai mẫu có độ ổn định cao là TG700 và TG028).

(b)

(a)

Hình 10. Mẫu thí nghiệm (a) trước và (b) sau khi thí nghiệm (Elton và Patawaran [6])

Hình 11. Quan hệ ứng suất – biến dạng (Elton và Patawaran [6]) 3.2 Thí nghiệm khối đất gia cố (GSGC) của Pham (2009) Pham [13] đã tiến hành 5 mẫu thí nghiệm biến dạng phẳng GSGC (hình 12) để khảo sát ứng xử của khối đất gia cố khi khoảng cách và cường độ của lớp gia cố bằng vải địa kỹ thuật biến đổi. Sau khi phân tích dựa trên phương pháp phần tử hữu hạn, kích thước thí nghiệm (thích hợp nhất với tường chắn và mố cầu tại hiện trường xây dựng thực tế cao 7 m) là cao 2,0 m, rộng 1,4 m và dài 1,2 m (chiều mô phỏng dọc theo phương của bài toán phẳng). Trong 5 mẫu thí nghiệm, có 4 mẫu sử dụng áp lực hông 3 = 34 kPa bằng phương pháp hút chân không. Các thí nghiệm trước đó hầu hết không sử dụng áp lực hông cho mẫu có kích thước lớn vì quá phức tạp để khả thi. Các thông số về khoảng cách và cường độ lớp vải địa kỹ thuật (ĐKT) khác nhau được thể hiện ở bảng 1. Bảng 1. Các thông số thí nghiệm mẫu kích thước lớn [13] Tên thí nghiệm

Áp lực hông

Cường độ vải ĐKT, Tf

3 (kPa)

(kN/m)

Khoảng cách, Sv (m)

Mẫu 1

Mẫu 2

0.2

Mẫu 3

140

0.4

Mẫu 4

0.4

Mẫu 5

0.2

Đất sử dụng trong thí nghiệm là loại đá nghiền có cấp phối tốt thường được sử dụng làm nền đường khu vực xung quanh Washington DC với chỉ tiêu trong thí nghiệm 3 trục như sau: khi 3 = 0 đến 200 kPa góc ma sát  = 500 và lực dính c = 71 kPa; khi 3 = 200 kPa đến 750 kPa thì  = 380 và c = 242 kPa. Các chi tiết về thí nghiệm được mô tả trong [13]. Tóm tắt kết quả thí nghiệm thể 58

hiện ở bảng 2. Toàn bộ các mẫu thí nghiệm đều được quan trắc chuyển vị đứng và ngang tại bề mặt trên đỉnh và xung quanh của mẫu sử dụng thiết bị đo chuyển vị LVDT; đối với các điểm bên trong mẫu cũng được đo chuyển vị với khoảng cách lưới 5 cm x 5 cm; và biến dạng của các lớp vải ĐKT cũng được đo bằng đầu đo chuyển vị. Biến dạng thể tích của mẫu cũng được đo trong quá trình gia tải để xác định góc giãn của khối đất gia cố (composite).

Hình 12. Mẫu điển hình được thí nghiệm đến phá hoại của Pham [9])

Hình 13. Lớp vải ĐKT bị rách sau khi thí nghiệm và biểu đồ ứng suất – biến dạng (Pham [9]) Kết quả cụ thể của thí nghiệm đến phá hoại này được thể hiện ở hình 13 và bảng 3. Hình dạng mẫu điển hình (mẫu 2) sau khi bị phá hoại thể hiện trên hình 13. Từ kết quả thí nghiệm có thể dẫn tới các nhận xét quan trọng sau (sử dụng mẫu 2 làm chuẩn): 59

Mẫu 1 (không gia cố) bị phá hoại khi chuyển vị đứng nhỏ hơn nhiều so với các mẫu khác. Khi có mặt lớp vải ĐKT, khối đất gia cố chịu được chuyển vị lớn hơn trước khi bị phá hoại và có thể coi là vải ĐKT làm tăng khả năng chịu biến dạng lớn của khối đất; -

Khối đất gia cố (mẫu 2 đến 5) có khả năng chịu tải trọng cao hơn nhiều so với đất không gia cố. Ứng suất phá hoại của mẫu 2 cao gấp 3,5 lần so với mẫu 1; -

Theo chỉ dẫn thiết kế hiện hành mẫu 2 và 3 có cùng tỷ số Tf /Sv nên sẽ có cùng ứng suất phá

hoại (theo phương trình 3), nhưng theo kết quả thí nghiệm thì khả năng chịu tải thực tế của mẫu 3 chỉ bằng 65% của mẫu 2. Như vậy, rõ ràng khoảng cách lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn so với cường độ lớp gia cố; -

So sánh mẫu 2 và 4 (cùng cường độ lớp gia cố, khoảng cách mẫu 4 bằng 2 lần mẫu 2) cho thấy

khả năng chịu tải của mẫu 4 chỉ bằng 50% của mẫu 2 và khả năng chịu biến dạng đứng giảm mạnh khi tăng khoảng cách gia cố; Khi giảm cường độ lớp gia cố còn 50% (mẫu 3 và 4), theo lý thuyết hiện tại khả năng chịu tải phải giảm 50% nhưng thực tế cho thấy chỉ giảm 25%. Kết hợp với việc so sánh ứng xử của mẫu 2 và 4 ở trên, một lần nữa lại cho thấy rằng khoảng cách lớp gia cố ảnh hưởng nhiều hơn đến ứng xử của khối gia cố so với cường độ của lớp gia cố; -

Ứng suất hông (3) ảnh hưởng đáng kể đến sự làm việc của khối gia cố. Kết quả thí nghiệm chỉ

ra rằng sức chịu tải của mẫu 5 với 3 = 0 chỉ bằng 30% của mẫu 2 tương tự về cấu tạo nhưng khác biệt là có tác dụng 3 = 34 kPa. 4 C NG THỨC KI N NGH Công thức kiến nghị sử dụng thay thế công thức (1) và (3) như sau:   Sv    T  f 6d  3  0.7  max        Sv   

(4)

 Sv      T 6d f   qult   1R   c  0.7  max  Kp  2 c Kp  Sv   

(5)

Trong đó: dmax = đường kính hạt đất lớn nhất, nếu sử dụng phân tích thành phần hạt bằng sàng thì có thể sử dụng 6dmax = 20D85, với D85 là đường kính hạt ứng với 85% trọng lượng đất có hạt nhỏ hơn). Từ công thức trên, trong thiết kế cường độ của lớp gia cố yêu cầu (Trequired) ứng với hệ số an toàn (Fs) được xác định như công thức 6.

   qult K a   c  Trequired   * S v * Fs  Sv        0.7  6 d max    

(6)

Từ các công thức (4), (5) và (6) có thể nhận thấy rằng cường độ và khoảng cách lớp gia cố không đóng vai trò như nhau trong ứng xử của khối gia cố, trong đó khoảng cách giữa các lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn. Ngoài ra, đường kính của hạt đất cũng là một yếu tố ảnh hường đến cường độ của khối gia cố. 5 KI CHỨNG C NG THỨC KI N NGH ĐẤT GIA CỐ

– X C Đ NH SỨC CH

T I C A KHỐI

Để kiểm chứng công thức tính toán sức chịu tải của khối đất gia cố (công thức 5), các số liệu từ kết quả đo được từ thí nghiệm lớn và các công trình thực tế có số liệu đo: (1) thí nghiệm khối đất gia cố của Pham (2009) [9], (2) thí nghiệm ba trục không hạn chế nở hông của Elton và Patawaran (2004) [6], và (3) các thí nghiệm hiện trường khác[1, 2, 3, 24]. Trong các thí nghiệm lớn này, hầu hết vật liệu thành phần được thí nghiệm trong phòng thí nghiệm: thí nghiệm vật liệu của lớp gia cố được thực hiện theo ASTM D4595 để xác định Tf; các thông số của đất thu được từ thí nghiệm 3 trục; đặc trưng liên kết giữa đất và lớp gia cố được thí nghiệm từ thí nghiệm cắt phẳng. Các tính toán cho thấy công thức 5 cho kết quả rất gần với các số liệu đo hiện trường và có thể coi là phương tiện hiệu quả để thiết kế. Nhiều tác giả đã sử dụng công thức 5 để kiểm tra với các số liệu đo thực tế. Hình 14 thể hiện kết quả tính toán của công thức 5 so sánh với các số liệu đo của 6 công trình thực tế và thí nghiệm kích thước thực [3]. Kết quả cho thấy công thức 5 cho kết quả rất phù hợp với số liệu đo và có độ chính xác cao hơn so với công thức tính toán hiện tại - công thức 3 (xem bảng 2 và 3). Công thức này có thể dùng trong thiết kế tường và mố cầu khi xác định khả năng chịu tải của khối gia cố, cường độ và độ cứng yêu cầu của lớp gia cố ứng với biến dạng của nó hay chuyển vị ngang cho phép của khối gia cố. 5.1. Kiểm chứng công thức 5 với các số liệu đo hiện trường và thí nghiệm lớn So sánh kết quả tính toán từ công thức 5 với các số liệu đo thực tế thể hiện trên hình 14.

Hình 14. Dự báo sức chịu tải của khối gia cố theo công thức 5 và so sánh với kết quả thực nghiệm (Nicks và Adams [8]; Adams và cộng sự [3]) 5.2. Kiểm chứng công thức 5 với kết quả thí nghiệm của Elton và Patawaran (2006) [6] Kết quả so sánh được thể hiện trên bảng 2. Bảng 2. So sánh kết quả tính toán theo công thức hiện hành, công thức đề nghị 5 với kết quả thí nghiệm của Elton và Patawaran (2005) [6] (  = 40o; c = 27.6 kPa; backfill = 18.8 kN/m3;  3 = 0; dmax=12.7 mm) Loại vải ĐKT

500

600

700

800

1000

028

Tf (kN/m)

Sv (m)

0.15

0.30

0.15

) (kN/m2) từ kết quả thí 230

129

306

292

402

397

459

) (kN/m2) từ phương trình 2 390

254

541

557

678

726

868

) (kN/m2) từ phương trình 5 256

153

333

341

402

426

498

nghiệm

Sai số PT 2 và thí nghiệm (%)

Sai số PT 5 và thí nghiệm (%)

5.3. Kiểm chứng công thức 5 với kết quả thí nghiệm của Pham (2009) Kết quả so sánh được thể hiện trên bảng 3. Bảng 3. So sánh kết quả tính toán theo công thức hiện hành, công thức đề nghị 5 với kết quả thí nghiệm GSGC của Pham [13] (  = 50o; c = 70 kPa; backfill = 24 kN/m3; d max  33 mm ) ẫu 2 (T, S) Mẫu 3 (2T, 2S)

Thông số thí nghiệm Tf (kN/m)

Sv (m)

0.2

ẫu 4 (T, 2S)

140

0.4

) (kN/m2) từ kết quả thí nghiệm

2700

1750

2 ) (kN/m 2 ) từ phương trình 2

3250

) (kN/m2) từ phương trình 5

2460

1900

1930 1250

+ 20 %

+ 86 %

+ 48 %

Sai số PT 2 và thí nghiệm Sai số PT 5 và thí nghiệm

-9%

+8%

1300

-4%

Kết quả thực nghiệm cho thấy công thức 5 phù hợp với số liệu đo thực tế. Đồng thời công thức 5 cho thấy rõ ràng rằng khoảng cách lớp gia cố (Sv) đóng vai trò quan trọng hơn cường độ lớp gia cố (Tf) và quan hệ là phi tuyến khác với công thức hiện hành (công thức 2). Điều này có thể giải thích một cách đầy đủ và bổ sung được những thiếu sót trong tiêu chuẩn và hướng dẫn hiện hành, đồng thời khi so sánh với các kết quả đo tại hiện trường công thức kiến nghị 5 cho kết quả chính xác hơn nhiều so với công thức hiện hành. 6K T

Kết cấu đất gia cố phục vụ cho tường chắn, mố cầu, mái dốc, …, đã được sử dụng rộng rãi trên thế giới và một số công trình tại Việt Nam. Nó có ưu điểm thi công nhanh, giá thành hạ, dễ thực hiện, có thể sử dụng hầu hết các loại vật liệu đất đắp địa phương sẵn có do vậy nên áp dụng rộng rãi trong nước ta. Tùy theo yêu cầu điều kiện cụ thể của kết cấu đất gia cố, mà lựa chọn vật liệu lớp gia cố cho phù hợp. Cường độ lớp gia cố trong nhiều trường hợp nên sử dụng loại có cường độ thấp và giữ khoảng cách lớp hợp lý không quá lớn để tận dụng hết khả năng làm việc của nó, tăng ổn định và giảm giá thành. Khoảng cách của lớp gia cố đóng vai trò quan trọng hơn so với cường độ của nó đến ứng xử của kết cấu đất gia cố. Các công thức kiến nghị trong bài báo này có độ tin cậy cao hơn so với công thức truyền thống. Từ công thức này có thể xác định được độ cứng yêu cầu của lớp gia cố ứng với yêu cầu biến dạng của kết cấu đất gia cố. Công thức 5 và 6 cho phép xác định trực tiếp khả năng chịu tải của khối gia cố và cường độ yêu cầu của lớp gia cố với độ tin cậy cao.

T I I

THA

KH O

1. Adams, M.T., Lillis, C.P., Wu, J.T.H., and Ketchart, K. (2002).“Vegas Mini Pier Experiment and Postulate of Zero Volume Change.”Proceedings, Seventh International Conference on Geosynthetics, Nice, France, 389-394. 2. Adams, M.T., Schlatter, W., and Stabile, T. (2007). “Geosynthetic-Reinforced Soil Integrated Abutments at the Bowman Road Bridge in Defiance County, Ohio.” Proceedings, Geo-Denver 2007, ASCE, Denver. 3. Athanasopoulos, G.A. (1993). “Effect of Particle Size on the Mechanical Behavior of Sand-Geotextile Composite.”Geotextiles and Geomembranes, 12, 255-273. 4. Bassett, A.K. and Last, N.C. (1978).“Reinforcing Earth below Footings and Embankments.”Proc. of the ASCE Spring Convention and Exhibit, Pittsburgh, PA. 5. Broms, B. (1977). “Triaxial Tests with Fabric-Reinforced Soil.” Proc. of the International Conference on the use of Fabric in Geotechnics, Paris, 3, 129-134. 6. Elton, D. J. and Patawaran, M. A. B. (2004)."Mechanically Stabilized Earth Reinforcement Tensile Strength from Tests of Geotextile-Reinforced Soil."Journal of the Transportation Research Board, No. 1868, TRB, National Research Council, Washington, D.C., 81-88. 7. Gray, D.H. and Ohashi, H. (1983).“Mechanics of fiber reinforcement in sand.”ASCE, Journal of Geotechnical Engineering, 109, 335-353. 8. Hausmann, M.R. (1976). “Strength of Reinforced Earth.”ARRBProc., Vol. 8. 9. Hermann, L.R. and Al-Yassin, Z. (1978).“Numerical Analysis of Reinforced Soil Systems.”ASCE Proc. Sym. On Earth Reinforcement, Pittsburg, PA, 428-457. 10. Holtz, R. D., Christopher, B. R., and Berg, R. (1997).Geosynthetic Engineering, BiTech Publishers, Vancouver, Canada. 11. Ingold, T.S. (1982).“Reinforced Earth.” Thomas Telford Ltd, London. 12. Ketchart, K., and Wu, J. T. H. (2001). "Performance Test for Geosynthetic Reinforced Soil Including Effects of Preloading", Report FHWA-RD-01-018, Federal Highway Administration, Washington, D.C. 13. Pham, T. Q. (2009). “Investigating Composite behavior of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) Mass.” Ph.D. Dissertation, University of Colorado Denver. 14. Schlosser, F. and Long, N.C. (1972).“La Terre ArmeedansL’Echageur de Sete.” Revue Generale des Rates et des Aerodromes, No. 480. 15. Wu, J.T.H. (1994). “Design and Construction of Low Cost Retaining Walls: The Next Generation in Technology.” Publication No. CTI-UCD-1-94,Colorado Transportation Institute, Denver, Colorado, USA. 16. Wu, J.T.H. 2001.Revising the AASHTO Guidelines for Design and Construction of GRS Walls. Colorado Department of Transportation, Report No. CDOT-DTD-R-2001-16.148 pp. 17. Wu, J.T.H., Lee, K.Z.Z., Helwany, S.B., and Ketchart, K. (2006)."Design and Construction Guidelines for GRS Bridge Abutment with a Flexible Facing."Report 556, National Cooperative Highway Research Program (NCHRP), Washington, D.C. 18. Wu, J.T.H., Ketchart, K., and Adams, M.T. (2008).“Two Full-Scale Loading Experiments of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) Abutment Wall.”International Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 2, No. 4, 303-316. 64

19. Wu, J.T.H., Ma, C.Y., Pham, T.Q., and Adams, M.T. (2011).“Required minimum reinforcement stiffness and strength in geosynthetic-reinforced soil (GRS) walls and abutments.”International Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 5, No. 4, 395-404. 20. Wu, J.T.H., Adams, M.T., Pham, T.Q., Lee, S.H., and Ma, C.Y. (2012).“A Generic Soil-Geosynthetic Composite Test.”International Journal of Geotechnical Engineering, Vol. 6, No. 1, 103-116. 21. Wu, J.T.H., Pham, T.Q., Adams, M.T.“Composite Behavior of Geosynthetic-Reinforced Soil (GRS) Mass”. Federal Highway Administration Report, No. FHWA-HRT-10-077, July 2013, 214 pp. 22. Yang, Z. (1972).“Strength and Deformation Characteristics of Reinforced Sand.”Ph.D. Dissertation, University of California at Los Angeles. 23. Ziegler, M., Heerten, G., and Ruiken.G. (2008). “Progress in the Understanding of Geosynthetic/Soil Composite Material Behaviour in Geosynthetic Reinforced Earth Structures.” First Pan American Geosynthetics Conference & Exhibition, Cancun, Mexico.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

STUDY ON BEHAVIOR OF HIGH-STRENGTH CFT COLUMNS Takayuki NANBA, Hisaya KAMURA* ABSRACT: The objective of this study is to elucidate the properties of high-strength CFT columns under external force. From many results of past research, it is known that the ultimate strength and ductility of a concrete filled steel tube (CFT) structure increase due to the effect of mutual confinement between the concrete and the steel tube. CFT structures are adopted in many buildings that use an improved design method. On the other hand, high-strength materials have been developed to enable construction of more spacious buildings and reduce manufacturing work. In this study, compressive tests of high strength CFT columns were carried out to determine their ultimate resistance and to clarify the mechanism of the confinement effect. Compressive and bending tests were also carried out to demonstrate the high performance of high strength CFT columns against seismic force. This research clarified the fact that high strength CFT columns also have excellent structural characteristics, such as ultimate resistance and deformation capacity.

1 INTRODUCTION From many results of past research, it is known that the ultimate strength and ductility of a concrete filled steel tube (CFT) structure increase due to the effect of mutual confinement between the concrete and the steel tube. CFT technology has gained acceptance in Japan since the Kobe Earthquake in 1995 because CFT columns were not damaged severely in that disaster. Although high-strength materials have been developed to enable construction of more spacious buildings and reduce manufacturing work, the prescriptive design rules for ultra-high strength CFT are less established due to the lack of a laboratory database. Therefore, this paper examines the behavior of ultra-high strength CFT in uni-axial compression. A compressive bending test of high strength CFT columns was also carried out to demonstrate their high performance against seismic force. 2 SHORT COLUMN COMPRESSIVE TEST 2.1 Experimental Details Compressive tests on circular high-strength CFT short columns were carried out (Fig. 1) in a structural testing machine (30 MN loading capacity) at the College of Science & Technology, Nihon University [3]. Steel tube columns and plain concrete columns were also tested individually to characterize the behavior of the CFT columns. Table 1 shows a summary of the specimens with three test parameters: 1) material strength of the steel tube, 2) diameter-thickness ratio of the steel tube, and 3) diameter of the tube. The specimen height was three times the diameter. Steel tubes of 550 and 780 N/mm2 strength class were made by cold forming without

Takayuki NANBA, Hisaya KAMURA, Civil Engineering Research Department, JFE Steel Corporation, 1-1 Minamiwataridamachi, Kawasaki-ku, Kawasaki, Japan, t-namba@jfe-steel.co.jp 66

annealing. The concrete was 100 N/mm2 strength class. The dimensions and mechanical properties of the specimens and the mechanical properties of the concrete are shown in Table 1 and 2, respectively. The specimens were loaded statically. The relative displacements between the loading plates were measured at a position 100 mm from the specimen at intervals of 90° (Fig. 1). The longitudinal and lateral strain of the surface of the specimen was measured at the upper, middle, and lower height of the specimen at intervals of 90° using strain gauges (Fig. 2). Table 1. Specimen list

plain concrete

steel tube

CFT

No. CFTC10-III-30 CFTC10-II-23 CFTC10-II-30 CFTC10-II-45 CFTC10-I-30 CFTC11-IV-23 CFTC11-II-23 SC11-IV-23 SC11-II-23 CC10-III CC10-II CC10-I CC11-IV CC11-II

D (mm) 359 269 269 269 180 427 268 427 269 350 250 175 400 250

t (mm) 12.1 12.1 9.1 6.2 6.2 18.6 11.6 18.6 11.6

－

D/t 29.6 22.3 29.7 43.6 29.2 22.9 23.2 22.9 23.2

－

σy

σu

σB

(N/mm2)

(%)

(N/mm2)

843 839 791 772 782 426 458 426 458

892 895 852 835 841 567 595 567 595

94.4 93.8 92.8 92.5 93 75.1 76.9 75.1 76.9

24.2 23.8 22 17.9 18.8 43.7 35.8 43.7 35.8

117 117 117 117 117 116 116

－

－ 117 117 117 116 116

－

D : diameter, t : thickness of steel tube σ y : yield stress of steel tube, σ u : ultimate stress, YR: yield ratio, EL: elongation, σ B : concrete strength,

Table 2. Mechanical properties of types of concrete series 10 11

σB

εu

(N/mm2)

(μ)

(cm)

117 116

43800 43300

3145 3156

60.5 63.5

testing piece cylinder mm mm D :100 H :200

σ B : concrete strength, E : secant modulus ε u : strain at peak stress, SF : slump flow, H : height

D/2 D/2

Specimen

Biaxial strain gauge

Displacement meter

H/2

Specimen

Displacement meter

Specimen

Welding seam 45°

100[mm] *

Figure 1. Test setting and displacement measurement

Figure 2. Strain measurement 67

2.2 Test Results Table 3 shows the CFT test results. The strength of the corresponding concrete short column is also shown. The results of the steel tube test are presented in the following. The stress-strain curves of the CFT specimens are shown in Fig. 3. The load on the CFT specimens continued to increase after exceeding the collapse strain of plain concrete, and the load then decreased gradually after peaking out. The first peak load is considered to be the maximum load of the specimen, in the case that the load increases during the post-peak period due to an increase in the loading velocity. Fig. 4 indicates that a larger steel contribution ratio (Ny/N0) shows a slower lateral strain (εθ) increase of the CFT. Accordingly, failure of the in-filled concrete is delayed, and higher ductility and strength are obtained (Fig. 5). In this research, no clear difference was seen among CFT specimens with different diameters (Fig. 6). Table 3. CFT test results No. CFTC10-III-30 CFTC10-II-23 CFTC10-II-30 CFTC10-II-45 CFTC10-I-30 CFTC11-IV-23 CFTC11-II-23

D 359 269 269 269 180 427 268

t 12.1 12.1 9.1 6.2 6.2 18.6 11.6

σy 843 839 791 772 782 426 458

D/t 29.6 22.3 29.7 43.6 29.2 22.9 23.2

σB 116 116 116 116 116 117 117

σB' 96 94 94 94 95 102 113

Nm N m /N 0 σ r 8.1 20,865 0.98 14,530* 1.06 17.4 8.0 11,782* 1.02 5.5 9,294 0.93 5,267 1.01 12.8 1.02 10.7 24,551 1.00 8.5 9,802

N 0 N y /N 0 21,332 0.52 13,669 0.60 11,593 0.50 9,961 0.40 5,192 0.51 24,097 0.42 9,807 0.44

σ cu 114 135 120 106 124 136 132

σ B ' : concrete strength of short column (N/mm2), N 0 : calculated strength of CFT (kN), N y : calculated yield load of steel tube (kN) N m : peak load of CFT (kN), σ r : lateral concrete stress at peak (N/mm2), σ cu : longitudinal concrete stress at peak (N/mm2)

1.2

-1000

lateral strain εθ (μ)

load ratio N /N0

*: first peak load

0.8 CFTC10-Ⅲ-30 CFTC10-Ⅱ-23 CFTC10-Ⅱ-30 CFTC10-Ⅱ-45 CFTC10-Ⅰ-30 CFTC11-Ⅳ-23 CFTC11-Ⅱ-23

0.6 0.4 0.2 0 0

10000 20000 longitudinal strain ε z (μ)

-2000 -3000 -4000

+ compression

-5000 - tension 0

30000

2000

4000

6000

8000

10000

longitudinal strain ε z (μ)

Figure 3. Results for CFT

Figure 4. Lateral strain up to peak load 1.2

maximum load ratio Nm /N0

1.2

maximum load ratio Nm /N0

CFTC10-Ⅲ-30 CFTC10-Ⅱ-23 CFTC10-Ⅱ-30 CFTC10-Ⅱ-45 CFTC10-Ⅰ-30 CFTC11-Ⅳ-23 CFTC11-Ⅱ-23

1.1 1.0 0.9

780,D180 780,D360 550,D270

0.8 0.3

780,D270 550,D428

1.1 1.0 0.9

780 class steel tube 550 class steel tube

0.8 100

0.4 0.5 0.6 0.7 tube share of proof strength N y /N 0

Figure 5. Effect of Ny/N0 on Nm/N0 of CFT

200 300 400 Diameter D (mm)

Figure 6. Effect of D on Nm/N0 of CFT 68

500

2.3 Behavior of Steel Tube and In-filled Concrete The longitudinal stress (σz) and lateral stress (σθ) in a steel tube of a CFT column are calculated by the incremental method [4] until the load acting on the CFT specimens reaches the maximum using the von Mises yield criterion. With the 780 N/mm2 class steel tube, document [5] is used as a reference, and Poisson’s ratio ν is considered to be 0.3. The longitudinal stress in concrete (σc) is calculated by σz and the experimental load on the CFT column. The calculation results are shown in Fig. 7 to Fig. 13. The behavior of in-filled concrete is similar to that of plain concrete in the range below the collapse strain of plain concrete. Since concrete starts collapsing partially, σθ occurs as a reaction to an apparent expansion of the concrete and σc continues to increase. This is called the confinement effect. σcu-σc* (σc*: σc at occurrence of σr) is proportional to Ny/N0 (Fig. 14). This relationship is one reason why CFT columns with a large Ny/N0 have a higher peak load than N0.

infilled concrete plain concrete test

400 200

80 40

tube, lateral

-200

-40 0

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

160

600

120

400

200

-200

-40 0

10000

Figure 7. Analyzed data of CFT test

160

600

120

400

200

-200

-40 2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

CFTC10-I-30

200 160

600

120

400

200

0 -40 0

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

600

120

400

200

0 -40 2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

10000

Figure 10. Analyzed data of CFT test

800

-200

160

-200

concrete stress σc (N/mm2)

1000

800

Figure 9. Analyzed data of CFT test

200

CFTC10-II-45

10000

1000

steel tube stress (N/mm2)

steel tube stress (N/mm )

steel tube stress (N/mm2)

800

10000

1000

200

CFTC10-II-30

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

Figure 8. Analyzed data of CFT test

concrete stress σc (N/mm2)

steel tube stress (N/mm )

1000

concrete stress σc (N/mm2)

120

800

concrete stress σc (N/mm2)

600

160

200

CFTC10-II-23

steel tube stress (N/mm2)

tube, longitudinal

concrete stress σc (N/mm2)

steel tube stress (N/mm2)

800

1000

200

CFTC10-III-30

CFTC11-IV-23

Figure 11. Analyzed data of CFT test

200

800

160

600

120

400

200

0 -40

-200 0

10000

concrete stress σc (N/mm2)

steel tube test

1000

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

10000

Figure 12. Analyzed data of CFT test 69

160

600

120

400

200

-200

-40 0

2000 4000 6000 8000 longitudinal strain (μ)

780,D180 780,D360 550,D270

30 20 10 σc *:σc at occurrence of σr

0 0.3

10000

Figure 13. Analyzed data of CFT test

780,D270 550,D428

(N/mm2)

800

200

stress increment σcu -σc *

CFTC11-II-23

concrete stress cσ (N/mm2)

steel tube stress (N/mm2)

1000

0.4 0.5 0.6 0.7 tube share of proof strength N y /N 0

Figure 14. Increment of concrete stress

3 COMPRESSIVE BENDING TEST 3.1 Experimental Details The compressive bending tests on circular high-strength CFT columns were performed within a structural testing frame, which has a vertical loading capacity of 10 MN and a horizontal loading capacity of 5 MN, at Fukuyama University [6]. Table 6 shows the details of the CFT column specimens with 3 test parameters: 1) diameter of the column, 2) diameter-thickness ratio of the steel tube, and 3) ratio of axial force to resistance. Steel tubes of 550MPa class strength were made by cold forming without annealing. There were no attachments to the inside of the steel tubes. Concrete of 100MPa class strength was placed in the steel tubes by drop casting. The ends of the test columns were reinforced with steel plates resembling outer diaphragms. These plates and web plates fix the ends of the CFT column as a rigid beam. The specimens are connected to the testing frame through a rigid beam. First, a specimen is loaded vertically, and then a cyclic horizontal load is given to the top end (Fig. 15) following the loading pattern shown in Fig. 16. In specimen CFTC-III-25-7, the vertical load varied by turns according to the target axial force ratio (n) in Table 6. The bottom of the specimen was fixed in all directions, and the top of the specimen was free in only the vertical and horizontal loading directions. The relative displacements between the two ends of the columns were measured in the vertical and lateral directions. The local displacement at the column end connected to the rigid beam was also measured for accuracy of column deformation. The vertical and horizontal loads were obtained by load cells at the loading points.

CFTC-IV-34-4 CFTC-IV-25-4 CFTC-III-25-4 CFTC-III-25-7

circular

Table 6. Specimen list D

[mm]

D/t

H/D

399.3 11.6 34.3 399.2 15.6 25.5 300.4 11.7 25.8

5.3 5.3 5.2

300.4 11.7 25.8

5.2

σy

σu

σB

[MPa] [MPa] [MPa]

eMu

eRu

cRu

[kN･m] [kN･m] c M u

eMu

cMu

433 580 108.8 0.38 1,390 1,231 1.13 3.06 3.54 429 577 107.8 0.39 1,738 1,410 1.23 3.65 3.90 105.0 0.38 756 609 1.24 3.94 3.93 447 585 0.70 429 411 1.04 105.4 1.85 1.82 -0.30 -605 -410 1.48

D : diameter, t: thickness of steel tube, H : height of column σ y : yield stress of steel tube, σ u : ultimate stress of steel tube, σ B : concrete strength n : ratio of axis force to capacity, e M u : maximum moment in experiment, c M u : calculated moment resistance e R u : limit of deformation angle in experiment, c R u : calculated limit of deformation angle * resistance of only steel tube is taken into account when tension

vertical load cyclic horizontal load

deformation amplitude

6.0% 4%

4.0% 2.0%

increacing by 0.5% to 4% 1/800 0.5%

0.0% 1/400

-2.0% -4.0%

* 2 cycles in each amplitude on and after 0.5%

-6.0% 0

Figure 15. Specimen

Figure 16. Loading process

3.2 Test Results The test results are shown in Table 6. In this test, the moment distribution in the columns is antisymmetric because of rotational fixing at both ends. The experimental maximum moment (eMu) is the moment at the end of the column including the P-δ effect. This value is the average of positive loading and negative loading. The moment resistance (cMu) is calculated according to the referenced standard [1], using coefficient 1 as the concrete reduction factor. The maximum moment in this experiment exceeded the calculated resistance in all cases, in spite of the use of ultra-high strength concrete of 100 MPa (Fig. 17). The limit of the deformation angle (Ru) means the deformation angle within which the column can resist up to 95% of maximum horizontal force (Fig. 18). In Japan, the value of the deformation angle generally must be equal to or greater than 1% so that the whole structure can absorb huge seismic energy. In all cases, the experimental value (eRu) exceeded 1%. Fig. 18 shows the relationship between eRu and the calculated limit of the deformation angle [2] (cRu). Data for specimens under similar conditions (σB: 85 to 95 MPa, σy: 285 to 504 MPa) from past research [7] to [9] are also shown for comparison. Those data display a similar tendency to the present results. However, cRu tends to give slightly over-estimated results for CFT columns with high strength material. 71

It is considered that this high structural performance of high strength CFT columns under axial and bending force was the result of the confinement effect demonstrated in the previous chapter. 1.5

4.0 3.0 eRu

eMu / cMu

1 CFTC-IV-34-4

0.5

2.0

CFTC-IV-25-4

1.0

CFTC-III-25-4 CFTC-III-25-7

0 0.00

0.01 0.02 0.03 0.04 deformation angle R (rad)

Cir.σB: 85 to 95 Cir.σB: 105 to 109

0.0 0.0

0.05

Figure 17. Envelope curve

1.0

2.0 cR u

3.0

4.0

Figure 18. Limit of deformation angle

2000

moment in the column end (kN･m)

Details of the test results are shown in Fig. 19 to Fig. 22. The upper graph shows the momentdeformation curve and the lower shows column shrinkage. After the deformation angle exceed 2% and the moment approached its peak, local buckling occurred at the ends of the column and the shrinkage of the CFT columns accelerated. max 1370▼

1500 cM u

1000 500

e R u 3.06%

0 -500 -1000

c R u 3.54%

▲ min = -1411

-1500 -2000 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

2000

max 1,738▼

1500

c M u 1410

1000

e R u 3.65%

500 0 -500 -1000 -1500 -2000

c R u 3.90%

min -1,737▲

-0.06

0.06

-0.04

column shrinkage ratio

0 -0.01

▼max

-0.02 -0.03 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

min▼

-0.02

0.06

deformation angle (rad)

0.00

min ▼ ▼max

-0.01 -0.02 -0.03 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

Figure 19. Test result (CFTC-IV-34-4)

Figure 20. Test result (CFTC-IV-25-4)

1500 1000 cM u

500

max 770 ▼ e R u 3.94%

0 -500 ▲ min -742

-1000

cR u

-1500 -2000 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

moment in the column end (kN･m)

2000

0.06

2000 1500 1000

e R u 1.85%

500 0 -500

▲min -605

-1000

c R u 1.82%

-1500 -2000 -0.06

-0.04

0 ▼max

min▼ -0.02 -0.03 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

column shrinkage ratio

deformation angle (rad)

-0.01

▼max 429

c M u 411

0.04

0.06

min ▼

0.00

▼max

-0.01 -0.02 -0.03 -0.06

-0.04

-0.02

0.02

0.04

0.06

deformation angle (rad)

Figure 21. Test result (CFTC-III-25-4)

Figure 22. Test result (CFTC-III-25-7)

4 CONCLUSION The results of an experimental study of the behavior of high strength CFT columns were presented. The main conclusions may be summarized as follows. A compressive test of high strength CFT columns was performed. The load on the CFT specimens increased after exceeding the collapse strain of plain concrete, and the load decreased gradually after peaking out. The increment of stress in the in-filled concrete due to constraint by a steel tube, a phenomenon which is termed the confinement effect, was demonstrated in high strength CFT columns, and was proportional to the proof strength ratio of the steel tube, this being the ratio of the load capacity of the steel tube to that of the total CFT. A compressive bending test of high strength CFT columns was performed. The maximum moment in the columns under cyclic loading exceeded the calculated superposed resistance. The deformation limit of the columns reached at least 1% of column height. This high structural performance of high strength CFT columns under axial and bending force is thought to be caused by confinement effect. REFERENCES [1] AIJ, “Standard for Structural Calculation of Steel Reinforced Concrete Structures”, Japan, The 5th Edition, 2001. [2] AIJ, “Recommendations for design and construction of concrete filled steel tubular structures”, Japan, 2008. 73

[3] Kurihara S et al., “Study on Structural Performance of High-Strength CFT Column: Part 3 to Part 5, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting (AIJ)”, Japan, C-1, 2012, pp. 1355-1360. [4] Yamada Y et al., “Plastic stress-strain matrix and its application for the solution of elastic-plastic problems by the finite element method, International Journal of Mechanical Sciences”, Vol. 10-5, 1968, pp343-354, UK. [5] Nanba T et al., “Study on 800N/mm2 High strength steel members - Part 1, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting(AIJ)”, Japan , C-1, AIJ, 2008, pp551-552. [6] Nanba T et al., “Experimental Study on Structural Performance of Concrete Filled Tubes Using High Strength Steel Pipe, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting (AIJ)”, Japan, C-1, 2011, pp. 1183-1184. [7] The Building Center of Japan, “Report – The Committee of Structure Quality Assessment for Concrete Filled Steel Tube Column”, Japan, 1991. [8] Fujimoto T et al., “Shear-Flexural Behavior of Concrete Filled Steel Tubular Beam-Columns using High Strength Materials, Journal of Structural and Construction Engineering”, Japan, Vol. 509, 1998, pp. 167-174. [9] Mori O et al., “U.S.-Japan Cooperative Structural Research Project on Composite and Hybrid Structures (CFT-23): Deformation Capacity of Concrete-Filled Steel Tubular Columns Part 1 Circular CFT, Summaries of Technical Papers of Annual Meeting (AIJ)”, Japan, C-1. 1997, pp. 929-930.

KẾT CẤU CÔNG TRÌNH – CÔNG NGHỆ XÂY DỰNG

Hội nghị khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

TÍNH TOÁN ĐỘ VÕNG CỦA DẦM BÊ TÔNG CỐT THÉP BỊ NỨT BẰNG PHẦN TỬ HỮU HẠN MACRO Vũ Ngọc Anh* TÓM TẮT : Bài báo này giới thiệu một mô hình tính toán độ võng của dầm bê tông cốt thép đã bị nứt theo mô hình phần tử hữu hạn Macro (Macro element). Macro Element được Raul Francsois và các cộng sự (phòng thí nghiệm LMDC – CH Pháp) định nghĩa là phần tử nằm gữa hai vết nứt liên tiếp của dầm bê tông cốt thép. Phần tử Macro có các đặc trưng là: mô ment quán tính tại mặt cắt nứt, mô ment quán tính tại mặt cắt nguyên và mô ment quán tính trung bình của cả phần tử Macro. Nhờ xác định được moment quán tính trung bình của phần tử Macro mà ta có thể tính được độ võng của dầm BTCT bị nứt. Mô hình này đơn giản khi so sánh với cách tính toán được trình bày trong TCVN 5574-2012. TỪ KHOÁ: Dầm bê tông cốt thép bị nứt; phần tử Macro; moment quán tính của mặt cắt nứt; moment quán tính mặt cắt nguyên; moment quán tính trung bình, độ võng.

1 THÍ NGHIỆM GÂY NỨT DẦM BTCT Khi gia tải cho dầm bê tông cốt thép được thiết kế phá hoại dẻo, đến một giới hạn tải trọng nhất định, phía dưới dầm BTCT – nơi mà mô men uốn lớn – sẽ xuất hiện vết nứt đầu tiên. Thông thường vết nứt đầu tiên xuất hiện tại nơi mà bê tông có khuyết tật làm giảm cường độ chịu kéo của chúng. Theo quan sát của một vài tác giả [1,2] thì vết nứt thường xuất hiện tại vị trí cốt đai. Khi tiếp tục tăng tải trọng, vết nứt sẽ xuất hiện tại các vùng lân cận với một khoảng cách nhất định so với vết nứt đầu tiên, theo Phan Quang Minh và các tác giả trình bày trong “Kết cấu BTCT phần I” dịch từ tài liệu của Nga thì khoảng cách này là Lcrc (trong bài báo này chúng tôi gọi là Lelem), Lelem có các giá trị khác nhau nhưng để tiện tính toán thì các nhà nghiên cứu coi các giá trị Lelem không đổi dọc theo cấu kiện. Theo các nghiên cứu thực nghiệm tại phòng thí nghiệm LMDC thì Khi dầm BTCT bị nứt nó thường chia làm nhiều pha: Pha thứ nhất (Hình 1a) – khoảng cách Lelem bằng khoảng cách giữa các cốt đai. Pha thứ hai (Hình 1b) và các pha sau nếu có, khoảng cách Lelem giảm xuống còn một nửa so với ban đầu do sự xuất hiện của các vết nứt mới xen kẽ giữa hai vết nứt cũ. Nếu ngoại lực tiếp tục tăng và cốt thép bắt đầu chảy dẻo tại một vết nứt nào đó thì hầu như không xuất hiện vết nứt mới mà các vết nứt cũ được mở rộng, thông thường sẽ có một vết nứt mở rộng nhất – tại vị trí cốt thép chảy dẻo, chiều cao vết nứt chiếm gần hết chiều cao tiết diện. Cấu kiện bị phá hoại khi bê tông vùng nén tại vết nứt sâu nhất bị vỡ. Bài toán đặt ra trong bài báo này là chỉ xem xét dầm khi xuất hiện các vết nứt ở pha đầu tiên (Hình 1a), điều này tương ứng với điều kiện sử dụng bình thường của các công trình dân dụng và công nghiệp. Nếu trường hợp có sự xuất hiện của các vết nứt ở pha thứ hai thì cấu kiện đã gần đạt trạng thái phá hoại.

Vũ Ngọc Anh, Trường Đại học Kiến trúc Hà Nội, ngoc_anh_v@yahoo.com, +84 985 159 971

Hình 1. Hình vẽ dầm nứt tại phòng thí nghiệm LMDC [4]: a) Pha thứ nhất ứng với cấp tải 2P = 3,5kN; b) Pha thứ hai ứng với cấp tải 2P = 11 kN (Dầm có chiều dài l=3m; bxh=150mmx200mm; bê tông cấp độ bền tương đương B40, khoảng cách cốt đai s=250mm, dầm chiụ tác dụng của hai lực tập trung cách gối tựa 800mm) 2 KHÁI NIỆM VỀ PHẦN TỬ MACRO VÀ ĐẶC TRƯNG CỦA NÓ Theo Raoul và đồng nghiệp [1,3] định nghĩa: phần tử Macro của dầm bê tông cốt thép là phần tử nằm giữa hai vết nứt có chiều dài là Lelem; mỗi phần tử có các đặc trưng là mô ment quán tính tại mặt cắt nứt Icrc; mô men quán tính tại mặt cắt nguyên Io; chiều dài chuyền lực Lt là chiều đoạn cốt thép tính từ mặt cắt nứt đến vị trí mà biến dạng của bê tông và cốt thép bằng nhau (Hình 2).

Mặt cắt nứt

Mặt cắt nứt ycrc

εs εsb

Hình 2. Một phần tử Macro nằm gữa hai vết nứt, trường hợp Lt≤Lelem/2: a) Sơ đồ biến dạng của cốt thép trong phần tử lớn; b) sơ đồ mô tả chiều cao vết nứt (ycrc) Trong sơ đồ trên hình vẽ 2.a) εs: là biến dạng của cốt thép tại mặt cắt nứt; εs(x) là sự thay đổi của biến dạng cốt thép dọc theo trục cấu kiện, càng xa vết nứt thì biến dạng của cốt thép nhỏ dần và biến dạng trong bê tông tăng lên do lực kéo từ cốt thép truyền dần sang bê tông nhờ lực dính. Đến một độ dài nhất định gọi là chiều dài chuyền lực (Lt) thì lực dính phát huy 100% tác dụng,

nó làm cho bê tông và cốt thép có cùng biến dạng là εsb. Trong hình vẽ 2.b) ycrc là chiều cao vết nứt ứng với cấp tải trọng nào đó, h là chiều cao của tiết diện. Trong mô hình trên, đường thay đổi biến dạng cốt thép từ mặt cắt nứt đến khoảng cách Lt được giả thuyết là tuyến tính. Hình 3 mô tả tiết diện của dầm tại mặt cắt nứt, trong đó d là khoảng cách từ mép chịu nén đến trọng tâm cốt thép, h-ycrc là chiều cao vùng bê tông chưa nứt tại tiết diện nứt; ycsc chiều cao bê tông vùng nén tại tiết diện nứt; yt chiều cao bê tông vùng kéo tại tiết diện nứt; εbc biến dạng bê tông vùng nén tại tiết diện nứt; εbcn biến dạng của bê tông vùng nén tại tiết diện không nứt; hcom là chiều cao bê tông vùng nén tại tiết diện chưa nứt.

h-ycrc

εbcn

ycsc

hcom

εsb

Hình 3. a) Đặc trưng hình học tại tiết diện nứt; b) Đặc trưng hình học tại tiết diện không nứt Với các đặc trưng hình học trên, từ mối liên hệ gữa độ cong và mô men (M) của phần tử, các tác giả [1,3] đã tình được mô men quán tính trung bình (Iavr) của phần tử nằm gữa hai vết nứt theo công thức (1). 2 Lelem ⎡⎛ d nf d f ⎞ Lt ⎡ Lt d f Lt d f d nf Lt d f ⎤ ⎛⎜ d nf ⎞⎟ 1 ⎛ Lelem ⎞⎤ ⎜ ⎟ − + − + + − . . ln I avr = L ⎢⎜ ⎜ ⎟⎥ ⎢ ⎥ t 2 ⎣⎢⎝ I 0 I crc ⎟⎠ y ⎣⎢ I crc y I 0 y 2 I crc y 2 ⎦⎥ ⎜⎝ d f ⎟⎠ I 0 ⎝ 2 ⎠⎦⎥

−1

(1)

trong đó: df = d – ycrc ; dnf= d-hcom; y = ycsc – hcom Trong thực tế có loại phần tử lớn mà Lt > Lelem/2 [1,3], trường hợp đó, theo tài liệu tham khảo [1,4] mô men quán tính của phần tử lớn được tính như công thức (2). 2 ⎞⎤ Lelem ⎡⎛ d nf d f ⎞ Lelem ⎡ Lt d f Lt d f d nf Lt d f ⎤ ⎛⎜ y Lelem ⎟⎥ ⎟ ⎜ + − + + − . . ln . 1 I avr = ⎢⎜ ⎢ ⎥ ⎟⎥ I crc y 2 ⎦⎥ ⎜⎝ d f 2 Lt 2 ⎣⎢⎝ I 0 I crc ⎟⎠ 2 y ⎣⎢ I crc y I 0 y 2 ⎠⎦

−1

(2)

⎞ ⎞ ⎛ ⎛ (L − Lelem ) ( ) (d − y csc )⎟⎟ ; y = y csc − ⎜⎜ hcom − Lt − Lelem (d − hcom )⎟⎟ ; trong đó: d nf = d − ⎜⎜ hcom − t Lt Lt ⎠ ⎠ ⎝ ⎝

df = d – ycsc et Icrc , I0 là mô men quán tính của mặt cắt nứt và mặt cắt không nứt được tính toán bởi (3) và (4): 3

bh 3 b(h − hcom ) I 0 = com + + nAs (d − hcom ) 2 3 3

(3)

I crc =

3 by csc by + t + nAs (d − y csc ) 2 3 3

(4)

Khi thực hành tính toán, theo Vũ Ngọc Anh [1] hoàn toàn có thể tính toán được hcom ; ycsc ; yt khi biết được mô men (M) ngoại lực. Giá trị Lt được xác định bằng thí nghiệm kéo mẫu lăng trụ (xem hình vẽ 4), Lt phụ thuộc vào lại bê tông và bề mặt cốt thép. Một nửa mẫu dài 50cm/2

Thép

Tensor đo biến dạng

Hình 4. Thí nghiệm kéo xác định chiều dài Lt[5] 3 NGUYÊN TẮC TÍNH ĐỘ VÕNG CỦA DẦM SAU KHI NỨT THEO CÁC PHẦN TỪ LỚN

Mô hình ứng sử tổng thể của dầm được thực hiện bởi tập hợp các phần tử Macro mà mỗi phần tử tương ứng với khoảng cách giữa hai vết nứt, ngoài ra còn có thêm hai phần tử có chiều dài bằng chiều dài Lt ở đầu và ở cuối vùng bê tông bị nứt. Hai đầu dầm không bị nứt có mô men quán tính là Io, các phần tử lớn có độ dài bằng nhau là (Lelem) và cùng chiều dài Lt nên có cùng mô men quán tính trung bình là Iavr. Hình 5 trình bày phân chia phần tử trên cấu kiện dầm chịu uốn bị nứt.

Iavr

Hình 5. Phân chia cấu kiện chịu uốn thành các phần tử nứt

Mỗi phần tử Macro của dầm có bốn chuyển vị là hai chuyển vị xoay và hai chuyển vị thẳng. Ma trận độ cứng của phần tử dần được viết dưới dạng như sau [6]: ⎡ 12 ⎢6 L ⎢ elem ⎢ − 12 ⎢ ⎣6 Lelem

6 Lelem 4 L2 elem

− 12 − 6 Lelem

− 6 Lelem

2 L2 elem

− 6 Lelem

6 Lelem ⎤ 2 L2 elem ⎥⎥ EI avr − 6 Lelem ⎥ L3elem ⎥ 4 L2 elem ⎦

(5)

Tập hợp ma trận độ cứng của phần tử ta có được ma trận độ cứng của dầm, sau đó giải hệ phương trình tuyến tính thu được, cho phép ta tính toán chuyển vị tại tất cả các nút của dầm. Trường hợp tính các chuyển vị tại vị trí giữa dầm thì hệ phương trình tuyến tính tại vị trí này là: ⎡ 12 ⎢6 L ⎢ elem ⎢ − 12 ⎢ ⎣6 Lelem

6 Lelem 4 L2 elem

− 12 − 6 Lelem

− 6 Lelem 2 L2 elem

12 − 6 Lelem

6 Lelem ⎤ ⎡υ i ⎤ ⎡ Qi ⎤ ⎢ ⎥ ⎢ ⎥ ⎥ 2 L2 elem ⎥ EI avr ⎢θ i ⎥ ⎢ M i ⎥ = − 6 Lelem ⎥ L3elem ⎢υ j ⎥ ⎢ Q j ⎥ ⎢ ⎥ ⎢ ⎥ ⎥ 4 L2 elem ⎦ ⎢⎣θ j ⎥⎦ ⎢⎣ M j ⎥⎦

(6)

Qi, Mi: Lực cắt và mô men đầu i phần tử Macro Qj, Mj: Lực cắt và mô men đầu j phần tử Macro

υi , θ i : Chuyển vị và góc xoay tại đầu i

υ j , θ j : Chuyển vị và góc xoay tại đầu j E; là modul đàn hồi của bê tông 4 VÍ DỤ ÁP DỤNG

Dầm BTCT được chế tạo tại phòng thí nghiệm Vật liệu- Bền – Xây dựng Toulouse (CH Pháp), có tiết diện bxh là 15x20 cm, dài 300cm (hình 6) với các tính chất cơ lý của bê tông và thép được trình bày trong bảng I và II. Thép đặt trong miền chịu kéo 3φ16 gai, miền nén 2φ6 cùng loại. Sau 28 ngày dầm được gia tải bằng 2 lực tập trung P như hình 5 cho đến khi nứt. Chiều cao và khoảng cách giữa các vết nứt ở cấp tải 2P = 7kN được vẽ lại như trên hình 5. Sau đó tải trọng được dỡ bỏ. Tiếp tục chất tải lần thứ hai, ta đo được độ võng giữa dầm tại cấp tải 2P = 7kN là f = 2,74 mm.

3φ6 gai

Hình 6. Sơ đồ dầm thí nghiệm Bảng 1. Tính chất cơ lý của bê tông

fc (MPa)

fct (MPa)

E (MPa)

ε pic ( μ m/m)

2,9

32000

28.102

Bảng 2. Tính chất cơ lý của thép

fy (MPa)

εy( μ m/m)

Es (MPa)

400

0,002

200000

Trong bảng 1: fc ; fct: là cường độ chịu nén và chịu kéo trực tiếp của mẫu lăng trụ bê tông E: là môdul đàn hồi của bê tông 81

εpic: là biến dạng tương ứng với cường độ khi nén mẫu bê tông Trong bảng 2 : fy; εy : là cường độ và biến dạng thép tại giới hạn chảy Es: là môdul đàn hồi của thép Thí nghiệm xác định được Lt = 10cm. Hình 7 dưới đây trình bày mối quan hệ gữa độ võng giữa dầm và ngoại lực P.

P(kN)

Quan hệ độ võng giữa dầm và tải trọng 5.0 4.5 4.0 3.5 3.0 2.5 2.0 1.5 1.0 0.5 0.0

Kết quả TN Kết quả tính toán theo mô hình

0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

f (mm) Hình 7. So sánh kết quả giữa tính toán theo mô hình phần tử lớn và thực nghiệm 5 NHẬN XÉT

Kết quả giữa tính toán tương đối phù hợp với kết quả thực nghiệm, tuy nhiên có sự sai khác về độ võng giữa tính toán và thực nghiệm ngày càng lớn khi tải trọng tăng lên.. Thực tế khi tải trọng lớn thì môdul biến dạng của bê tông phát triển, do vậy có sự sai khác giữa tính toán và thực nghiệm khi tải trọng lớn là dễ hiểu vì khi tính toán theo mô hình trên, tác giả đã dùng môdul đàn hồi của bê tông. Phân tích và ứng dụng phần tử Macro cho ta hiểu rõ bản chất làm việc của bê tông cốt thép sau khi nứt, nhờ có lực dính mà mô men quán tính của phần tử lớn tăng dần từ mặt cắt nứt (Icrc) đến mặt cắt không nứt (I0) – mặt cắt không nứt là mặt cắt cách mặt cắt nứt một đoạn ≥ L t. Về phương diện thực hành, phương pháp phần tử hữu hạn dùng phần tử Macro khá tường minh cho vận dụng tính toán các chuyển vị của cấu kiện BTCT khi đã bị nứt, nhưng với các ảnh hưởng như: co ngót, từ biến, độ ẩm … còn chưa được làm sáng tỏ, cần phải nghiên cứu để điều chỉnh bằng các hệ số. 82

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. N.A Vu et al…”Response of post-tensioned concrete beams with unbonded tendons uncluding Serviceability and utlimate state” Engineering Structures, Vol. 32, Feb. 2010, p. 556-569. 2. FIB “Structural Concrete – Textbook on behaviour, Design and Performance Updated knowledge of the CEB/FIP Model Code 1990” Vol 1, 1999, p197-205. 3. Raoul FRANCOIS et al… « A finite macro-element for coroded reinforced concrete”, Materials & Structure, vol.39, no5, 2006, p.569-582. 4. Ngoc Anh VU “Requalification du Comportement Mécanique de Poutres en Béton Précontraint Dégradées par Corrosion des Armatures passives et actives », Thèse de Doctorat, INSA de Toulose, 2007. 5. Therry VIDAL « Requalification des structures dégradées par corosion des armatures », Thèse de Doctorat, INSA de Toulouse, 2003. 6. Ngọc Anh Vu et al… « Modeslisation par Macro-Element » Revue Européene de Génie Civil, JancierFevrier 2007.

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CHỌN PHƯƠNG ÁN THIẾT KẾ KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP VỚI CHI PHÍ TIẾT KIỆM Cao Duy Bách* TÓM TẮT: Hiện nay, kết cấu bê tông cốt thép thường được thiết kế theo phương án: chọn sơ bộ các thông số vật liệu, kích thước, lập sơ đồ tính toán và sử dụng phần mềm phù hợp để tính ra nội lực và cốt thép. Câu hỏi đặt ra là liệu còn có phương án kết cấu nào tiết kiệm chi phí hơn phương án đã thiết kế? Bài viết dưới đây sẽ đưa ra câu trả lời: có thể có phương án kết cấu vẫn đảm bảo yêu cầu kỹ thuật đề ra mà lại cho chi phí tiết kiệm hơn. Phương án này được lựa chọn thông qua phần mềm tính toán

MONOMAX - Buildings từ nhiều phương án với sự thay đổi của các thông số cấu kiện kết cấu. Phương án có thể ứng dụng cho việc thẩm tra các đồ án thiết kế, đặc biệt từ nguồn vốn ngân sách, để chọn phương án có chi phí tiết kiệm trước khi phê duyệt. TỪ KHÓA: Tối ưu hóa, tiết diện, Monomax, Etabs, SAP 2000, phương án kết cấu, hiệu quả kinh tế.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Giá thành của một công trình xây dựng được quyết định chủ yếu nhờ phương án thiết kế (design conception) hợp lý. Việc chỉ quan tâm xem xét sự hợp lý cuả dự toán thiết kế mà xem nhẹ vai trò của giải pháp thiết kế sẽ không giải được bài toán hạ giá thành công trình một cách hiệu quả. Giải pháp thiết kế được hiểu là các nội dung cơ bản của một đồ án thiết kế đáp ứng được nhiệm vụ đặt ra. Các nội dung của đồ án thiết kế được tập hợp từ nhiều giải pháp về: kiến trúc, kết cấu, thông gió, cách nhiệt, trang bị điện, thang máy, phòng cháy chữa cháy, cấp thoát nước v.v…Giải pháp thiết kế hợp lý chỉ đạt được khi có được sự hợp lý về giá thành của tất cả các giải pháp trên các lĩnh vực đã nêu. Theo tinh thần này, để công trình vốn nhà nước bảo đảm tiết kiệm chi phí và hiệu quả đầu tư theo Nghị định 15/2013/NĐ-CP của Chính phủ, thì công tác thiết kế cần có các nghiên cứu giảm chi phí hợp lý đồng bộ trên nhiều lĩnh vực kiến trúc - kết cấu - trang thiết bị kỹ thuật công trình. Và, việc lựa chọn phương án thiết kế kết cấu bê tông cốt thép có chi phí tiết kiệm mà bài báo này đề cập là một trong nghiên cứu theo hướng đi này. 2 GIÁ THÀNH KẾT CẤU Đã có nhiều công trình nghiên cứu tối ưu hóa các phương án kết cấu bê tông cốt thép để đạt được chi phí thấp nhất [1,2]. Thiết kế tiết kiệm chi phí thực chất là tìm ra phương án kết cấu thỏa mãn các yêu cầu kỹ thuật đề ra và có giá thành thấp nhất. Yêu cầu kỹ thuật ở đây thường là khả năng chịu lực (theo độ bền và biến dạng) của kết cấu với các tổ hợp tải trọng (được tiêu chuẩn quy định) tác động lên kết cấu. Khả năng chịu lực của kết cấu cần được xem xét trong điều kiện kết cấu phải chịu nhiều sự ràng buộc khác như: yêu cầu về kiến trúc, phòng chống cháy nổ hoặc việc bố trí thiết bị công trình. Giá thành ở đây là giá thành của sản phẩm kết cấu sau khi hoàn

Cao Duy Bách, Viện KHCN Xây dựng, bachibst@gmail.com, +84 915316488 84

thành. Giá này được cấu thành từ các giá trị: giá bê tông, giá cốt thép, giá thiết bị nâng chuyển, giá cốp pha - đà giáo, vật liệu phụ, nhân công, khấu hao tài sản, lãi xây lắp …Ví dụ về tỷ lệ (%) các giá trị cấu thành sản phẩm kết cấu bê tông cốt thép xây dựng ở Liên bang Nga cho trên Hình 1. 1- Giá bê tông (27%) 2- Giá cốt thép (13%) 3- Giá thiết bị nâng chuyển (8%) 4- Giá cốp pha - đà giáo (11%) 5- Hao phí vật liệu (4%) 6- Nhân công (20%) 7- Khấu hao tài sản (8%) 8- Lãi xây lắp + chi phí phát sinh (9%) Hình 1. Các giá trị cấu thành giá sản phẩm kết cấu bê tông cốt thép Để so sánh giá thành giữa phương án kết cấu thiết kế truyền thống (phương án đối chứng) với nhiều phương án kết cấu khác cần có hai điều kiện: - Phải có một phần mềm cho phép tính toán và so sánh nhanh giá nhiều phương án cùng đảm bảo khả năng chịu lực (việc thực hiện tính toán giá bằng thủ công cho hiệu quả không cao); - Phải có nhiều phương án để so sánh. Các phương án này cần dựa trên sự biến đổi trong phạm vi cho phép của các thông số kết cấu và phải phù hợp với phần mềm tính toán lựa chọn. 3 PHẦN MỀM TÍNH SƠ BỘ GIÁ THÀNH KẾT CẤU CÙNG KHẢ NĂNG CHỊU LỰC Trong nghiên cứu tác giả đã sử dụng chương trình phần mềm của Nga là MONOMAX Buildings. Chương trình này có một số dặc điểm sau: 3.1 Tiện dụng Chương trình sử dụng hệ tiêu chuẩn Nga (có phương thức tính toán thiết kế kết cấu, tham số vật liệu, yêu cầu thi công) gần như tương đương tiêu chuẩn Việt Nam nên kết quả có thể sử dụng được ngay cho việc so sánh kinh tế với phương án thiết kế kết cấu theo tiêu chuẩn Việt Nam. 3.2 Các giả thiết tính toán Khi thực hiện tính toán so sánh giá thủ công (ví dụ bằng Excel) thì có thể thực hiện theo sơ đồ Hình 2 dưới đây:

Giả thiết hàm lượng cốt thép với bước dao động 0,1% (Có thể chọn nhỏ hơn tăng độ chính xác)

Từ tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất và hàm lượng cốt thép giả thiết, tính tiết diện bê tông cần thiết

Khối lượng bê tông cấu kiện  Chi phí bê tông

Diện tích cốp pha cấu kiện  Chi phí cốp pha

Khối lượng thép cấu kiện  Chi phí thép

Hình 2. Sơ đồ khối tính toán so sánh chi phí giữa các phương án bằng thủ công. Trong trường hợp này ta phải chấp nhận hai giả thiết gây sai số sau: - Giả thiết về giá trị không đổi của tổ hợp nội lực bất lợi nhất Tổ hợp nội lực bất lợi nhất được lấy theo phương án thiết kế với các tiết diện lựa chọn ban đầu theo kinh nghiệm [1, 2, 3. 4, 5]. Từ tổ hợp này và hàm lượng cốt thép giả định (thông thường 1 2% đối với cấu kiện chịu nén và 0,5 - 1,5% - cấu kiện chịu uốn [4]), tính ngược lại tiết diện của các cấu kiện kết cấu và khối lượng bê tông kết cấu cần thiết. Giá trị nội lực trong quá trình tính toán được giả thiết không thay đổi, chấp nhận sai số trong phạm vi nhất định vì khi khối lượng và tiết diện cấu kiện bê tông thay đổi thì tải trọng cố định và bản thân giá trị nội lực cũng bị thay đổi. - Giả thiết về giá trị không đổi của đơn giá thi công Thực tế, khi thay đổi khối lượng bê tông, sắt thép, kích thước cấu kiện, đơn giá thi công tính quy về 1 m2 cốp pha (hoặc như ở Việt Nam hay quy về 1 m2 sàn) sẽ ít nhiều bị thay đổi. Tuy nhiên, để đơn giản trong tính toán, chương trình chấp nhận sử dụng đơn giá thi công (chi phí/m2 cốp pha) như kết cấu đã thiết kế. Trường hợp ứng dụng MONOMAX - Buildings, việc so sánh kinh tế giữa các phương án được thực hiện theo sơ đồ khối hình 3, thì ta có thể tăng thêm độ chính xác bằng việc bớt đi giả thiết về giá trị nội lực không đổi. 86

Giả thiết hàm lượng cốt thép với bước dao động 0,1% (Có thể chọn nhỏ hơn tăng độ

Từ tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất và hàm lượng cốt thép giả thiết, tính tiết diện bê

Từ tiết diện bê tông chọn được, tính toán lại tổ hợp lực nguy hiểm nhất và lượng thép cần thiết cho mỗi cấu kiện

Khối lượng bê tông cấu kiện  Chi phí bê tông

Diện tích cốp pha cấu kiện  Chi phí cốp pha

Khối lượng thép cấu kiện  Chi phí thép

Hình 3. Sơ đồ khối chương trình tính toán so sánh chi phí giữa các phương án bằng MONOMAX - Buildings Trong trường hợp hình 3, sau bước 2 như ở sơ đồ hình 2, phần mềm sẽ thực hiện thêm một bước nữa là tính lại giá trị của tổ hợp nội lực bất lợi nhất ứng với tiết diện các cấu kiện vừa chọn được và hiệu chỉnh lại hàm lượng cốt thép ứng với tiết diện các cấu kiện và nội lực mới. Khi so sánh giá thủ công (ví dụ bằng Excel) nếu muốn chính xác hóa lại nội lực thì cần nhập lại tiết diện mới vào phần mềm tính toán kết cấu (ví dụ bằng Etabs) để chạy lại, thao tác này rất tốn thời gian, nhất là với nhà cao tầng và khi thay đổi 1 vài số liệu ban đầu (ví dụ cấp độ bền bê tông hay mác thép) thì lại có 1 phương án mới và lại phải thực hiện lại thao tác này 1 lần nữa. Như vậy, việc so sánh giá chỉ còn bị một sai số do giả thiết giá thi công trên 1 m2 cốp pha không đổi. Nhìn vào thực tế có thể thấy, với việc kích thước tiết diện sàn, dầm cột thay đổi chút ít thì sự thay đổi của đơn giá thi công chúng sẽ không nhiều. Phương án so sánh giá với sự hỗ trợ của MONOMAX - Buildings sẽ đạt hiệu quả cả về tốc độ thực hiện lẫn độ chính xác. 3.3 Kết quả tính toán giá thành Với sơ đồ tính trên, phần mềm MONOMAX - Buildings sẽ cho kết quả tính toán giá thành cho từng phương án kết cấu. Phương án kết cấu được chương trình tính giá sẽ đảm bảo an toàn chịu 87

lực với tổ hợp nội lực nguy hiểm nhất ứng với tiết diện và lượng cốt thép đã được lựa chọn thay đổi. Giá thành kết cấu được tính bằng tổng của các chi phí sau: - Chi phí bê tông = tổng khối lượng bê tông các cấu kiện x đơn giá bê tông; - Chi phí thép cấu kiện = tổng khối lượng thép các cấu kiện x đơn giá thép; - Chi phí thi công = tổng số m2 cốp pha các cấu kiện x đơn giá thi công. 4 LỰA CHỌN CÁC PHƯƠNG ÁN KẾT CẤU Để so sánh giá và chọn phương án có chi phí thấp hơn so với phương án đã thiết kế, có thể đặt ra nhiều phương án kết cấu. Mỗi phương án sẽ là tập hợp của một bộ giá trị các thông số kết cấu cần xem xét lựa chọn. Dựa trên kinh nghiệm thiết kế [1, 2, 3. 4, 5] và đặc điểm của phần mềm MONOMAX - Buildings dự kiến sử dụng, đối với các nhà khung dân dụng bê tông cốt thép, 3 nhóm thông số sau thường được thay đổi để tạo ra các phương án kết cấu khác nhau: 4.1 Sơ đồ làm việc của kết cấu Thường cố định sơ đồ bố trí bước cột, vách, chiều cao tầng để không ảnh hưởng tới không gian kiến trúc, có thể thay đổi kết cấu hệ dầm - sàn theo các phương án: - Sàn + dầm chính - Sàn + dầm phụ + dầm chính - Sàn không dầm - Dầm sàn ứng lực trước 4.2 Thông số vật liệu - Các cấp bê tông khác nhau - Các mác cốt thép khác nhau 4.3 Hàm lượng cốt thép Cho trước giá trị hàm lượng cốt thép dự kiến chương trình sẽ tự chạy với hàm lượng cốt thép đó để tính ra các tiết diện cấu kiện tương ứng, sau đó tính lại nội lực và chuẩn hóa lại hàm lượng cốt thép để kết cấu có đủ khả năng chịu lực với tiết diện cấu kiện vừa lựa chọn. 5 SO SÁNH TÍNH KINH TẾ GIỮA CÁC PHƯƠNG ÁN Với các phương án có thể đặt ra để lựa chọn, chương trình sẽ cho giá thành kết cấu của từng phương án. Từ đó có thể so sánh giá thành giữa các phương án kết cấu với phương án đã thiết kế hoặc giữa các phương án với nhau. Việc so sánh được minh họa thông qua ví dụ sau đây.

Hình 4. Sơ đồ kết cấu đối chứng Ví dụ tính toán 5.1 Công trình Xem xét công trình thực tế đã xây dựng gồm 7 tầng tổ hợp thương mại, văn phòng có kích thước mặt bằng 23.1x28.8m; chiều cao tầng 1, 2 là 4.5m, tầng 3, 4, 5, 6, 7 cao 3m. Nhịp phổ biến là 7,2mx7,2m. Hệ cột có tiết diện chính: 550x550mm, 300x500mm, hệ dầm chính có tiết diện chủ yếu: 500x500mm và 300x500mm, hệ dầm phụ - 250x350mm, hệ vách có bề dày 250mm, chiều dày sàn các tầng 12 cm như trên hình 4. 5.2 Các phương án kết cấu dùng để so sánh Dùng thiết kế, dự toán của công trình này làm đối chứng, đã thực hiện việc so sánh hiệu quả kinh tế của phương án đối chứng với 2 phương án mới (đơn giản, phổ biến và dễ thỏa mãn yêu cầu chịu lực của của công trình này) là phương án sàn + dầm chính hình 5 và phương án sàn + dầm chính + dầm phụ (sàn ô cờ) hình 6.

Hình 5. Kết cấu sàn - dầm chính

Hình 6. Kết cấu sàn - dầm phụ - dầm chính

Cột tiết diện 250x250, 350x350, 450x450, 500x500, 600x600 mm ở tầng 1 tùy theo diện chịu tải và giảm dần tiết diện qua từng tầng. Sàn chiều dày 210mm ở khu vực nhịp lớn và 100mm ở khu vực nhịp nhỏ.

Cột tiết diện 250x250, 350x350, 450x450, 550x550 ở tầng 1 tùy theo diện chịu tải và giảm dần tiết diện qua từng tầng. Sàn chiều dày 120mm tương tự phương án đối chứng.

Hệ dầm chính có tiết diện chủ yếu: Hệ dầm chính có tiết diện chủ yếu: 650x350mm và 600x300mm, dầm phụ 650x350mm và 600x300mm 150x300mm và 200x350mm 5.3 Kết quả so sánh Đơn giá của mỗi đơn vị bê tông, thép, cốp pha dầm sàn (bao gồm chi phí toàn bộ công tác xây lắp) được lấy từ dự toán công trình lập vào tháng 6 năm 2012 như bảng 1. Bảng 1. Đơn giá theo dự toán của công trình thiết kế theo truyền thống Đơn giá vật liệu, thi công

Cấu kiện Dầm, sàn

đ/1m3 bê tông

đ/ 1kg thép

đ/1m2 cốp pha

2756507

27456.6

176934

Giá thành của phương án đối chứng với 2 phương án hình 5 và hình 6 (sau khi đã chọn phương án kết cấu cho giá thành nhỏ nhất) cho kết quả tổng hợp trên bảng 2,3,4. Bảng 2. Chi phí vật tư và thi công cho phương án đã thiết kế (đối chứng) (Hình 4) Materials

Price per unit

Slabs

Total

Concrete, m3

78.16

136.91

506.49

534.6

1256.16 2756507 3.46E+09 6.71E+09

Reinforcement, kg

830

6719

24953

23144

55646

27456.6

1.53E+09

Formwork, m2

693

1053

3557.9

4455

9758.97

176934

1.73E+09

Price

Total Price

Walls Columns Beams

Bảng 3. Chi phí vật tư và thi công cho phương án sàn + dầm chính (Hình 5) Slabs

Price

Total Price

Walls Columns Beams

Concrete, m3

78.16

91.18

372.06 854.23 1395.63 2756507 3.85E+09

Reinforcement, kg

830

4800

18490

60509

27456.6

1.66E+09 7.13E+09

Formwork, m2

693

949.5

3042.4 4455.0 9139.91

176934

1.62E+09

36389

Total

Price per unit

Materials

Bảng 4. Chi phí vật tư và thi công cho phương án sàn + dầm chính + dầm phụ (Hình 6) Price per unit

Price

Total Price

Materials

Walls Columns Beams

Slabs

Total

Concrete, m3

78.16

82.38

474.6

534.6

1169.74 2756507 3.22E+09

Reinforcement, kg

838

4400

23886

23144

52268

27456.6

1.44E+09 6.43E+09

Formwork, m2

693

906.3

3943.0

4455

9997.37

176934.

1.77E+09

Kết quả so sánh cho thấy: - So với phương án truyền thống, phương án thay đổi kết cấu từ hệ (sàn + dầm chính + dầm phụ) sang hệ (sàn + dầm chính), có giá thành cao hơn [(7,13 - 6.71)/ 6.71] x 100 = 6,26 % - So với phương án truyền thống, phương án vẫn dùng (sàn + dầm chính + dầm phụ), nhưng thay đổi một số thông số kết cấu, tiết kiệm chi phí hơn [(6,71 - 6,43)/6,71] x 100 = 4,2%. 6 KẾT LUẬN KIẾN NGHỊ 6.1 Kết luận Hiện nay việc so sánh tính kinh tế giữa các phương án kết cấu khá phức tạp do phụ thuộc vào nhiều biến số. Các phần mềm phổ biến hiện nay như SAP 2000, ETABS, SAFE chỉ thỏa mãn chủ yếu về tính toán kết cấu theo yêu cầu kỹ thuật, còn các công cụ hỗ trợ so sánh tính kinh tế thì còn thiếu. Để lựa chọn phương án kết cấu với chi phí tiết kiệm, có thể ứng dụng phần mềm MONOMAX - Buildings đã nêu trong bài báo này để tìm ra phương án kết cấu có chi phí thấp hơn so với phương án thiết kế truyền thống. Chương trình MONOMAX - Buildings có thể được sử dụng như một công cụ tìm phương án có chi phí thấp hơn so với phương án đã thiết kế. Sau đó, nếu cần thiết, kết quả này có thể được chuẩn xác lại về số liệu tính toán kết cấu và dự toán theo các phần mềm thông dụng.

6.2 Kiến nghị Kiến nghị có các nghiên cứu sâu hơn việc ứng dụng chương trình MONOMAX - Buildings và các chương trình phù hợp khác để chọn phương án kết cấu có chi phí tiết kiệm và nâng cao hiệu quả đầu tư theo tinh thần Nghị định 15/2013/NĐ-CP. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Рейтман М.И., Ярин Л.И. Оптимизация параметров железобетонных конструкций на ЭЦВМ, М, Стройиздат, 1974 2. Салов. А. С. Оптимизация конструктивных решений безригельного железобетонного каркаса на основе применения бетонов и арматуры повышенных классов прочности. Автореферат К. Т.Н диссертации, 2011 3. Бондаренко В.М. Железобетонные и каменные конструкции, 1987 год. 4. Торяник М.С. Вахненко П.Ф.; Доля К.Х. Примеры расчета железобетонных конструкций, М.: Стройиздат 1979 г. 5. Байков В.Н. Железобетонные конструкции, Сторойиздат, 1984 год.

Hội nghi Khoa học ký niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

TÍNH TOÁN KHẢ NĂNG CHỊU LỰC CỦA KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP TRONG ĐIỀU KIỆN CHỊU LỬA Chu Thị Bình*, Trương Quang Vinh TÓM TẮT: Phương pháp xác định khả năng chịu lực của cấu kiện bê tông cốt thép trong điều kiện chịu lửa được đưa ra trong một số tiêu chuẩn thiết kế như quy phạm Mĩ ACI 216.1, tiêu chuẩn châu Âu EN1992-1-2 và tiêu chuẩn Úc AS 3600. Các phương pháp này thường phải dùng nhiều giả thiết đơn giản hóa và phạm vi áp dụng hạn chế. Một số nghiên cứu gần đây chỉ ra rằng các phương pháp tính đơn giản hóa theo các tiêu chuẩn hiện hành có nhiều điểm hạn chế do không kể được đầy đủ các yếu tố ảnh hưởng đến ứng xử của kết cấu trong điều kiện chịu lửa. Hơn nữa, một số trường hợp có kết quả tính toán thiên về kém an toàn so với phương pháp mô phỏng dùng mô hình tiên tiến. Bài báo này xác định khả năng chịu tải của một số cấu kiện bê tông cốt thép theo phương pháp đơn giản của tiêu chuẩn châu Âu và theo mô hình tiên tiến dùng phần mềm phân tích phi tuyến kết cấu SAFIR. Kết quả tính toán theo hai phương pháp được so sánh với nhau. Một số nhận xét về xác định khả năng chịu lực của kết cấu bê tông cốt thép trong điều kiện chịu lửa được đưa ra. TỪ KHÓA: Cột, Dầm, Bê tông, Khả năng chịu lửa

1. ỨNG XỬ CỦA KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP TRONG ĐIỀU KIỆN CHỊU LỬA 1.1 Các đặc trưng cơ lý của vật liệu thép và bê tông ở nhiệt độ cao Cường độ và mô đuyn biến dạng của bê tông và thép đều giảm khi tăng nhiệt độ. Dạng quan hệ ứng suất – biến dạng của vật liệu được xác định thông qua thí nghiệm.

a) Bê tông

b) Cốt thép

Hình 1. Quan hệ ứng suất –biến dạng của bê tông, cốt thép ở nhiệt độ cao [11]

Chu Thị Bình,Trường Đại học Kiến trúc Hà Nội, bvdkientruc@yahoo.com, +84 1669 163 986

Hình 1a) trục tung “ σ / σ ult ” chỉ ra tỉ số cường độ bê tông ở nhiệt độ cao trên cường độ bê tông ở nhiệt độ thường, trục hoành ε là biến dạng tỉ đối của bê tông. Hình 1b) chỉ ra quan hệ ứng suất –biến dạng của thép cán nóng.

a) Bê tông b) Cốt thép Hình 2. Độ giãn dài do nhiệt của bê tông, cốt thép [1] 1.2 Ứng xử của kết cấu bê tông cốt thép trong điều kiện chịu lửa Khi kết cấu chịu tác động của lửa, ngoài nội lực do tải trọng gây ra trong kết cấu, sự giản nở do nhiệt độ cao còn gây ra sự phân phối nội lực rất lớn. Biến dạng nhiệt của bê tông và cốt thép là rất khác nhau khi nhiệt độ tăng cao (Hình 2) do vậy trong tiết diện sự phân bố ứng suất biến dạng rất phức tạp và khó xác định nếu không có phần mềm phân tích chuyên sâu. Sự làm việc của kết cấu trong điều kiện chịu lửa khác hẳn với trạng thái làm việc của kết cấu ở nhiệt độ thường. Do vậy, việc phân tích có kể đến biến dạng do nhiệt rất cần được chú trọng. Hơn nữa, cường độ và mô đun biến dạng của vật liệu bê tông và thép suy giảm ở điều kiện nhiệt độ cao, dẫn đến độ cứng của cấu kiện giảm biến dạng của kết cấu tăng lên, thường cần phân tích nội lực theo sơ đồ biến dạng. 2. CÁC PHƯƠNG PHÁP XÁC ĐỊNH KHẢ NĂNG CHỊU LỰC CỦA KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP TRONG ĐIỀU KIỆN CHÁY Đề bài đặt ra là xác định khả năng chịu tải trọng của kết cấu bê tông cốt thép sau khoảng thời gian chịu lửa xác định (ví dụ sau 30 phút, 60 phút, 90 phút...). Ở đây lấy nhiệt độ xung quanh cấu kiện tuân theo đường cong chuẩn nhiệt độ- thời gian cháy ISO 834 [2]. Cần làm 2 bước tính toán: bước 1 là tính nhiệt độ trong kết cấu, bước 2 là tính ứng suất biến dạng của kết cấu dưới tác dụng của tải trọng trong môi trường nhiệt độ tăng cao. 2.1 Phương pháp dùng mô hình tính toán tiên tiến (advanced calculation methods) Mô hình tính toán tiên tiến kể đến điều kiện làm việc thực của kết cấu như biến dạng nhiệt, sự thay đổi tính chất cơ học của vật liệu khi thay đổi nhiệt độ, tính phi tuyến của vật liệu, tính phi tuyến hình học, ứng suất dư trong thép hình... Mô hình tính toán tiên tiến được dùng để nghiên 94

cứu hoặc thiết kế đòi hỏi độ chính xác cao và thường cần sự trợ giúp của các phần mềm phần tử hữu hạn. Một số phần mềm phân tích cơ học nói chung có thể ứng dụng để phân tích kết cấu trong điều kiện chịu lửa như ABAQUS, ANSYS. Một số phần mềm được viết chuyên cho kết cấu trong điều kiện chịu lửa như BoFire (Germany), VULCAN (UK), SISMEF (France) and SAFIR (Belgium). Bài báo này trình bày các kết quả tính toán bằng phần mềm SAFIR. SAFIR là phầm mềm phân tích phi tuyến kết cấu được viết tại trường đại học Liège – Vương quốc Bỉ. Phần mềm này đã được kiểm chứng qua nhiều nghiên cứu đã được công bố [3,4,5]. Mô hình tiến tiến để phân tích kết cấu trong điều kiện chịu lửa được chia thành hai bước làm: Bước 1: Phân tích nhiệt độ trong kết cấu (thermal analysis). Bước 2: Phân tích kết cấu (structural analysis). Trong nghiên cứu này, bước 1 được tính toán dựa vào mô hình phần tử hữu hạn giải phương trình truyền nhiệt Fourier, bước 2 được xây dựng dựa trên phương pháp phần tử hữu hạn với nguyên lý công ảo viết trong hệ tọa độ cập nhật (total co-rotational configuration) với các giả thuyết cơ bản sau: mô hình vật liệu thép và bê tông lấy theo tiêu chuẩn châu Âu có kể đến sự chảy dẻo của thép và quan hệ phi tuyến giữa ứng suất- biến dạng của bê tông; biến dạng nhiệt, độ dẫn nhiệt, nhiệt dung riêng của vật liệu lấy theo chỉ dẫn trong tiêu chuẩn châu Âu; tải trọng được tăng dần theo từng bước để phân tích kết cấu theo sơ đồ biến dạng. 2.2 Phương pháp dùng mô hình tính toán đơn giản (simplified calculation methods) Phương pháp dùng mô hình tính toán đơn giản sử dụng cách tính toán kết cấu như ở điều kiện nhiệt độ thường nhưng có tính sự suy giảm độ cứng và cường độ của vật liệu do nhiệt độ cao. Phương pháp này hầu như chỉ xây dựng cho việc tính toán các cấu kiện chứ chưa phải là một kết cấu gồm nhiều cấu kiện. Trong thực hành thiết kế, mô hình tính toán đơn giản thuận tiện và nhanh chóng dự tính được khả năng chịu lực của cấu kiện trong điều kiện chịu lửa. Tuy nhiên, mô hình tính toán đơn giản hiện có nhiều hạn chế. Mô hình này không đánh giá đúng khả năng làm việc của kết cấu trong điều kiện chịu lửa do không kể được sự phát triển thực của đám cháy, điều kiện chịu tải và ảnh hưởng của điều kiện biên... [6]. Hơn nữa, kết quả tính toán của cùng một bài toán theo các phương pháp khác nhau chênh lệch rất đáng kể. Ví dụ cùng tính khả năng chịu cháy cho một dầm bê tông cốt thép, kết quả tính được là 210, 110 và 110 phút tương ứng theo ACI 216.1, Eurocode 2 và AS 3600 [6]. Một số trường hợp có kết quả tính toán thiên về kém an toàn so với phương pháp mô phỏng dùng mô hình tiên tiến [6,7]. Phần sau đây trình bày tóm tắt phương pháp tính khả năng chịu tải của dầm và cột trong điều kiện chịu lửa theo phương pháp dùng mô hình đơn giản của tiêu chuẩn EN 1992-1-2 Các bước thực hành tính toán cho dầm chịu uốn như sau: 1. Coi như dầm có nhiệt độ đồng đều theo phương dọc dầm. Xác định nhiệt độ phân bố trong tiết diện ngang của dầm sau khoảng thời gian cháy xác định. Có thể dùng các bảng tra, các công thức đơn giản hoặc một phần mềm phân tích nhiệt độ. 2. Tính tiết diện giảm bớt do một phần bên ngoài tiết diện chịu nhiệt độ cao đã suy giảm độ cứng và cường độ. Phụ lục B của tiêu chuẩn châu Âu đưa ra hai phương pháp tính tiết diện 95

giảm bớt này: phương pháp isotherm 500 và phương pháp chia vùng (zone method). Phương pháp isotherm 500 xác định đường đẳng nhiệt 5000C, bỏ phần tiết diện bê tông có nhiệt độ trên 5000C, tiết diện còn lại là tiết diện giảm bớt đưa vào tính toán với cường độ và mô đun biến dạng của bê tông coi như không suy giảm. Phương pháp chia vùng chia tiết diện thành nhiều vùng mỗi vùng coi như nhiệt độ đều nhau, vùng ngoài sát biên tiếp xúc với lửa có chiều dày az được bỏ đi vì nhiệt độ cao, vùng trong còn lại là tiết diện giảm bớt đưa vào tính toán với cường độ và mô đun biến dạng của vật liệu tính suy giảm theo nhiệt độ tại tâm của tiết diện giảm bớt. Cường độ và biến dạng của cốt thép tính suy giảm theo nhiệt độ đã xác định ở bước tính trước. 3. Xác định khả năng chịu mô men của tiết diện giảm bớt như tính toán ở điều kiện nhiệt độ thường với cường độ của vật liệu suy giảm theo nhiệt độ tính ở phần trên. Các bước thực hành tính toán cho cột chịu nén có kể đến mô men do biến dạng bậc hai theo phụ lục B3 của tiêu chuẩn châu Âu EN 1992-1-2 như sau: 1. Xác định nhiệt độ trong tiết diện ngang của cột sau một khoảng thời gian chịu cháy xác định; 2. Chia tiết diện thành các vùng có nhiệt độ trung bình của từng phần là 20°C, 100°C, 200°C, 300°C ... tới 1100°C như hình 3.

Hình 3. Chia vùng nhiệt độ trong tiết diện ngang của cột 3. Xác định bề rộng w ij và diện tích Aij mỗi vùng với tọa độ trọng tâm ( xij , yij ). 4. Xác định nhiệt độ trong cốt thép. 5. Xác định biểu đồ mô men – độ cong ứng với lực dọc tác dụng lên cột N Ed,fi , dùng quan

hệ ứng suất - biến dạng của vật liệu suy giảm theo nhiệt độ. 6. Sử dụng phương pháp tính như ở nhiệt độ thường để xác định mô men giới hạn M Rd,fi khi lực dọc là N Ed,fi , rồi xác định mô men do ảnh hưởng bậc 2 M 2,fi với độ cong tương ứng. 7. Xác định khả năng chịu mô men bậc nhất M 0Rd,fi M 0Rd,fi = M Rd , fi − M 2, fi

8. So sánh M 0Rd,fi với mô men bậc nhất để có kết luận về khả năng chịu lực của cột sau thời gian chịu cháy xác định. Báo cáo này trình bày một số kết quả tính khả năng chịu tải của một số cấu kiện kết cấu bê tông cốt thép bằng phương pháp dùng mô hình tính đơn giản. 96

3. MỘT SỐ KẾT QUẢ TÍNH TOÁN 3.1 Bài toán 1: Tính nhiệt độ trong dầm bê tông tiết diện (300*600) mm tiếp xúc với đám cháy tiêu chuẩn ở 3 mặt. Do tính chất đối xứng cả 2 trục, chỉ ¼ tiết diện dầm được thể hiện ở đây.

Tính theo theo phụ lục A- EN 1992-1-2: Tiết diện dầm được chia thành nhiều ô nhỏ, mỗi ô có kích thước (2*2) cm (Xem hình 4a và 5a) Tính bằng phần mềm phân tích kết cấu trong điều kiện chịu lửa SAFIR: Tiết diện dầm được chia thành nhiều ô nhỏ, mỗi ô có kích thước (1*1) cm. Nhiệt độ trong mỗi điểm được tính ở từng phút chịu cháy. (Xem hình 4b và 5b)

Hình 4. Nhiệt độ trong tiết diện ngang của dầm h x b = 600 mm x 300 mm sau khoảng thời gian chịu lửa 60 phút. a) theo phụ lục A- EN 1992-1-2, b) theo phần mềm SAFIR

a) b) Hình 5. Nhiệt độ trong tiết diện ngang của dầm h x b = 600 mm x 300 mm sau khoảng thời gian chịu lửa 120 phút. a) theo phụ lục A- EN 1992-1-2, b) theo phần mềm SAFIR 97

Nhận xét bài toán 1: Dựa vào hình so sánh kết quả tính theo hai phương pháp ta thấy nhiệt độ trong dầm tính theo hai phương pháp chênh lệch không đáng kể (tại trục đứng giữa tiết diện dầm, điểm có nhiệt độ 400 cách đáy dầm 52mm theo phụ lục A- EN 1992-1-2 và 58mm theo phần mềm SAFIR). Tuy nhiên, cần lưu ý rằng thông thường kết quả tính theo phương pháp đơn giản phải thiên về an toàn so với phương pháp chính xác hơn, ở đây thì ngược lại. 3.2 Bài toán 2: Tính nhiệt độ trong cột tiết diện (300*300) mm tiếp xúc với đám cháy tiêu chuẩn ở cả 4 mặt. Do tính chất đối xứng cả 2 trục, chỉ ¼ tiết diện cột được mô phỏng

Tính theo theo phụ lục A- EN 1992-1-2: Tiết diện cột được chia thành nhiều ô nhỏ, mỗi ô có kích thước (2*2) cm (Xem hình 6a và 7a) Tính bằng phần mềm phân tích kết cấu trong điều kiện chịu lửa SAFIR: Tiết diện cột được chia thành nhiều ô nhỏ, mỗi ô có kích thước (1*1) cm. Nhiệt độ trong mỗi điểm được tính ở từng phút chịu cháy. (Xem hình 6b và 7b)

Hình 6. Nhiệt độ trong tiết diện ngang của cột h x b = 300 mm x 300 mm sau khoảng thời gian chịu lửa 30 phút. a) theo phụ lục A- EN 1992-1-2, b) theo phần mềm SAFIR

Hình 7. Nhiệt độ trong tiết diện ngang của cột h x b = 300 mm x 300 mm sau khoảng thời gian chịu lửa 90 phút. a) theo phụ lục A- EN 1992-1-2, b) theo phần mềm SAFIR 98

Nhận xét bài toán 2: Tương tự như nhận xét bài toán 1, nhiệt độ tính toán theo mô hình đơn giản lại thấp hơn tính theo mô hình tiên tiến bằng phần mềm SAFIR. 3.3 Bài toán 3: Xác định khả năng chịu mô men của dầm có tiết diện như hình 7. a) khi dầm

chịu lửa 60 phút (R60), 90 phút (R90) và 120 phút (R120). Cốt thép trong dầm là 10Φ25 có giới hạn chảy Rs = 370 MPa, bê tông có cường độ chịu nén Rb =29.6 MPa. Các cạnh tô đậm trong hình 8. a) là các cạnh tiếp xúc với lửa.

a) Các kích thước tiết diện dầm

b) Mô phỏng bằng phần mềm SAFIR

Hình 8. Tiết diện dầm

Tính theo phụ lục B- EN 1992-1-2: Dùng phương pháp chia vùng để tính tiết diện giảm bớt. Tính khả năng chịu mô men của tiết diện đã giảm bớt theo phương pháp thông thường như ở nhiệt độ thường trong đó có kể đến sự suy giảm cường độ của vật liệu khi nhiệt độ tăng cao. Tính bằng phần mềm phân tích kết cấu trong điều kiện chịu lửa SAFIR: Tính với sơ đồ dầm đơn giản chịu mô men uốn thuần túy đều trên toàn dầm. Tiết diện dầm được chia thành nhiều phần tử như ở hình 8. b). Nhiệt độ trong mỗi điểm được tính ở từng phút chịu lửa. Dựa vào phương pháp phần tử hữu hạn đã lập, xác định mô men lớn nhất mà dầm chịu được với ứng suất- biến dạng của vật liệu thay đổi theo nhiệt độ đã tính. Tính với hai trường hợp: có kể đến biến dạng nhiệt và không kể đến biến dạng nhiệt song kết quả không thay đổi đáng kể. Điều này có thể giái thích là do bài toán tính cho dầm đơn giản có thể chuyển vị tự do theo trục dầm nên biến dạng giãn do nhiệt không ảnh hưởng đáng kể. Các nghiên cứu khác về dầm có hạn chế chuyển vị biên chỉ ra rằng biến dạng do nhiệt ảnh hưởng rất đáng kể đến ứng xử của dầm [10]. Bảng 1. Bảng so sánh kết quả tính theo các phương pháp Khả năng chịu mô men

R60

R90

R120

Tính theo phụ lục B- EN 19921-2 (1)

907

849

731

Tính bằng phần mềm SAFIR không kể biến dạng nhiệt (2)

882

808

695

Tính bằng phần mềm SAFIR có kể biến dạng nhiệt

879

799

691

So sánh

0.97

0.95

M ult (kNm)

(2)/(1)

Nhận xét bài toán 3: Dựa vào bảng so sánh kết quả tính theo hai phương pháp ta thấy kết quả tính không chênh lệch nhiều. Tuy nhiên mô men giới hạn trong dầm tính theo phụ lục B- EN 1992-1-2 cao hơn so với kết quả tính theo phần mềm SAFIR. Như vậy tính theo phụ lục B- EN 1992-1-2 thiên về kém an toàn. 3.4 Bài toán 4: Xác định khả năng chịu lực nén đúng tâm của cột có sơ đồ tính như hình 9 sau thời gian cháy 30 phút (R30), 60 phút (R60), 90 phút (R90), và 120 phút (R120),. Cột tiếp xúc cả

4 phía với lửa. Cốt thép trong cột C1 là 4Φ25, cột C2 là 4Φ16. Cốt thép có giới hạn chảy Rs = 370 MPa, bê tông có cường độ chịu nén Rb =29.6 MPa. Chiều cao cột H=8m, độ võng ban đầu của cột là 27mm.

Hình 9. Sơ đồ tính của cột

Tính theo theo phụ lục B3- EN 1992-1-2: xem các bước tính toán đã trình bày ở phần 2.3 Tính bằng phần mềm phân tích kết cấu trong điều kiện chịu lửa SAFIR: Tiết diện cột được chia thành nhiều phần tử. Nhiệt độ trong mỗi điểm trong tiết diện được tính ở từng phút chịu cháy. Dựa vào phương pháp phần tử hữu hạn đã lập, xác định lực dọc lớn nhất mà cột chịu được với ứng suất- biến dạng của vật liệu thay đổi theo nhiệt độ đã tính. Tính với hai trường hợp: có kể đến biến dạng nhiệt và không kể đến biến dạng nhiệt. Bảng 2. Bảng so sánh kết quả tính theo các phương pháp

N Ed,fi (kN) tính với thời gian cháy

Cột C1 (cốt thép là 4Φ25) Cột C2 (cốt thép là 4Φ16) Theo phụ Theo phần Theo phần Theo phụ Theo phần Theo phần lục B3- EN mềm SAFIR mềm SAFIR lục B3- EN mềm SAFIR mềm SAFIR 1992-1-2 có kể biến không kể biến 1992-1-2 có kể biến không kể biến dạng nhiệt dạng nhiệt dạng nhiệt dạng nhiệt

R30

475

480

630

450

225

379

R60

330

250

330

320

108

195

R90

215

118

161

200

R120

165

155

100

Nhận xét bài toán 4: Kết quả tính toán theo các phương pháp chênh lệch nhau rất nhiều. Có hay không kể đến biến dạng nhiệt ảnh hưởng đáng kể đến kết quả. Thực nghiệm chỉ ra rằng biến dạng giãn dài do nhiệt của cột bê tông cốt thép là rất đáng kể và ảnh hưởng đến sự phân phối ứng suất biến dạng trong cột [9]. Như vậy, kết quả tính theo phụ lục B3- EN 1992-1-2 không kể được đến biến dạng nhiệt là sai khác nhiều so với thực nghiệm. Kết quả tính toán mềm SAFIR có kể đến biến dạng nhiệt đã được kiểm chứng bằng các kết quả thí nghiệm [3,4,5,8,12]. Kết quả tính khả năng chịu lực của cột tính bằng phương pháp đơn giản của EN 1992-1-2 cao hơn nhiều so với kết quả tính bằng phần mềm SAFIR cho thấy phương pháp tính theo phụ lục B- EN 1992-1-2 thiên về kém an toàn. Nhận xét này cũng phù hợp với công bố [7]. 4. NHẬN XÉT

- Mô hình tính toán đơn giản trong tiêu chuẩn châu Âu tính khả năng chịu tải của cột và dầm bê tông cốt thép trong điều kiện chịu lửa có nhiều điểm hạn chế do không kể được đầy đủ các yếu tố ảnh hưởng đến ứng xử của kết cấu trong điều kiện chịu lửa như biến dạng do nhiệt, điều kiện biên.... nên kết quả tính toán sai khác nhiều so với phương pháp dùng mô hình tiến tiến mô phỏng bằng phần tử hữu hạn; - Biến dạng nhiệt ảnh hưởng đáng kể đến kết quả tính khả năng chịu tải của kết cấu bê tông cốt thép trong điều kiện chịu lửa đặc biệt là trong tính cột. Do vậy, phương pháp tính đơn giản cần được cải tiến kể thêm ảnh hưởng của biến dạng nhiệt; - Một số trường hợp, tính theo phương pháp đơn giản có kết quả thiên về kém an toàn. Điều này không đáp ứng được yêu cầu xây dựng một phương pháp tính toán đơn giản hóa. Do vậy, cần thêm các nghiên cứu sâu hơn giải thích nguyên nhân của sự sai khác để điều chỉnh phương pháp tính đơn giản hóa. TÀI LIỆU THAM KHẢO [1] EN 1992-1-2 (2004): Eurocode 2- Design of concrete structures - Part 1.2: General rules- Structural fire design, European committee for Standardization, December 2004 [2] ISO 834-1975, Fire resistance tests- elements of building construction, Int. Org. Stand. (1975). [3] Franssen J.M., "SAFIR. A Thermal/Structural Program Modelling Structures under Fire", Engineering Journal, A.I.S.C., 42. (3), (2005) [4] C.T.Binh, J.C. Dotreppe, J.M. Franssen, "Numerical modeling of building structures in fire conditions", in Proc. Conference on Construction under Exceptional Condition, October 2010, Hanoi, Vietnam [5] Lim Linus, Andrew Buchanan, Peter Moss, Jean-Marc Franssen (2004), "Numerical modelling of two-way reinforced concrete slabs in fire", Engineering Structures, 26 (8), (2004), pp. 1081-1091 [6] Kodur V.K.R., Dwaikat M.B. and Dwaikat M.B. "Design equation for predicting fire resistance of reinforced concrete beams", J. of Engineering Structures, 33 (2) , (2011), pp. 602-614 [7] Sebastjan Bratina, Bojan Čas, Miran Saje, Igor Planinc, "Numerical modelling of behaviour of reinforced concrete columns in fire and comparison with Eurocode 2", International Journal of Solids and Structures, 42 (21-22), (2005), pp. 5715–5733

101

[8] Chu Thi Binh, J.C. Dotreppe and J.M. Franssen, "Heat transfer and structural response modelling of concrete filled steel hollow section columns", in Proc. The international conference on advances in computational mechanics (ACOME), (2012), HCM city, Vietnam [9] Alberto M.B. Martins, João Paulo C. Rodrigues, "Fire resistance of reinforced concrete columns with elastically restrained thermal elongation", Engineering Structures, 32 (10), (2010), pp. 3330-3337 [10] Dwaikat M., Kodur V.K.R, "A numerical approach for modeling the fire induced restraint effects in reinforced concrete beams", Fire Safety Journal, 43(4), (2008), pp. 291-307 [11] Harmathy, T.Z., 1993. Fire Safety Design and Concrete. Longman, London. [12] Dotreppe J.C., Franssen J.M. and Y. Vanderzeypen (1999), “Calculation Method for Design of Reinforced Concrete Columns under Fire Conditions”, ACI Struct. Journal, 96 (1), (1999), pp.9-18

102

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ĐÁNH GIÁ VÀ GIA CƯỜNG KẾT CẤU NHÀ CAO TẦNG BÊ TÔNG CỐT THÉP HIỆN HỮU CHỊU ĐỘNG ĐẤT Ở VIỆT NAM Nguyễn Xuân Chính*, Nguyễn Đại Minh, Vũ Thị Ngọc Vân, Nguyễn Hoàng Anh TÓM TẮT: Bài báo này giới thiệu quy trình và phương pháp đánh giá khả năng kháng chấn, lựa chọn giải pháp can thiệp đối với nhà cao tầng bê tông cốt thép hiện hữu ở Việt Nam chịu động đất. Bài báo cũng trình bày một số trường hợp đánh giá cụ thể ở Hà Nội và thành phố Hồ Chí Minh. TỪ KHÓA: Can thiệp, công trình hiện hữu, đánh giá, động đất, nhà cao tầng.

1 MỞ ĐẦU Với động đất, việc chủ động dự báo để sơ tán người và của trước thiên tai đến nay vẫn chưa thực hiện được. Vì vậy, chủ động hạn chế thiệt hại do động đất luôn được nhiều nước trên thế giới quan tâm. Trong lĩnh vực xây dựng, ngoài chú trọng đến thiết kế chịu động đất đối với các dự án xây mới thì đánh giá khả năng chịu động đất của các công trình hiện hữu cũng rất quan trọng do đây là vấn đề liên quan đến an toàn nhân mạng nếu thảm hoạ xảy ra. Bài báo này giới thiệu quy trình, phương pháp đánh giá khả năng chịu động đất, lựa chọn giải pháp can thiệp thích hợp đối với các nhà cao tầng và các công trình bê tông cốt thép hiện hữu ở Việt Nam. Đây là một trong những kết quả của nhiệm vụ khoa học số 29/2009/HĐ-NĐT do Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng phối hợp với trường Đại học Xây dựng và Kiến trúc Sophia, Bulgaria thực hiện [1]. Bài báo có 3 nội dung sau: - Các nguyên nhân gây hư hỏng hay phá hoại đối với nhà và công trình hiện hữu khi động đất; - Đánh giá và can thiệp kết cấu bê tông cốt thép hiện hữu chịu động đất; - Ví dụ đối với trường hợp cụ thể. 2 CÁC NGUYÊN NHÂN GÂY HƯ HỎNG HAY PHÁ HOẠI ĐỐI VỚI NHÀ VÀ CÔNG TRÌNH HIỆN HỮU KHI ĐỘNG ĐẤT Các nguyên nhân gây hư hỏng hay phá hoại đối với nhà và các công trình hiện hữu khi động đất xảy ra có thể tóm tắt như sau [1,2]: (a) Tính không đều đặn trên mặt bằng: Tính không đều đặn trên mặt bằng bố trí kết cấu do sự lệch nhau giữa tâm cứng và tâm khối lượng. Đây là loại công trình có nguy cơ cao dưới tác động động đất do phải chịu thêm hiệu ứng xoắn gây ra bởi sự lệch tâm giữa độ cứng và khối lượng. (b) Tính không đều đặn dọc theo chiều cao nhà: Sự không đều đặn về bố trí khối lượng và độ cứng dọc theo chiều cao nhà cũng là một trong các nguyên nhân gây ra hư hỏng hay phá hoại công trình khi động đất xảy ra. Kết cấu có thể bị hư hỏng cục bộ hay phá hoại tại các khu vực có

Nguyễn Xuân Chính, Viện KHCN Xây dựng, chinhibst@fpt.vn, +84 913 215 858

103

sự thay đổi đột ngột về kích thước hình học, độ cứng và khối lượng. Kết cấu có tầng 1 là tầng mềm hay các tầng giữa là tầng mềm là các kết cấu thuộc loại này. Đây là những kết cấu có khả năng chịu động đất thấp. Trong một số công trình khi cải tạo nội thất, mở rộng không gian sinh hoạt, thường bỏ cột ở tầng 1 hay tại các tầng sử dụng làm cửa hiệu, phòng họp, phòng thể thao v.v. cũng thuộc loại kết cấu có khả năng chịu động đất kém này. (c) Các thay đổi không hợp lý về mặt kỹ thuật đối với các kết cấu hiện có như: - Nâng thêm tầng; - Phá bỏ các tường ngăn hiện có, cắt hay mở các tường để làm cửa, bố trí nội thất,…; - Cắt cột, khoét sàn, bố trí lại kiến trúc làm thay đổi công năng của tòa nhà; - Thêm sàn (tăng diện tích); - Thêm tường ngăn, thêm phòng tạo nhiều phòng để ở hay cho thuê,… (d) Các sai lệch mang tính ngẫu nhiên như: - Các cột không thẳng đứng theo quy định của tiêu chuẩn xây dựng; - Lệch tâm ở vị trí nút giữa dầm và cột (tâm dầm có độ lệch lớn so với tâm của cột); - Độ lệch tâm ngẫu nhiên do thi công sai; - Sai lệch quá nhiều về chất lượng vật liệu; - Nền đất quá yếu, hiện tượng dễ hóa lỏng của đất nền,… (e) Xây dựng hoặc lắp đặt thêm các cấu kiện, kết cấu hay thiết bị lớn: Việc sử dụng, lắp thêm các kết cấu, cấu kiện, thiết bị lớn vào các kết cấu chịu lực có thể làm hệ kết cấu chính bị hư hỏng cục bộ khi xảy ra động đất. Ví dụ như lắp thêm anten phát sóng di động trên đỉnh nhà làm tăng nguy cơ khi xảy ra động đất đối với phản ứng tổng thể của tòa nhà. Cải tạo nới thêm phòng ở dạng công xôn chìa ra làm yếu nhà, tăng độ nguy hiểm khi có động đất. (f) Các kết cấu giòn hoặc có độ dẻo rất thấp và các kết cấu không có khả năng tiêu tán năng lượng: Phần lớn các kết cấu này thuộc các công trình gạch đá hoặc công trình bê tông không cốt thép là các kết cấu nguy hiểm khi có động đất. (g) Ảnh hưởng của công trình liền kề: Nhiều ngôi nhà liền kề cạnh nhau trong các đô thị không thỏa mãn các quy định về khe kháng chấn có thể va đập vào nhau nếu động đất xảy ra. Đây là những ngôi nhà mặt phố ở các khu vực buôn bán có đông người qua lại, sinh hoạt v.v. Các nhà ống mặt phố ở Hà Nội hầu như không đảm bảo tiêu chí này vì không có khe kháng chấn. (h) Chất lượng mối nối: Ở Hà Nội, hiện vẫn đang sử dụng các nhà lắp ghép panel tấm lớn với tuổi thọ hơn 25 năm. Các mối nối và liên kết của các ngôi nhà này chịu tác động trực tiếp của khí quyển, hầu như không được bảo trì nên các mối nối và liên kết này đã xuống cấp nhanh chóng. Nguy cơ phá hoại do mối nối và liên kết khi động đất xảy ra là rất lớn. Vì vậy, cần phải xem xét giảm thiểu nguy cơ phá hoại do động đất đối với các nhà và công trình hiện hữu đặc biệt là các công trình quan trọng, có ý nghĩa lịch sử, chính trị và văn hóa. Vì nếu bị phá hoại sẽ gây tổn thất lớn cho xã hội và có thể kiểm soát bằng cách gia cường hợp lý. Đối với các kết cấu không thể gia cường do nhiều nguyên nhân khác nhau, có thể giảm nguy cơ phá hoại

104

do động đất bằng cách gia cố tại các liên kết hay các bộ phận mà sau khi gia cường sẽ làm tăng đáng kể khả năng kháng chấn của công trình. 3 ĐÁNH GIÁ VÀ CAN THIỆP KẾT CẤU CAO TẦNG BÊ TÔNG CỐT THÉP HIỆN HỮU CHỊU ĐỘNG ĐẤT Đánh giá và can thiệp các công trình hiện hữu chịu động đất nên tiến hành theo các bước sau đây: - Xác định mức độ nguy hiểm của động đất tại khu vực xây dựng; - Khảo sát công trình; - Đánh giá và lựa chọn giải pháp can thiệp. 3.1 Xác định mức độ nguy hiểm của động đất Quy chuẩn Việt Nam QCVN 02:2009/BXD [3] và tiêu chuẩn TCXDVN 375:2006 [4] quy định đanh giá mức độ nguy hiểm của động đất thông qua đỉnh gia tốc nền. TCXDVN 375 : 2006 phân vùng nguy hiểm của động đất theo trị số đỉnh gia tốc nền tham chiếu, chia thành ba mức như sau: - Động đất mạnh ag ≥ 0.08g (g – gia tốc trọng trường) phải tính toán và cấu tạo kháng chấn; - Động đất yếu 0.04g ≤ ag < 0.08g, chỉ cần áp dụng các giải pháp kháng chấn đã được giảm nhẹ; - Động đất rất yếu ag < 0.04g, không cần thiết kế kháng chấn. Vì vậy, cần thiết phải xác định trị số ag để xem xét kết cấu hiện hữu có thuộc một trong các mức trên hay không. Ví dụ: trong trường hợp ag < 0.04g không cần thiết phải đánh giá kết cấu chịu động đất. Trị số ag được xác định thông qua các hệ số agR và γI:

ag = agR × γ I

(1)

trong đó: agR là đỉnh gia tốc nền tham chiếu, γI là hệ số tầm quan trọng của công trình. Trị số agR xác định căn cứ vào [3,4] hoặc do cơ quan chuyên môn có thẩm quyền cung cấp. Hệ số γI được xác định thông qua tuổi thọ còn lại của kết cấu và trạng thái giới hạn được xét đến khi đánh giá và gia cường công trình hiện có, được xác định gần đúng như sau: 1

⎛ k × T ⎞3 γ I = ⎜⎜ gh cl ⎟⎟ ⎝ 50 ⎠

(2)

trong đó: Tcl là tuổi thọ còn lại của kết cấu tính bằng năm, kgh là hệ số phụ thuộc vào trạng thái giới hạn áp dụng khi đánh giá (khuyến nghị áp dụng kgh =1 ứng với trạng thái giới hạn hư hỏng đáng kể, xem [1]). Tuổi thọ còn lại của kết cấu (Tcl) xác định căn cứ vào tuổi thọ thiết kế của công trình (Ttk) và thời gian đã sử dụng công trình T0 (tính từ khi bắt đầu sử dụng cho đến thời điểm khảo sát đánh giá), có thể xác định như sau:

Tcl = Ttk − T0

105

(3)

Ví dụ: công trình có tuổi thọ thiết kế là 50 năm, nhưng đã sử dụng 30 năm, tuổi thọ còn lại của kết cấu sẽ là 20 năm. Như vậy, hệ số γI xác định theo công thức (2) sẽ là γI = 0.735. Nếu công trình xây dựng ở quận Cầu Giấy, Hà Nội, với agR = 0.1g thì ag = 0.0735g < 0.08g. 3.2 Khảo sát Khi đánh giá khả năng kháng chấn, cần thu thập từ các nguồn khác nhau, bao gồm: - Tài liệu có sẵn liên quan tới ngôi nhà đang xét và các nguồn dữ liệu chung có liên quan (như các quy phạm và tiêu chuẩn cùng thời); - Khảo sát hiện trường; - Các phép đo và thí nghiệm trong phòng hoặc hiện trường. Các bước khảo sát cần thiết: - Khảo sát về mức độ tầm quan trọng hay tuổi thọ thiết kế. - Khảo sát nền và móng. - Khảo sát kết cấu, bao gồm: + Nhận dạng hệ kết cấu và sự tuân thủ của chúng đối với các tiêu chí đều đặn của TCXDVN 375:2006. + Khảo sát xác định các thông tin về các kích thước và các đặc trưng tiết diện của các kết cấu/cấu kiện của công trình, các đặc trưng cơ học và tình trạng của vật liệu sử dụng. + Khảo sát, thu thập thông tin về các khuyết tật của vật liệu và các cấu tạo không đảm bảo. + Thông tin về các tiêu chí thiết kế kháng chấn sử dụng cho thiết kế ban đầu. + Đánh giá các hoạt tải và tĩnh tải có kể đến việc sử dụng công trình. + Thông tin về loại và mức độ phát triển các hư hỏng kết cấu nếu có, bao gồm cả các biện pháp sửa chữa hay nâng cấp trước đó.

Đánh giá mức độ hiểu biết đối với kết cấu hiện có: + Không như kết cấu mới, đối với kết cấu hiện có để đánh giá khả năng chịu động đất cần căn cứ vào các dữ liệu đầu vào thực hiện trong các bước khảo sát cần thiết. Vì vậy, cần đánh giá theo các khái niệm mức độ hiểu biết (KL) và hệ số chắc chắn (CF) trong kiểm tra an toàn kết cấu. + Có 3 mức độ hiểu biết tương ứng với các dữ liệu khảo sát về kích thước hình học, các chi tiết cấu tạo và vật liệu, đó là: KL1 – hiểu biết hạn chế, KL2 – hiểu biết thông thường, KL3 – hiểu biết đầy đủ. Chi tiết về các mức độ hiểu biết này được trình bày trong [1,5]. Tương ứng với mức độ hiểu biết KL1, KL2, KL3 là hệ số chắc chắn CF =1.35, 1.20 và 1.0 (xem [5]). 3.3 Phân tích đánh giá (a) Xác định trị số đỉnh gia tốc nền tính toán: Trị số ag xác định theo công thức (1), nếu ag < 0.04g không cần phải đánh giá kháng chấn.

106

(b) Xác định loại đất nền theo phân loại động đất: Căn cứ loại móng sử dụng cho ngôi nhà và các mặt cắt đất nền thu thập được trong khảo sát, xác định loại đất nền theo phân loại động đất thuộc loại A, B, C, D hay E. (c) Thiết lập mô hình kết cấu - Dựa trên các thông tin thu thập được trong khảo sát, thiết lập mô hình phân tích kết cấu. - Mô hình phải đại diện cho sơ đồ chịu lực và sự truyền tải trọng của kết cấu đang khảo sát, không chỉ với tác động động đất mà còn với các loại tải trọng khác như tĩnh tải, hoạt tải v.v. - Cần sử dụng các gía trị trung bình của các đặc trưng vật liệu trong mô hình kết cấu. (d) Các phương pháp phân tích Phương pháp phân tích tĩnh lực ngang. Tuy nhiên, có khác với phương pháp phân tích tĩnh lực ngang tương đương trong TCXDVN 375 : 2006, phương pháp này sử dụng phổ phản ứng đàn hồi Se(T1) thay vì phổ thiết kế Sd(T1) và căn cứ vào tỉ số độ dẻo ρ max / ρ min trong đó ρi = Di / Ci (Di là yêu cầu/nội lực (tiếng Anh là Demand - D), Ci là khả năng (Capacity -C) của các cấu kiện chính chịu động đất “dẻo” thứ i ). Nếu ρmax và ρmin là các giá trị lớn nhất và nhỏ nhất của ρi đối với tất cả các cấu kiện “dẻo” chính với hệ số ρi > 1, tỷ số ρmax / ρmin không vượt quá gía trị cho phép nằm trong khoảng từ 2 đến 3 (khuyến nghị sử dụng giá trị 2.5 [5]). Phương pháp này áp dụng cho tất cả các mức độ hiểu biết KL1, KL2 và KL3. Phương pháp phân tích phổ phản ứng nhiều dạng dao động. Phổ phản ứng đàn hồi Se(T) trong TCXDVN 375 : 2006 được sử dụng trong phương pháp này. Phương pháp này cũng áp dụng cho tất cả các mức độ hiểu biết KL1, KL2 và KL3. Phương pháp phân tích tĩnh phi tuyến. Áp dụng theo các quy định của TCXDVN 375 : 2006. Phương pháp này chỉ áp dụng cho mức độ hiểu biết KL2 và KL3. Phương pháp phân tích phi tuyến theo lịch sử thời gian. Áp dụng theo các quy định của TCXDVN 375 : 2006. Phương pháp này cũng chỉ áp dụng cho mức độ hiểu biết KL2 và KL3. Phương pháp hệ số q: Điều kiện áp dụng và nội dung phương pháp giống như phương pháp phân tích tĩnh lực ngang tương đương trong TCXDVN 375 : 2006 sử dụng phổ thiết kế Sd(T1) nhưng với hệ số q=1.5 đối với kết cấu bê tông cốt thép, q = 2 đối với kết cấu thép. Có thể lấy q lớn hơn nhưng cần được chứng minh sự phù hợp. Phương pháp này chỉ áp dụng cho mức độ hiểu biết KL2 và KL3. Kiến nghị nên sử dụng phương pháp này trong phân tích đánh giá kết cấu. 3.4 Kiểm tra an toàn Kiểm tra an toàn về nguyên tắc được đánh giá theo tiêu chí của bất đẳng thức sau:

Ed ≤ Rd trong đó: Ed là hệ quả từ tổ hợp có tải trọng động đất, Rd là sức kháng tương ứng của cấu kiện. Trong công thức (4), các đặc trưng sau đây được áp dụng đối với Ed và Rd : - Biến dạng đối với loại cấu kiện ‘dẻo’ (ví dụ: phá hoại do uốn) ; 3.5 Kết luận về đánh giá kết cấu

107

(4)

Kết luận đánh giá kết cấu dựa trên kết quả kiểm tra an toàn kết cấu. Tuy nhiên, kết luận đánh giá kết cấu cần kết hợp với kết quả kiểm tra an toàn của các tổ hợp tải trọng cơ bản và thông thường khác như quy định của các tiêu chuẩn kết cấu áp dụng. 3.6 Can thiệp kết cấu Trên cơ sở kết luận đánh giá kết cấu, nên có quyết định về can thiệp kết cấu nếu thấy cần thiết. Việc lựa chọn dạng, kỹ thuật, quy mô và mức độ khẩn cấp của việc can thiệp (sửa chữa, gia cường v.v.) phải dựa trên các thông tin về kết cấu thu thập được trong qúa trình đánh giá ngôi nhà. Các tiêu chí sau đây cần được xét tới khi can thiệp kết cấu: - Tất cả các lỗi cục bộ nên được sửa chữa một cách thích hợp; - Trong trường hợp ngôi nhà không đều đặn theo chiều cao (cả về phân bổ độ cứng và khả năng chịu lực), sự không đều đặn về kết cấu nên được cải thiện trong chừng mực có thể, cả theo phương đứng và trên mặt bằng. Các đặc trưng yêu cầu về tính đều đặn và khả năng chịu lực có thể đạt được bằng cách thay đổi khả năng chịu lực và/hoặc độ cứng của một số cấu kiện có sẵn, hoặc bổ sung thêm các phần tử kết cấu mới. - Khi cần thiết có thể tăng độ dẻo cục bộ; - Việc tăng khả năng chịu lực sau khi can thiệp không được làm giảm độ dẻo tổng thể đã có của kết cấu. Có nhiếu dạng can thiệp kết cấu [1,5,6]. Có thể lựa chọn một trong những dạng can thiệp dưới đây: a) Thay đổi cục bộ hoặc tổng thể các phần tử bị hư hỏng hoặc không bị hư hỏng, có xét đến độ cứng, khả năng chịu lực và/hoặc độ dẻo kết cấu của các phần tử này; b) Bổ sung thêm các phần tử kết cấu mới (cột đỡ thêm, tường chèn, vách cứng v.v.); c) Sửa đổi hệ kết cấu (loại trừ một số liên kết (mối nối), mở rộng thêm liên kết, loại bỏ các phần tử dễ bị hư hỏng, chỉnh sửa để có những bố trí sắp xếp đều đặn hơn và/hoặc có độ dẻo cao hơn v.v.); d) Bổ sung một hệ kết cấu mới để chịu một phần hoặc toàn bộ tải trọng động đất; e) Biến đổi các phần tử phi kết cấu đã có thành các phần tử kết cấu chịu lực; f) Đưa hệ giảm chấn như hệ cách chấn đáy hay hệ giằng tiêu tán năng lượng (đối với kết cấu thép); g) Giảm khối lượng; h) Hạn chế hoặc thay đổi mục đích sử dụng nhà; i) Dỡ bỏ một phần; j) Can thiệp vào phần nền móng nếu kết cấu nằm trên một hệ nền móng không đồng nhất (ví dụ: một phần móng nằm trên nền đất rất tốt (đá), phần kia nằm trên nền đất yếu; một phần nằm trên móng cọc khoan nhồi, phần khác nằm trên nền cọc đóng nhưng không có khe kháng chấn hay khe lún v.v.). k) Có thể chọn một số dạng kết hợp. 108

Trong mọi trường hợp, ảnh hưởng của việc thay đổi kết cấu lên nền móng phải được xem xét. Đối với các phần tử phi kết cấu, về nguyên tắc cần đưa ra các quyết định liên quan đến sửa chữa hoặc gia cường các phần tử này ngoài việc đáp ứng các yêu cầu về chức năng của chúng, việc ứng xử của các phần tử này khi động đất xảy ra có thể gây nguy hiểm đối với người sử dụng hoặc gây tổn hại cho đồ vật đắt tiền trong tòa nhà. Trong trường hợp này, cần tránh cho các phần tử phi kết cấu không bị sụp đổ cục bộ hoặc hoàn toàn, bằng cách: (i) liên kết thích hợp với các phần tử kết cấu, (ii) tiến hành các biện pháp neo để tránh các bộ phận của các phần tử này rơi ra ngoài. Ngoài ra, cần xem xét các hậu quả có thể của những biện pháp can thiệp trên tới ứng xử của các phần tử kết cấu (chịu lực). Trong mọi trường hợp, các tài liệu liên quan tới thiết kế gia cường cần nêu rõ căn cứ lựa chọn giải pháp gia cường và mô tả tác động dự kiến của nó đến phản ứng của kết cấu. Căn cứ này phải trình cho chủ đầu tư. 4 VÍ DỤ ĐỐI VỚI TRƯỜNG HỢP CỤ THỂ Phần này tóm tắt đánh giá khả năng chịu động đất đối với 2 nhà cao tầng hiện có ở thành phố Hồ Chí Minh và Hà Nội. Chi tiết khảo sát đánh giá có thể xem trong [1]. 4.1 Chung cư cao tầng tại thành phố Hồ Chí Minh Thông tin chung: - Công trình được xây dựng tại quận 4, thành phố Hồ Chí Minh (agR=0.08g) - Công trình gồm 1 tầng hầm và 16 tầng lầu - Công trình được thiết kế năm 2003 - Công trình đưa vào sử dụng năm 2006 và chưa có hư hỏng nào xảy ra Nhận xét: - Công trình có kết cấu dạng khung vách lõi, đều đặn theo cả mặt bằng và mặt đứng - Công trình nằm trên đất nền loại D, sử dụng móng cọc ép kết hợp với hệ đài giằng BTCT - Công trình chưa xuất hiện các khuyết tật nào về vật liệu cũng như kết cấu - Công trình có dạng khung nhiều tầng, nhiều nhịp nên hệ số ứng xử bằng 3.9 (với công trình thiết kế mới), cấp độ dẻo trung bình, hệ số tầm quan trọng I=1,0. - Công trình lưu giữ đầy đủ các hồ sơ quản lý chất lượng, hồ sơ thiết kế. - Mức độ hiểu biết về công trình là tương đối đầy đủ (KL3). Kết luận: Công trình có thể chịu động đất với agR=0.08g (cấp VII – thang MSK-64). 4.2 Chung cư 5 tầng, Giảng Võ, Hà Nội Thông tin chung: - Công trình nằm tại trong Khu tập thể Giảng Võ, Ba Đình (agR = 0.1g) - Công trình có 5 tầng, 2 đơn nguyên, dạng lắp ghép, xây dựng vào những năm 1960-1970 109

- Hiện trạng công trình đã xuống cấp, các mối nối bị gỉ và cốt thép nối bị ăn mòn Nhận xét: - Công trình dạng kết cấu lắp ghép với các tường dọc và tường ngang chịu lực do đó có cấp độ dẻo thấp - Công trình không đảm bảo tính đều đặn theo mặt bằng và mặt đứng do việc cơi nới, cải tảo sửa chữa làm thay đổi kết cấu rất nhiều - Công trình có đất nền thuộc loại D - Công trình sử dụng kết cấu dạng móng nông lắp ghép có chiều sâu chôn móng khoảng 1.6m so với cốt mặt đất tự nhiên - Các mối nối của công trình bị hư hỏng và gỉ sét khá nhiều - Các tài liệu và hồ sơ của công trình đều không có, mức độ hiểu biết về công trình là KL1. Kết luận: Công trình không đảm bảo khả năng chịu động đất với agR=0.1g (cấp VII) 5 KẾT LUẬN Bài báo đã trình bày các nguyên nhân có thể gây hư hỏng do động đất, phương pháp đánh giá khả năng chịu động đất cũng như lựa chọn giải pháp can thiệp kết cấu thích hợp đối với nhà cao tầng và các công trình bê tông cốt thép hiện hữu ở Việt Nam. Phương pháp đánh giá dựa theo Eurocode 8 phần 3. Ngoài ra bài báo cũng trình bày các ví dụ minh họa về đánh giá khả năng chịu động đất đối với công trình 5 tầng và công trình 17 tầng hiện có ở Hà Nội và thành phố Hồ Chí Minh. Đánh giá nhà và công trình hiện hữu chịu động đất là một trong các giải pháp chủ động đề phòng và giảm thiểu thiệt hại nếu thảm họa này xảy ra ở các đô thị lớn đông dân. Căn cứ vào đó, các cơ quan quản lý nhà nước có thẩm quyền có thể đưa ra các chính sách hay đề xuất hợp lý nhằm phòng chống và giảm nhẹ thiên tai trong các đô thị lớn. Bài báo có thể là tài liệu tham khảo trong lĩnh vực xây dựng phòng chống động đất. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Viện KHCN Xây dựng Báo cáo tổng kết nhiệm vụ hợp tác quốc tế về khoa học cà công nghệ theo Nghị định thư Việt Nam – Bulgaria số 29/2009/HĐ-NĐT , Chủ trì: PGS TS Nguyễn Xuân Chính, Hà Nội, 2012. 2. Bonev, Z. et al. Seminar on earthquake engineering – repair and retrofitting of existing buildings, IBST, Hanoi, December, 2009. 3. SNiP II-7-81* Xây dựng trong vùng có động đất (tiếng Nga), Moscow, 2001. 4. QCVN 02:2009/BXD Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia: Số liệu điều kiện tự nhiên dùng trong xây dựng, Nhà xuất bản xây dựng Hà Nội, 2010. 5. TCXDVN 375:2006 Thiết kế công trình chịu động đất, Nhà xuất bản xây dựng Hà Nội. 6. BS EN 1998-3:2005 Eurocode 8 – Design of structures for earthquake resistance – Part 3: Assessment and retrofitting of buildings, British Standards institute, 11 Jan. 2006, London, the UK.. 7. Fardis, M. Seismic design, asssessment and retrofitting of concrete buildings (based on EN – Eurocode 8), Springer Science + Bussiness Media B.V. 2009, London, the UK.

110

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU THỰC NGHIỆM VỀ KHẢ NĂNG CHỊU ĐỘNG ĐẤT CỦA HỆ KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP NHÀ CAO TẦNG SỬ DỤNG CÔNG NGHỆ BÁN LẮP GHÉP Trần Chủng*, Võ Văn Thảo, Lê Minh Long, Đỗ Tiến Thịnh, Trần Ngọc Cường, Ngô MạnhToàn, Nguyễn Trung Kiên, Phạm Văn Lệ.

TÓM TẮT: Từ năm 2009 đến năm 2011, nhóm nghiên cứu thuộc Viện KHCN Xây dựng đã tiến hành khảo sát thực nghiệm sự làm việc và ảnh hưởng tương hỗ của các mối nối sử dụng trong loại nhà bán lắp ghép đang được phát triển tại Việt Nam dưới tác động động đất, một vấn đề đang được các chuyên gia kỹ thuật, các nhà quản lý và xã hội quan tâm. Báo cáo trình bày việc lựa chọn mô hình thí nghiệm và hệ thống tác dụng tải trọng, công tác chế tạo, lắp dựng đối tượng thí nghiệm, hệ thống đo đạc và quy trình tác dụng tải và kết quả thí nghiệm. TỪ KHÓA: Chịu động đất, bán lắp ghép.

1. ĐẦU [7, 8, 9] Ở Việt Nam đang phát triển công nghệ xây dựng nhà dạng bán lắp ghép, một giải pháp công nghiệp hóa xây dựng nhà ở xã hội cao tầng có sơ đồ kết cấu: vách và lõi cứng bằng bê tông cốt thép toàn khối, dầm, cột, sàn lắp ghép do Tổng công ty Cổ phần XNK và Xây dựng Việt Nam (VINACONEX) triển khai và được Chính phủ khuyến khích. Một trong những vấn đề kỹ thuật cốt lõi trong giải pháp công nghiệp hóa xây dựng này là đảm bảo sự làm việc của mối nối liên kết giữa các cấu kiện tiền chế với nhau và giữa cấu kiện tiền chế với cấu kiện toàn khối khi chịu các dạng tải trọng và tác động. Một vấn đề đang được quan tâm của các nhà quản lý và của xã hội là liệu loại công trình xây dựng theo công nghệ này có thích hợp khi công trình phải chịu tải trọng động đất. Để từng bước làm sáng tỏ vấn đề trên, nhóm nghiên cứu thuộc Viện KHCN Xây dựng tham gia đề tài “Xây dựng đề án công nghiệp hóa xây dựng nhà ở Việt Nam” đã tiến hành khảo sát thực nghiệm sự làm việc của mối nối loại nhà này. Mục đich của thí nghiệm là làm rõ mỗi quan hệ giữa các phần tử trong một dạng mối nối, ảnh hưởng tương hỗ giữa các mối nối trong hệ kết cấu khi chị tác động đồng thời của tải trọng đứng và tải trọng ngang (động đất). Kết quả nghiên cứu sẽ trả lời câu hỏi: giải pháp thiết kế mối nối có phù hợp với yêu cầu kháng chấn không và là cơ sở kiến nghị một giải pháp thiết kế mối nối an toàn và hiệu quả. Đây là một nhiệm vụ nghiên cứu thực nghiệm với qui mô lớn, lần đầu được thực hiện tại Việt Nam. Do vậy, trong suốt quá trình chuẩn bị nghiên cứu, nhóm đề tài đã tham vấn nhiều chuyên gia thông *

Trần Chủng, Viện KHCN Xây dựng, tranchung48@gmail.com, +84 903.430.014

111

qua các cuộc hội thảo để có thể lựa chọn hình dạng và kích thước hình học của đối tượng thí nghiệm sao cho vừa đáp ứng được yêu cầu khảo sát các thông số cần quan tâm, vừa phù hợp với điều kiện kỹ thuật của phòng thí nghiệm động đất hiện đại nhất Việt Nam đặt tại Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng. Toàn bộ quy trình thí nghiệm được tuân thủ tiêu chuẩn mới nhất của Hoa Kỳ về thử nghiệm khả năng kháng chấn của công trình xây dựng trên mô hình [7]. 2. PHÂN TÍCH KẾT CẤU VÀ LỰA CHỌN MÔ HÌNH THÍ NGHIỆM 2.1. Đối tượng nghiên cứu và công trình thực [8,9] Vấn đề lựa chọn đối tượng thí nghiệm trước tiên cần dựa vào việc phân tích sơ đồ cấu tạo và điều kiện làm việc của kết cấu thực. Ở đây, kết cấu thực là kết cấu của công trình “Nhà thu nhập thấp CT2 thuộc dự án Xây dựng nhà ở thí điểm phục vụ công nhân”, địa điểm xây dựng tại xã Kim Chung, huyện Đông Anh, thành phố Hà Nội: Công trình cao 16 tầng, nhịp điển hình 7,2 m x 7,2 m (Hình 1). Công trình được thiết kế theo [4, 5].

Đối tượng thí nghiệm lấy từ sàn tầng 14, 15

Hình 1. Kết cấu thực và đối tượng thí nghiệm Hệ kết cấu chịu lực chính bao gồm: − Lõi bê tông cốt thép toàn khối ở chính giữa công trình; − Hệ dầm, cột và tấm sàn lắp ghép xung quanh.

112

Hệ lõi vách cứng bằng bê tông cốt thép, được thiết kế để chịu toàn bộ tải trọng ngang và một phần tải trọng đứng tác động lên công trình, đổ tại công trường bằng bê tông B25 (M350). Hệ cột chịu tải trọng đứng là cấu kiện bê tông cốt thép tiền chế trong nhà máy với bê tông B35 (M450). Hệ kết cấu dầm và sàn là những cấu kiện dự ứng lực bán tiền chế cũng từ loại vật liệu bê tông B35 (M450). 2.2. Phân tích và xác định các kích thước của mô hình thí nghiệm Mô hình thí nghiệm có tỷ lệ 1:1 là một khung phẳng 2 tầng 2 nhịp, được tách từ kết cấu khung nhà thực tế (Hình 1). Sơ đồ kết cấu khung kiểu này tỏ ra ưu việt, đã được nhiều nước khai thác khi chọn đối tượng khảo sát tác động của lực động đất. Vật liệu và các chi tiết cấu tạo hoàn toàn tương tự trong thực tế thi công trên công trình. Vì thế, các thông tin, số liệu nhận được hoàn toàn thực và đáp ứng các đòi hỏi của việc khảo sát kết cấu từ giai đoạn làm việc đàn hồi, đàn-dẻo đến phá hủy kết cấu. Những lựa chọn cụ thể (xem thêm [1, 2, 3, 8, 9] để biết lý do lựa chọn): − Sử dụng phần khung nhà trên các tầng cao (tầng 14 và 15) của công trình, vì ở cao trình này giá trị tải trọng thẳng đứng tác dụng lên các cột và vách lõi là phù hợp với khả năng gây tải thí nghiệm (khoảng 500-1000 kN); − Tương ứng với độ cao của các tường phản lực và số lượng kích tác dụng ngang có công suất lớn của phòng thí nghiệm, nên khung thí nghiệm được chọn số tầng bằng 2; − Do chiều dài của sàn phản lực không triển khai được với 2 nhịp khung thực tế 14,40 m nên nhịp khung của đối tượng thí nghiệm phải rút xuống 12,40 m. Ngoài ra những cấu tạo cơ bản của đối tượng thí nghiệm được bảo tồn như kết cấu thực: − Được chế tạo tổ hợp từ công nghệ xây lắp của công trình thực, trong đó gồm: những cấu kiện lắp ghép cột, dầm đúc sẵn của nhà máy; những cấu kiện vách cứng và phần sàn tham gia trong khung được đổ tại chỗ; các mối nối liên kết có cấu tạo và chất lượng như trên công trình thực. − Phản ánh khá đầy đủ sự có mặt của các phần tử kết cấu, các loại liên kết cũng như các đặc trưng chịu lực tham gia trong kết cấu công trình. Cụ thể với cấu tạo khung 2 tầng, 2 nhịp cho phép khảo sát được sự làm việc các cấu kiện (cột, dầm, vách cứng), cũng như các loại mối liên kết trong công trình (cột-móng, vách-móng; cột - cột, cột - dầm - sàn, cột - dầm - vách...). Với những phân tích và lựa chọn đối tượng trên đây để tiến hành khảo sát thực nghiệm là thích hợp và đáp ứng được mục đích yêu cầu nghiên cứu. Thật vậy, đây là một đối tượng thí nghiệm nguyên hình: − Có sơ đồ cấu tạo tương ứng với kết cấu khung ngang của công trình; − Với các số liệu, thông tin nhận được trực tiếp không thông qua tính toán chuyển đổi;

113

− Có cấu tạo kết cấu đối xứng, khi tác dụng tải trọng với chu kỳ đối xứng, sẽ nhận được các cặp số liệu đối xứng, rất thuận tiên cho việc xử lý và so sánh; − Có đầy đủ các loại mối nối liên kết và nằm đúng vị trí yêu cầu sẽ cho điều kiện khảo sát sự làm việc và tác dụng tương hỗ giữa chúng khi chịu các loại tải trọng tác dụng. −

Sẽ phản ánh được sự làm việc của công trình: sơ đồ biến dạng, sự hình thành và phát triển vết nứt, sự xuất hiện vùng nguy hiểm và khớp dẻo và cuối cùng là hình ảnh phá hủy kết cấu.

3. TẢI TRỌNG THÍ NGHIỆM Tải trọng thí nghiệm là yếu tố cơ bản trực tiếp tác dụng lên đối tượng thí nghiệm. Vì thế, để theo dõi quá trình biến động các tham số khảo sát của đối tượng cần thiết phải tìm hiểu tính chất, quy luật và đạị lượng của các loại tải trọng tác dụng trên kết cấu công trình. Ở đây, tương ứng với mục đích nghiên cứu, tải trọng tác dụng lên đối tượng thí nghiệm có 2 loại chủ yếu: tải trọng theo phương thẳng đứng và tải trọng theo phương nằm ngang lặp, đảo chiều theo chu kỳ. 3.1. Tải trọng đứng Tải trọng thẳng đứng tác dụng lên mô hình thí nghiệm gồm các bộ phận (Hình 3): − Tải trọng đứng tác dụng lên đầu vách lõi, cột: do phần trọng lượng bản thân của cấu kiện và hoạt tải sàn các tầng trên truyền xuống sau khi đã được tính toán qui đổi thành các tải trọng tập trung. Tải trọng đứng này tác dụng cố định vào trọng tâm tiết diện ngang của vách và cột. Theo thiết kế, giá trị tải trọng tác dụng lên mỗi cột của mô hình là 500 kN, lên vách là 1000 kN. −

Tải trọng đứng tác dụng lên dầm: do phần tĩnh tải và hoạt tải của các sàn mỗi tầng truyền vào dầm, đã được quy đổi thành hai tải trọng tập trung tác dụng tại hai điểm trên cơ sở tương đương về mô men uốn trong dầm. Giá trị tải trọng tác dụng lên mỗi dầm của mô hình là 60 kN truyền qua 2 điểm tải.

3.2. Tải trọng ngang lặp đảo chiều theo chu kỳ Tải trọng ngang tác dụng lên kết cấu thí nghiệm là tải trọng động đất được qui đổi và phân phối lên các mức sàn của mỗi tầng khung. Tải trọng ngang được đặt tại hai nút khung ở cao độ hai mức sàn của đối tượng thí nghiệm. Tải trọng này tác dụng đảo chiều (đẩy và kéo) và thay đổi liên tục trong quá trình thí nghiệm (Hình 3). Nguyên tắc và quy trình tác dụng của tải trọng ngang lặp đảo chiều như sau: −

Với mục đích kiểm tra đánh giá khả năng làm việc dưới tác dụng của tải trọng ngang đảo chiều theo chu kỳ đối với hệ kết cấu công trình đã được sử dụng trong thực tế, ở đây thí nghiệm sẽ được thực hiện theo cách tác dụng tải trọng ngang đảo chiều với lịch sử tải trọng tác dụng lên mô hình thí nghiệm như trên Hình 2.

114

Hình 2. Lịch sử tác dụng tải trọng ngang

Hình 3. Hệ thống gia tải đứng và ngang − Nhập các thông tin cần thiết yêu cầu về hoạt động của kích (tải trọng hoặc chuyển vị) vào hệ thống thiết bị điều khiển thông qua máy tính điện tử với phần mềm chuyên dụng. − Bộ điều khiển gửi tín hiệu dưới dạng điện (analog) đến bộ chia (manifold). Bộ chia có tác dụng xử lý số liệu và kiểm soát hoạt động của kích bằng cách thay đổi tự động lưu lượng và áp lực dầu từ máy bơm dầu vào kích.

115

−

Tín hiệu về sự làm việc thực tế của kích (tải trọng, chuyển vị) sẽ được gửi ngược lại từ kích về máy tính và hiểu thị trên màn hình.

4. CHẾ TẠO, LẮP DỰNG ĐỐI TƯỢNG VÀ CHUẨN BỊ THIẾT BỊ THÍ NGHIỆM [6, 8, 10] Trong nghiên cứu thực nghiệm kết cấu công trình, việc chế tạo mô hình thí nghiệm phản ánh được đầy đủ các yếu tố làm việc của kết cấu thực tế, cũng như việc lựa chọn phương pháp và chủng loại thiết bị đo phù hợp để cung cấp được đầy đủ các số liệu và đáp ứng được độ chính xác yêu cầu là những vấn đề cần thiết đối với sự thành công của thí nghiệm. Trong trường hợp này, ngoài việc triển khai chế tạo đối tương thí nghiệm hoàn toàn giống công trình thực tế, công việc qua trong nhất là việc thiết kế và lắp đặt các phiến điện trở trong cốt thép trước khi chế tạo mẫu, các vị trí và thiết bị khảo sát cần gắn vào kết cấu. Chất lượng công tác chuẩn bị này quyết định thành công của thí nghiệm khi hàng trăm thông tin tin cậy, đầy đủ được cung cấp đồng thời cho các thiết bị đo tự động, nhanh, chính xác và hiện đại. Trên cơ sở đó sẽ mang lại những kết quả và những mô tả trạng thái ứng xử chính xác của hệ kết cấu thực thông qua thí nghiệm. 4.1. Chế tạo, lắp dựng mô hình Quá trình chế tạo đối tượng thí nghiệm được thực hiện theo trình tự thực tế thi công đối với loại kết cấu bán lắp ghép. Đối tượng thí nghiệm được xây dựng gồm hai loại kết cấu cơ bản là các cấu kiện cột, dầm đúc sẵn và các kết cấu móng, vách lõi, sàn đổ tại chỗ . Cấu kiện cột, dầm đúc sẵn được sản xuất tại Công ty Cổ phần Bê tông và Xây dựng VINACONEX Xuân Mai và chuyển đến Phòng Thí nghiệm Động đất của IBST để lắp dựng. Các kết cấu móng, vách lõi và sàn đổ tại chỗ được Công ty Cổ phần Bê tông và Xây dựng VINACONEX Xuân Mai triển khai thi công dưng lắp cụ thể trên mặt bằng hệ thống sàn thí nghiệm của Phòng Nghiên cứu Động đất với sự phối hợp và giám sát của nhóm đề tài thuộc Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng. 4.2. Các thiết bị, dụng cụ phục vụ thí nghiệm Trong nghiên cứu thực nghiệm, để nhận biết được sự ứng xử của đối tượng khảo sát khi chịu tác động của yếu tố bên ngoài cần phải dựa trên sự biến động của trạng thái ứng suất-biến dạng và của các tham số khảo sát khác trong quá trình tiến hành thí nghiệm. Ở đây, để đáp ứng được yêu càu đặt ra đối với thí nghiệm, cần phải tiến hành đo đạc các giá trị và quy luật của: − Các tham số đầu vào: đó là giá trị và quy luật tác động của tải trọng đứng và lực ngang; − Các tham số đầu ra gồm: chuyển vị tổng thể, chuyển vị lệch tầng, góc xoay trong mặt phẳng của hệ thống khung; biến dạng tương đối của vật liệu bêtông và thép tại các vùng khảo sát (nút khung) của khung. Hệ thống nhận tín hiệu tự động được cấu tạo từ 2 thành phần:

116

a) Thiết bị thu nhận tín và chuyển đổi tín hiệu: có nhiệm vụ thu nhận các tín hiệu điện từ các phiến đo biến dạng hoặc các thiết bị đo chuyển vị LVDT, CDP, đo lực gắn trên mẫu thí nghiệm và chuyển đổi thành tín hiệu điện tử. Thí nghiệm này sử dụng bộ thu nhận ký hiệu WBK16 của hãng iOTech (Mỹ) và bộ thu nhận Dataloger TDS-601 với bộ chia 50 kênh của hãng TML (Nhật Bản). b) Phần mềm điều khiển: trong thí nghiệm này đã sử dụng hai phần mềm là DasyLab và Visual Log Statics. Các phần mềm này thu nhận các số liệu từ WaveBooks và Dataloger TDS-601, hiển thị các số liệu lên màn hình dưới nhiều dạng khác nhau như: số liệu, bảng biểu, biểu đồ. 5. QUY TRÌNH THÍ NGHIỆM [7, 8, 9] 5.1 Gia tải bước 1: Tải trọng đứng Mục đích: Gia tải và giữ tải trọng tác dụng tĩnh thẳng đứng đến giá trị tải trọng thiết kế. Tiến hành: − Tăng tải tĩnh theo từng cấp: 0% - 25% - 50% - 75% - 90% - 100% giá trị tải trọng thiết kế, − Lấy số liệu đo trên tất cả các thiết bị đo điện tử và cơ học ứng với 4 cấp tải cần thiết là 0%, 50%, 90% và 100% giá trị tải trọng thiết kế,; − Giữ nguyên giá trị tải trọng đứng theo thiết kế này trong suốt quá trình thí nghiệm đối với tải trọng ngang. 5.2. Gia tải bước 2: Tải trọng ngang Tải trọng ngang là tải trọng đảo chiều theo từng chu kỳ. Giai đoạn thí nghiệm này chỉ được tiến hành sau thời gian 24 giờ giữ nguyên tải trọng đứng trên kết cấu thí nghiệm. Tải trọng ngang được kiểm soát bằng độ chuyển vị ngang tỷ đối (story drift ratio) θ. Độ chuyển vị ngang tỷ đối (θ) được xác định bởi tỷ số giữa chuyển vị lệch tầng trên chiều cao tầng tương ứng ( theo %). Ở đây : θ=

( Δ1 − Δ 0 ) = ( Δ 2 − Δ1 ) = ... = ( Δ n − Δ n −1 ) h1

(1)

trong đó: Δ1, Δ2, ... Δn – giá trị chuyển vị ngang tại các mức sàn tầng 1,2, ..., n; h1, h2, ... , hn – chiều cao tầng tương ứng. Trong thí nghiệm này, quy trình gia tải ngang dự kiến sẽ gia tải đến giá trị độ chuyển vị ngang tỉ đối đến khoảng 3% ; tuy nhiên, do năng lực gia tải của kích thủy lực ngang bị hạn chế, tải trọng ngang chỉ được tiến hành đến cấp tải tương ứng với độ chuyển vị ngang tỉ đối là ± 0,125%, đạt khoảng 1,6 giá trị tải trọng ngang thiết kế. Trị số chuyển vị ngang tuyệt đối tại các mức sàn tầng một (ΔI) và tầng hai (ΔII) của khung thí nghiệm tương ứng với θ = ±0,125% , được xác định trước (trị số chuyển vị ngang ở cấp tải tương ứng với θ = 0,125%).

117

Lịch sử tác dụng tải và quy ước chiều gia tải được thể hiện lần lượt trên Hình 2 và Hình 4.

Hình 4. Chiều gia tải ngang quy ước khi tiến hành thí nghiệm.

6. KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM [4, 8, 11] 6.1 Sơ đồ và sự phát triển của vết nứt 6.1.1 Phương pháp khảo sát vết nứt Trong quá trình gia tải, các vết nứt mới được ghi nhận, vẽ lại và chụp ảnh tại thời điểm tương ứng với các giá trị tải trọng ngang lớn nhất theo chiều đẩy (+) và chiều kéo (-) của mỗi chu kỳ gia tải. Sự phát triển của vết nứt được theo dõi, ghi nhận trong suốt quá trình thí nghiệm. Bên cạnh đó, bề rộng vết nứt được đo đạc, ghi nhận tại thời điểm tương ứng với các giá trị tải trọng ngang lớn nhất theo chiều đẩy (+) và chiều kéo (-) và thời điểm kết thúc của mỗi chu kỳ gia tải theo quy trình gia tải đã chọn lựa.

6.1.2 Sự hình thành và phát triển vết nứt trong quá trình thí nghiệm Vết nứt đầu tiên được ghi nhận tại cấp tải 0,5 Ptk. Ở chiều đẩy (+), vết nứt xuất hiện tại vị trí đầu dầm D2, nút 5, cách bề mặt vách khoảng 30 cm. Vết nứt xuyên suốt chiều dày của phần sàn, từ biên của sàn vào đến mép dầm và chỉ xuất hiện ở một nửa bề rộng sàn. Tuy nhiên vết nứt này chưa phát triển sang phần dầm tiền chế. Bề rộng vết nứt ghi nhận được là 0,15 mm. Ở chiều kéo (-), vết nứt xuất hiện tại vị trí đầu dầm D1, nút 2, tại vị trí mép cột. Tương tự vết nứt trước, vết nứt này cũng xuyên suốt chiều dày của sàn và dài từ mép sàn đến mép dầm, ở nửa bề rộng sàn phía bắc và chưa phát triển sang phần dầm tiền chế. Bề rộng vết nứt ghi nhận được là 0,15 mm. Ở cấp tải ứng với θ = 0,125%, một số vết nứt tách mới xuất hiện ở chân cột C1, C3 tại vị trí tiếp giáp với mặt móng, vách V1 (tầng 1), đầu dầm D1, D2, D3, D4, cũng như tại các vị trí mối nối giữa dầm và cột, dầm và vách

118

Từ các kết quả ghi nhận được qua sự hình thành và phát triển vết nứt trên các cấu kiện và mối nối liên kết, có thể cho phép dự báo sơ bộ sẽ hình thành hình ảnh liên kết khớp tại các liên kết dầm – cột, dầm – vách, cột – móng; đồng thời thể hiện vị trí vùng tới hạn mà tại đó sẽ xuất hiện khớp dẻo. Tuy nhiên, các thông tin chính xác hơn về sự hình thành, vị trí, thứ tự của các khớp hoặc khớp dẻo chỉ có thể xác định được ở các cấp tải lớn hơn.

6.2 Dự đoán ứng xử tổng thể của mô hình thí nghiệm thông qua phân tích kết cấu Để dự đoán kết quả thí nghiệm, sử dụng phần mềm ETABS để phân tích sự làm việc của mô hình thí nghiệm. Mô hình được mô phỏng bằng phần mềm ETABS là một khung hai tầng, hai nhịp tương tự như mô hình thí nghiệm tại thực tế. Cột mô hình có tiết diện chữ T, kích thước tổng thể 620x620 mm, chiều dày cánh và bụng đều là 220 mm. Dầm và sàn được mô hình hóa thành một dầm chữ T, có chiều rộng cánh bằng chiều rộng sàn là 1000 mm, chiều cao dầm chữ T bằng chiều cao dầm mô hình thí nghiệm là 700 mm, cánh có chiều dày bằng chiều dày hai lớp sàn là 250 mm (=190 + 60 mm), bụng dầm chữ T rộng 220 mm. Vách được mô hình hóa như một tiết diện chữ H, chiều rộng cánh 1000 mm, chiều cao tiết diện 1200 mm, chiều dày cánh và bụng là 220 mm. Dầm, cột, vách đều được mô hình là các phần tử thanh. Các trường hợp phân tích: Mô hình được phân tích theo ba trường hợp: Trường hợp 1: Liên kết dầm-cột là ngàm, dầm-vách là ngàm; Trường hợp 2: Liên kết dầm-cột là khớp, dầm-vách là ngàm; Trường hợp 3: Liên kết dầm-cột là khớp, dầm-vách là khớp. Trong cả ba trường hợp, liên kết cột-móng, cột-cột được mô phỏng là liên kết ngàm. Kết quả tương ứng với từng trường hợp phân tích được đưa ra là độ chuyển vị ngang tỉ đối, được cho trong Bảng 1.

Bảng 1. Độ chuyển vị ngang tỉ đối của mô hình thí nghiệm theo tính toán Cấp tải

0,125 %

Chiều gia tải

Lực Lực ngang ngang F1 F2 (kN)

(kN)

θ1 (%)

θ2 (%)

Liên kết Dầm-cột: KHỚP dầm-vách: NGÀM θ1 (%) θ2 (%)

(+)

117,4

459,5

0,067

0,097

0,091

0,161

0,133

0,258

(-)

172,1

390,7

0,061

0,085

0,139

0,121

0,233

Dầm-cột: NGÀM dầm-vách:NGÀM

119

Dầm-cột: KHỚP dầm-vách: KHỚP θ1 (%)

θ2 (%)

6.3 Phân tích ứng xử tổng thể của mô hình theo kết quả thí nghiệm Ứng xử tổng thể của mô hình thí nghiệm được trình bày dưới dạng biểu đồ quan hệ Tổng lực cắt đáy (VB) – Độ chuyển vị ngang tỉ đối (θ) của mô hình thí nghiệm (Hình 5); quan hệ Lực ngang F2 – Độ chuyển vị ngang tỉ đối (θ2), ở tầng 2 của mô hình thí nghiệm (Hình 6); quan hệ Lực ngang F2 – Độ chuyển vị ngang tỉ đối (θ1), ở tầng 1 của mô hình thí nghiệm (Hình 7). Tổng hợp số liệu lực ngang, chuyển vị ngang của mô hình thí nghiệm ứng với các cấp tải được cho trong Bảng 3. 800

Đẩy (+)

600

Ptk Tổng lực cắt đáy (KN)

400 200 0 0,5Ptk

-200

0,125% (1) 0,125% (2)

-400

0,125% (3)

‐ Ptk -600 -800 Kéo (‐) -0.10

-0.05

0.00 θ (%)

0.05

0.10

Hình 5. Biểu đồ quan hệ Tổng lực cắt đáy – Độ chuyển vị ngang tỉ đối 600 500 400 Lực ngang F2 (KN)

300 200 100 0 0,5Ptk

-100

0,125% (1)

-200

0,125% (2)

-300

0,125% (3)

-400 -500 -0.10

-0.05

0.00 θ 2 (%)

0.05

0.10

Hình 6. Biểu đồ quan hệ Lực ngang F2 – Độ chuyển vị ngang tỉ đối, tầng 2

120

200 150

Lực ngang F1 (KN)

100 50 0 0,5Ptk

-50

0,125% (1) 0,125% (2)

-100

0,125% (3) -150 -200 -0.10

-0.05

0.00 θ 1 (%)

0.05

0.10

Hình 7. Biểu đồ quan hệ Lực ngang F1 – Độ chuyển vị ngang tỉ đối, tầng 1 Trong thí nghiệm này, chiều đẩy được quy ước là chiều dương, chiều kéo là chiều âm. Lực ngang trong kích thủy lực động được quy ước là dương với lực nén, âm với lực kéo. Tổng lực cắt đáy được xác định bằng tổng của hai lực ngang ghi nhận được trên hai kích thủy lực động được xác định như sau: V B = F 1 + F2

(2)

trong đó: VB: Tổng lực cắt đáy (kN); F1: Lực ngang trong kích tầng 1 (kN); F2: Lực ngang trong kích tầng 2 (kN).

Bảng 2. Lực ngang - Chuyển vị ngang theo kết quả thí nghiệm

0,1 Ptk

Lực

0,2 Ptk 0,5 Ptk

F2/F

Δ1

Δ2

θ1=Δ1/h

(kN)

(mm)

(%)

θ2=(Δ2− Δ1 )/h (%)

1,8

42,1

0,01

0,48

0,000

0,014

-27,3

1,8

-42,2

-0,17

-0,01

-0,005

0,005

29,77

54,4

1,8

84,2

0,21

0,61

0,006

0,012

(-)

-27,01

-49,2

1,8

-76,2

-0,26

-0,23

-0,008

0,001

(+)

69,8

140,0

2,0

209,9

0,66

0,94

0,020

0,008

(kN)

(+)

14,9

27,2

(-)

-14,9

(+)

Cách Chiều Cấp tải gia tải gia tải

(-)

-69,7

-139,6

2,0

-209,3

-0,47

-1,33

-0,014

-0,026

Chuyển 0,125% vị (Chu kỳ 1)

(+)

117,4

459,5

3,9

576,9

2,8

5,3

0,085

0,075

(-)

-117,1

-302,2

2,6

-419,3

-1,4

-2,9

-0,043

-0,044

0,125%

(+)

126,1

446,9

3,5

573,0

2,6

5,1

0,079

0,076

121

(Chu kỳ 2)

(-)

-133,4

-332,7

2,5

-466,1

-1,6

-3,6

-0,049

-0,060

(+) 0,125% (Chu kỳ 3) (-)

135,2

430,0

3,2

565,1

2,5

5,1

0,077

0,078

-172,1

-390,7

2,3

-562,8

-2,5

-4,9

-0,076

-0,073

Ghi chú: Δ1: Chuyển vị ngang của sàn tầng 1.

Δ2: Chuyển vị ngang của sàn tầng 2. h: Chiều cao tầng.

Độ chuyển vị ngang tỉ đối được xác định như sau:

θ=

Δ × 100 H

(3)

trong đó: θ: Độ chuyển vị ngang tỉ đối (%); Δ: Chuyển vị ngang tại cao trình sàn tầng 2 mô hình thí nghiệm (m); H: Chiều cao mô hình thí nghiệm, tính từ cao trình sàn tầng 2 đến mặt móng (m).

Tổng giá trị lực ngang do thiết kế đưa ra: Ptk = 285,4 + 214,4 = 499,8 kN

Giá trị này được biểu diễn trên cùng biểu đồ với số liệu thí nghiệm dưới dạng đường nét đứt (xem Hình 5). Từ này có thể thấy, giá trị tổng lực cắt đáy lớn nhất đạt được ở cấp tải tương ứng với θ= 0,125% là +576,9 kN ở chiều đẩy và -562,8 kN ở chiều kéo. Các giá trị này tương ứng bằng 1,15 và 1,13 lần giá trị tổng lực ngang thiết kế. Các giá trị tổng lực cắt đáy này tương ứng với độ chuyển vị ngang tỉ đối của tầng 1 là 0,085% (chiều đẩy), 0,076% (chiều kéo ), giá trị trung bình là 0,08%, tầng 2 là 0,075% (chiều đẩy), 0,073% (chiều kéo), giá trị trung bình là 0,074%. Các giá trị lực ngang và độ chuyển vị ngang tỉ đối thu được từ thí nghiệm được so sánh với kết quả tính toán lí thuyết và điều kiện của tiêu chuẩn TCXDVN 375: 2006 như sau:

a) So sánh với kết quả tính toán của công trình thực: Độ chuyển vị ngang tỉ đối của tầng 14 và tầng 15 của công trình thực do tải trọng động đất gây ra, tính toán với phổ phản ứng thiết kế, tương ứng là 0,068% và 0,071%. Có thể thấy giá trị chuyển vị ngang tỉ đối nhận được từ kết quả thí nghiệm là tương đối phù hợp với giá trị chuyển vị ngang tỉ đối tính toán của tầng 14 và tầng 15 của công trình thực.

b) So sánh với kết quả tính toán của mô hình thí nghiệm: Kết quả tính toán độ chuyển vị ngang tỉ đối của tầng 1 và tầng 2 của mô hình thí nghiệm tương ứng với giá trị lực ngang ghi nhận được ở cấp tải ±0,125% và các giả thiết liên kết giữa dầm và cột, dầm và vách là ngàm hoặc khớp được cho trong Bảng 2.

122

Từ Bảng 2 và Bảng 3 có thể thấy: kết quả thí nghiệm phù hợp nhất với kết quả tính toán trong trường hợp giả thiết các liên kết dầm-cột, dầm-vách là ngàm. Các trường hợp tính toán với giả thiết liên kết dầm - cột là khớp, dầm – vách là ngàm và dầm - cột và dầm – vách đều là khớp cho kết quả độ chuyển vị ngang tỉ đối lớn hơn nhiều so với kết quả thí nghiệm.

c) So sánh với điều kiện khống chế của tiêu chuẩn TCXDVN 375: 2006 [8, 11] Độ chuyển vị ngang tỉ đối cho phép đối với điều kiện hạn chế hư hỏng, theo mục 4.4.3.2 của tiêu chuẩn TCXDVN 375: 2006 [4] là:

θ=

Δ ≤ 0,5% h

(4)

Trong đó: Δ − chuyển vị ngang tỉ đối của tầng đã xét đến hệ số chiết giảm ν (m); H − chiều cao tầng (m).

Có thể thấy là kết quả độ chuyển vị ngang tỉ đối nhận được từ kết quả thí nghiệm nhỏ hơn rất nhiều (xấp xỉ 16%) giá trị độ chuyển vị ngang tỉ đối cho phép quy định trong tiêu chuẩn. Ở cấp gia tải này (θ = 0,125%), các thông tin như chuyển vị ngang và lực ngang tương ứng với thời điểm cốt thép bắt đầu chảy dẻo, thời điểm lực ngang đạt giá trị lớn nhất, thời điểm đạt đến biến dạng cực hạn của mô hình thí nghiệm chưa được xác định. Để có được các thông tin này thì cần phải tiến hành thí nghiệm với các cấp gia tải lớn hơn.

7. KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ 7.1 Kết luận Trên cơ sở số liệu thực nghiệm nhận được từ thí nghiệm mô hình khung phẳng 2 tầng, 2 nhịp bằng bê tông cốt thép bán lắp ghép tỉ lệ 1:1 chịu tác động đồng thời của tải trọng đứng và tải trọng ngang đảo chiều theo chu kỳ, có thể rút ra một số kết luận chính như sau: 1) Giá trị chuyển vị ngang tỉ đối nhận được từ kết quả thí nghiệm khá phù hợp với giá trị chuyển vị ngang tỉ đối tính toán của tầng 14 và tầng 15 của công trình thực. 2) Giá trị chuyển vị ngang tỉ đối nhận được từ kết quả thí nghiệm tương đương với kết quả phân tích mô hình ứng với trường hợp giả thiết các liên kết dầm-cột và dầm-vách là ngàm. Các trường hợp tính toán với giả thiết liên kết dầm–cột là khớp, dầm–vách là ngàm và dầm–cột và dầm– vách đều là khớp cho kết quả chuyển vị ngang lớn hơn nhiều so với kết quả thí nghiệm. 3) Giá trị chuyển vị ngang tỉ đối nhận được từ kết quả thí nghiệm nhỏ hơn rất đáng kể (xấp xỉ 16%) so với giá trị chuyển vị ngang cho phép quy định trong tiêu chuẩn TCXDVN 375: 2006. 4) Tương ứng với cấp tải θ = 0,125% chưa cho phép đánh giá đến khả năng tiêu tán năng lượng. Ở cấp gia tải này, vì tương ứng với giá trị tải trọng quy đổi còn nhỏ nên chưa nhận được các

123

thông tin như chuyển vị ngang và lực ngang tương ứng với thời điểm cốt thép bắt đầu chảy dẻo, thời điểm lực ngang đạt giá trị lớn nhất, thời điểm đạt đến biến dạng cực hạn của mô hình thí nghiệm. Để đạt được các thông tin này thì cần phải tiến hành thí nghiệm với các cấp chuyển gia tải lớn hơn. Kết quả thí nghiệm nhận được cho thấy loại mối nối sử dụng trong mô hình thí nghiệm này có thể chịu được lực quy đổi bằng 1,16 lực động đất thiết kế. Trên đây là những kết quả bước đầu về sự làm việc và khả năng chịu động đất của dạng kết cấu này, cần thiết nên có những nghiên cứu tiếp theo sâu và đầy đủ hơn.

7.2 Kiến nghị Đây là thí nghiệm lần đầu tiên thực hiện ở Việt Nam với qui mô lớn. Thí nghiệm với qui mô này trên thế giới cũng chỉ được thực hiện với số lượng hạn chế. Để có thể nghiên cứu sâu hơn về sự làm việc của mô hình thí nghiệm dưới tác động của tải trọng động đất, nhóm nghiên cứu thực nghiệm kiến nghị tiến hành thí nghiệm với chuyển vị ngang lớn hơn so với mức chuyển vị ngang đã thực hiện là 0,125%. Mức chuyển vị ngang tỉ đối dự kiến thí nghiệm ở giai đoạn tiếp theo là khoảng 3%. Với mức chuyển vị dự kiến này có thể khảo sát, đánh giá sự làm việc của mô hình ở giai đoạn ngoài miền đàn hồi dựa trên các yếu tố như: sự chảy dẻo của cốt thép, sự hình thành của các khớp, khớp dẻo, khả năng chịu lực ngang tối đa của mô hình. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3. 4. 5. 6.

7. 8. 9.

Võ Văn Thảo (2010), “Nghiên cứu thực nghiệm kết cấu xây dựng – Phương pháp mô hình hóa”. TCXDVN 375:2006, Thiết kế công trình chịu động đất. TCXDVN 356:2005, Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép - Tiêu chuẩn thiết kế. TCXDVN 338:2006, Kết cấu thép - Tiêu chuẩn thiết kế. ACI T1.1-01, Các tiêu chí đánh giá cho kết cấu khung chịu mô men dựa trên thí nghiệm kết cấu (Acceptance Criteria for Moment Frames Based on Structural Testing). M.J.Nigel Priestley, S. (Sri) Sritharan, James R. Conley (1999), “Preliminary results and conclusions from the PRESSS five-story precast concrete test building”, PCI Journal, (November – December 1999), pp 42-67. Weichen Xue, Xinlei Yang (2010), “Seismic tests of precast concrete, moment – resisting frames and connections”, PCI Journal, (Summer 2010), pp 102-121. Viện KHCN Xây dựng, Báo cáo kết quả kết quả thực nghiệm nhiệm vụ KHCN “Thí nghiệm mối nối nhà công nghiệp hóa chịu tải trọng động đất” (2011). Thí nghiệm mối nối nhà công nghiệp hóa chịu tải trọng động đất (2012), Phần 1, Tạp chí KHCN Xây

dựng, số 1/2012. 10. Thí nghiệm mối nối nhà công nghiệp hóa chịu tải trọng động đất (2012), Phần 2, Tạp chí KHCN Xây dựng, số 2/2012. 11. Thí nghiệm mối nối nhà công nghiệp hóa chịu tải trọng động đất (2012), Phần 3, Tạp chí KHCN Xây dựng, số 3/2012.

124

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

KHẢ NĂNG CHỊU ĐỘNG ĐẤT VÀ PHƯƠNG PHÁP THIẾT KẾ KHÁNG CHẤN THEO CHUYỂN VỊ CỦA KHUNG BÊ TÔNG CỐT THÉP GIA CƯỜNG BẰNG TẤM KIM LOẠI CÓ LỖ EMP Phùng Ngọc Dũng* TÓM TẮT: Trong bài báo này, một giải pháp mới để nâng cao ứng xử địa chấn của các khung bê tông cốt thép (BTCT) chịu mô men được giới thiệu. Giải pháp này dựa trên việc sử dụng tấm kim loại có lỗ (Expanded Metal Panels - EMP [4]) để tăng cường độ, độ cứng và độ dẻo của khung BTCT. EMP sẽ làm việc trong khung như một hệ chịu tải trọng ngang bổ sung; ứng xử của chúng dưới tác động của các tải trọng giống như tải trọng động đất được nghiên cứu theo thí nghiệm và phân tích số. Mô hình tính toán đơn giản dùng để đánh giá khả năng chịu cắt của tấm cũng được giới thiệu dựa trên kết quả nghiên cứu. Để đánh giá khả năng sử dụng EMP gia cố cho khung BTCT, rất nhiều khung đã được thiết kế theo EC2 [2] và EC8 [3]; sau đó chúng được đánh giá địa chấn sử dụng Pushover và phân tích phi tuyến theo thời gian với một số tiêu chí theo FEMA 356 [14]. Phương pháp thiết kế kháng chấn dựa vào chuyển vị [9] được phát triển để thiết kế tấm EMP nhằm gia cố địa chấn cho khung BTCT đang có. TỪ KHÓA: EMP, DDBD, Pushover, RC-MRF.

1 GIỚI THIỆU Ứng xử của khung BTCT chịu động đất phụ thuộc vào cường độ, độ cứng, độ dẻo của các thành phần kết cấu và cấu tạo mối nối. Hiện nay, rất nhiều khung BTCT đã và đang được thiết kế, xây dựng có thể không kể đến tác động động đất. Điều này dẫn đến sự sụp đổ nhanh chóng của các công trình đó khi có động đất xảy ra. Bên cạnh đó do sự thay đổi của môi trường các hoạt động địa chấn cũng thay đổi theo, dẫn tới các cấp động đất tại một số vùng nhất định nào đó tăng lên, do đó bản đồ phân vùng động đất cũng phải thay đổi. Do các nguyên nhân nêu trên, nên rất nhiều kết cấu khung BTCT hiện nay không có đủ độ cứng, cường độ hay độ dẻo nếu động đất ở cấp độ nào đó xảy ra. Điều này đặt ra nhiệm vụ cho các kỹ sư kết cấu, các nhà nghiên cứu kháng chấn là đưa ra các biện pháp kháng chấn cho các khung BTCT đang có. Bài báo này sẽ tổng kết một giải pháp mới để gia cố kháng chấn cho khung BTCT sử dụng tấm kim loại có lỗ, EMP. Đây là một đề tài nghiên cứu sinh do tác giả thực hiện trong 3,5 năm tại trường Đại học Liège, Vương quốc Bỉ [1]. Trong bài báo này, tấm và các nghiên cứu về chúng sẽ được giới thiệu. Khá nhiều khung BTCT được thiết kế với các tiêu chí tải trọng khác nhau (tính hoặc không tính đến tác động động đất), đại diện cho các khung BTCT đang hiện có trên thực tế, như là đối tượng cần được gia cố kháng chấn. Các khung này sau đó được đánh giá khả năng chịu động đất dựa theo phân tích phi tuyến đẩy dần (Pushover) và phân tích phi tuyến theo thời gian để xác định các khiếm khuyết của chúng. Mục đích cuối cùng của nghiên cứu là giới thiệu phương pháp thiết kế để lựa chọn được EMP nhằm gia cố kháng chấn cho các khung BTCT nêu trên. Phương pháp thiết kế này dựa trên phương pháp dựa vào chuyển vị (Displacement Based Design), một phương pháp đang được *

Phùng Ngọc Dũng, Trường Đại học Kiến trúc Hà nội, phungngocdung@gmail.com , +84 913022338

125

nghiên cứu phát triển mạnh mẽ hiện nay trên thế giới. 2 EMP VÀ ỨNG XỬ DƯỚI TÁC DỤNG CỦA TẢI TRỌNG NGANG 2.1 Giới thiệu về EMP Expanded Metal (EM) là một hệ lưới làm từ kim loại nhờ vào việc cắt, kéo nguội và làm dẹt như ở Hình 1[4]. Một lưới EM được tạo thành từ nhiều thoi nhỏ giống nhau như ở Hình 2. Mỗi hình thoi này có bốn cạnh bằng nhau về kích thước hình học; chúng được đặc trưng bởi 4 kích thước chính trên Hình 2: LD, CD – kích thước hai đường chéo; A-bề rộng của thanh và B-chiều dày của thanh và cũng là chiều dày của lưới EM. Có hai loại sản phẩm của EM trên Thế giới: Loại chuẩn và loại dẹt. Loại chuẩn là loại mà lưới EM không được làm dẹt, chúng có các điểm chồng lên nhau giữa các hình thoi. Loại dẹt là loại được làm từ loại chuẩn, bằng cách làm phẳng lưới chuẩn thông qua máy làm dẹt. Tấm hay lưới kim loại (Expanded Metal Panels-EMP) là tấm được sản xuất tự động theo dạng hình chữ nhật từ lưới EM nói trên với kích thước ±1250x±2500 hoặc ±1250x±3000. Các tấm lưới này hiện nay chưa được sử dụng trong kết cấu công trình vì các đặc trưng cơ học của chúng chưa được xác định. Để phát huy EMP trong gia cố khung BTCT chịu động đất, trong khuổn khổ đề tài NCS của Phùng Ngọc Dũng [1], EMP đã được nghiên cứu cả thực nghiệm và số. Nghiên cứu tổng quan bằng số về EMP với các kích thước hình học khác nhau dưới tác dụng của tải trọng ngang được thực hiện. Từ đó các ứng xử gần đúng của EMP khi chịu động đất được đề xuất.

Hình 1. Chế tạo các lưới EM

Hình 2. Cấu tạo kích thước của EM

2.2 Ứng xử của EMP dưới tác dụng của tải trọng ngang EMP chịu tải trọng cắt đã được nghiên cứu cả bằng thực nghiệm theo [5] và cả bằng phương pháp số với FINELG [14]. Phương pháp số được sử dụng để nghiên cứu về EMP trong hai giai đoạn: thiết kế thí nghiệm và nghiên cứu phân tích tổng quan. Chúng được nghiên cứu thực nghiệm dưới tác dụng của tải trọng ngang tĩnh 1 chiều và đảo chiều có chu kỳ: 32 EMP có kích thước nhỏ 1000x1250 (16 mô hình chịu tải 1 chiều và 16 chịu tải đảo chiều) được thí nghiệm; sau đó 6 khung EMP có kich thước lớn 2500x3750 được thực hiện (3 mô hình chịu tải 1 chiều và 3 chịu tải đảo chiều). Quy trình phân tích số 36 EMP này giống quy 126

trình thí nghiệm, được thực hiện trước và sau thí nghiệm. Kết quả cho thấy FINELG [14] có khả năng mô phỏng sự làm việc của tấm EMP chịu tải trọng ngang một chiều và đảo chiều. Hình 3 và Hình 4 thể hiện kết quả thí nghiệm và kết quả mô phỏng số cho mẫu EMP A31_27_35_20 mô hình nhỏ chịu tải trọng môt và đảo chiều. Comparison of tests and numerical simulations of A51_27_35_30 sens 1 -small scale tests

Comparison of tests and numerical simulations on test models 80

100

60 40 20

Force(KN)

Shear forces (kN)

0 -20 -40

20 -60 -80

0 0

Displacements (mm) Test results of A51_27_35_30 sens 1 Test results of A51_27_35_30 sens 2

Numerical simulations A51_27_35_30 sens 1 Numerical simulations A51_27_35_30 sens 2

Hình 3. Kết quả thí nghiệm và mô phỏng số EMP dưới lực cắt 1 chiều - mô hình nhỏ

-18

-15

-12

-9

-6

-3

Displacements(mm) Static Monotonic Curve of Specimen A86_46_43_30 sens 2 in compression

Static Hysteretic Curve of Specimen A86_46_43_30 sens 2

Static Monotonic Curve of Specimen A86_46_43_30 sens 2 in tension

Numerical Sumulation with monotonic loading in tension

Numerical Sumulation with cyclic loading

Numerical Sumulation with monotonic loading in compression

Hình 4. Kết quả thí nghiệm và mô phỏng số EMP dưới lực cắt đảo chiều - mô hình nhỏ

a) Các kết quả đạt được từ nghiên cứu thí nghiệm EMP: -

Do chiều dày EMP nhỏ và không có các sườn gia cường ở giữa nên EMP bị mất ổn định ngay khi gia tải, do đó khả năng chịu cắt của chúng dựa chủ yếu vào khả năng ở giai đoạn sau khi mất ổn định đàn hồi do cắt. Điều này cũng được nhận thấy rõ khi phân tích số, xem Hình 3 và 4.

Dưới tác dụng tải trọng một chiều, ứng xử của các mô hình EMP đều trải qua hai giai đoạn: đàn hồi và dẻo. Tỷ số chuyển vị ngang trên chiều cao (độ dạt) mà EMP bắt đầu chảy dẻo thay đổi từ 0.1% đến 0.18% [7]. Giá trị này tương đương với độ dạt chảy dẻo của các khung BTCT thấp tầng [15]. Giá trị độ nghiêng cực hạn của EMP từ 2-3%. Đây cũng là trị số mà các khung BTCT được thiết kế với cấp độ dẻo trung bình cần đạt được theo EC8 [3]. Giá trị độ dẻo chuyển vị của EMP từ 10 đến 20 [7].

Dưới tác dụng của tải trọng đổi chiều, các trị số trên thay đổi không lớn. Đường từ trễ của EMP, như quan sát ở Hình 4, là gần giống với các tấm thép không được gia cường chịu cắt (Unstiffened Steel Plate Shear Walls [16]) hay các vách BTCT. Đặc trưng cơ bản của đường từ trễ này là khi tải trọng đảo chiều, EMP giảm độ cứng rất lớn (gần như bằng không), giảm một phần khả năng chịu lực nhưng độ dẻo của EMP giảm không đáng kể.

Việc giảm độ cứng khi tải trọng đảo chiều gây ra ‘pinching effects’ [1], đường từ trễ có dạng hình chữ S nên khả năng phân tán năng lượng của EMP bị giảm đi. Tuy nhiên nhờ vào độ dẻo không giảm mà EMP vẫn có khả năng hấp thụ năng lượng biến dạng khá lớn [7].

b) Các kết quả đạt được từ nghiên cứu tổng quan về EMP từ sử dụng phân tích số So sánh kết quả thí nghiệm và mô phỏng chúng bằng phương pháp số sử dụng FINELG cho thấy FINELG có khả năng mô phỏng khá chính xác EMP khi chịu cắt, như quan sát ở hai hình 3 và 4. 127

Quy trình mô phỏng số được chia thành hai giai đoạn: Phân tích mất ổn định đàn hồi tổng thể của EMP để xác định biến dạng ban đầu của EMP do chế tạo; Phân tích phi tuyến hoàn toàn sử dụng việc gia tải bằng chuyển vị để đánh giá mối quan hệ giữa khả năng chịu lực cực hạn, độ cứng, độ dẻo tổng thể của EMP với các yếu tố liên quan tới tính chất hình học và đặc trưng cơ học của EMP. Mục đích chính của mô phỏng số là xác định quy luật thay đổi ứng xử chịu cắt của EMP với các kích thước hình học tổng thể khác nhau, với các loại EMP khác nhau... Hơn 3500 mô phỏng số với các đặc trưng hình học khác nhau của EMP được thực hiện [8]. Dựa vào kết quả mô phỏng số, một số kết luận được tổng kết như sau: -

Khả năng chịu lực của EMP được chia thành hai thành phần trước và sau khi mất ổn định tổng thể. Do độ mảnh lớn nên EMP thường mất ổn định ngay khi vừa chịu tải trọng. Điều này thể hiện ở Hình 5, giá trị lực cắt gây mất ổn định tổng thể cho EMP gần bằng 0 khi kích thước EMP tăng gần chiều cao thực tế của khung BTCT. Do đó, khả năng chịu lực trước khi mất ổn định tổng thể có thể bỏ qua.

Dưới tác dụng tải trọng một chiều, dựa vào kết quả số, nhiều giải pháp gần đúng sử dụng phương pháp thử và sai được đưa ra nhằm xây dựng công thức đơn giản có thể sử dụng trong thiết kế để xác định khả năng chịu cắt của EMP. Một trong số đó, khi xây dựng quan hệ giữa tỷ số khả năng chịu lực chia cho tích của tỷ số giữa diện tích tiết diện ngang của một thanh và chiều dài thanh đó, với chiều dài đường chéo EMP, và ứng suất trong thanh thì nhận thấy rằng trị số trên tiến tới hội tụ với các tỷ số chiều cao chia chiều rộng khác nhau của EMP. Hình 6 thể hiện cho dạng EMP hình vuông (tỷ số 1:1) với kích thước tăng dần. Từ đó, công thức gần đúng để xác định khả năng chịu lực cắt của EMP được thiết lập. EMP làm việc như một thanh có bề rộng hiệu quả. Thanh này có chiều dày bằng chiều dày của tấm EMP. Bề rộng hiệu quả phụ thuộc vào kích thước hình học của EMP và kích thước của cách thanh tạo nên hình thoi trong EMP. Công thức và mô hình tương đương của EMP được thể hiện trong Phương trình 1 và Hình 7. V = γ .α .l dia .B. f = W .B. f

Trong đó: V là khả năng chịu cắt của EMP;

(1)

= γ .α .l dia là bề rộng hiệu quả của EMP; ldia, B,

f được giải thích ở Hình 7; α = A/lbar; γ là hệ số phụ thuộc vào tỷ số giữa độ rộng và chiều cao của EMP; lbar là chiều dài của thanh trong hình thoi ; γ = 0.35 cho EMP hình vuông; γ = 0.23 với EMP chữ nhật với tỷ số 2/1; γ = 0.18 với EMP chữ nhật với tỷ số 3/1 [1]. -

Dưới tác dụng của tải trọng đảo chiều, gần 500 thí nghiệm số với các loại và kích thước khác nhau của EMP được thực hiện để xác định mô hình đơn giản ứng xử của EMP. Hình 8 là một ví dụ cho mô phỏng số đó. Quan sát kết quả của mô phỏng số, ứng xử từ trễ của EMP tương tự như ứng xử của tấm thép không có sườn hay tường BTCT chịu cắt. Từ đó, mô hình Takeda [1] với các sửa đổi về ảnh hưởng của suy giảm độ cứng và cường độ có thể được sử dụng cho EMP khi chịu tải trọng đảo chiều. Hình 9 thể hiện ứng xử đơn giản của EMP. Chi tiết của các ứng xử này có thể tìm thấy trong [1].

128

0.75 0.7

0.65 U ltim atelo ad s/ld iag /B /fu /(A /lb ar)

C ritical Loads [kN]

35 30 25 20 15 10

0.6 0.55 0.5 0.45 0.4 0.35

0.3

0 200

0.25 400

600

800

1000

1200

1400

1600

1800

2000

100

200

300

400

Dimension of square EMS [mm] A.43.23.45.30

A.62.34.45.30

A.51.27.35.30

A.86.46.43.30

A.62.34.30.20

A.62.34.25.15

A.43.23.25.15

A.31.16.23.15

500

600

700

800

900

1000

Dimensions of the square EMS A.115.60.45.20

A51-27-35-30 A62-34-25-15

Hình 5. Lực cắt nhỏ nhất gây mất ổn định tổng thể cho EMP

A86-46-43-30 A43-23-25-15

A43-23-45-30

A62-34-45-30

A62-34-30-20

A115-60-45-20

Hình 6. Sự thay đổi của khả năng chịu cắt của EMP vuông khác nhau với các loại EMP 60

Loads(kN)

-20

-40

-60 -15

-12

-9

-6

-3

Displacements(mm) Cyclic Behaviour Monotonic Behaviour in Compression

Monotonic Behaviour in Tension

Hình 8. Một thí nghiệm mô phỏng số EMP dưới lực cắt đảo chiều

Hình 7. Dải thanh tương đương cho EMP chịu cắt

Hình 9. Một thí nghiệm mô phỏng số EMP dưới lực cắt đảo chiều

129

3 SỬ DỤNG EMP ĐỂ GIA CƯỜNG KHUNG BTCT CHỊU TÁC ĐỘNG ĐỘNG ĐẤT 3.1 Thiết kế vá đánh giá ứng xử địa chấn các khung BTCT được nghiên cứu Để thiết kế, đánh giá khả năng của EMP trong gia cố địa chấn cho khung BTCT, hơn 32 dạng khung BTCT từ 2 đến 10 tầng đã được thiết kế theo các cấp độ dẻo khác nhau với các cấp động đất khác nhau: khung không được thiết kế kháng chấn, tức là thiết kế theo EC2 [2], chỉ chịu tải trọng đứng và gió; khung kháng chấn theo EC8 [3] với cấp độ dẻo thấp DCL và trung bình DCM chịu các cấp động đất có gia tốc nền đỉnh PGA có giá trị γIagRS là 0.05g, 0.1g, 0.15g, 0.2g, 0.25g và 0.3g; Tất cả các khung sau đó được đánh giá địa chấn dựa vào phân tích Pushover và phân tích phi tuyến theo thời gian với các hàm thời gian của gia tốc nền được tạo ra từ GOSCA [13]. SAP2000 [10] và SEISMOSTRUCT [11] là hai phân mềm dùng để phân tích phi tuyến các khung. Hình 10 thể hiện một cách khái quát đường cong Pushover cùng với các điểm thể hiện của ba khung BTCT cấu hình 1 (xem [1]) được thiết kế chịu động đất có PGA bằng 0.15g theo DCM, DCL và không chịu động đất, tức chỉ theo EC2. Một số kết luận có thể rút ra được từ các phân tích ứng xử của kết cấu trên : Khung BTCT thiết kế theo cấp độ dẻo trung bình DCM theo EC8, đường EC8-0.15g-M trên Hình 10, có ứng xử đạt yêu cầu thiết kế đề ra là khung đạt tới chuyển vị mục tiêu khi động đất xẩy ra mà không bị hư hỏng cục bộ hay tổng thể... Điểm thể hiện (performance point) ứng với cấp động đất thiết kế trên Hình 10 nằm phía trước khá nhiều so với điểm có lực cắt đáy lớn nhất. Sự giảm cường độ không đáng kể, khung đạt tới độ lệch lớn, 3.5%. 600

Base shear (kN)

500

EC8-0.15g-LFailure at node

400 300

EC8-0.15g-L (if node retrofitted)

Config .1

EC8-0.15g-MFirst yield

Performace point at 0.15g

200

EC8-0.15g-M EC8-0.15g-MMax Base shear EC2-0.15g (if node retrofitted)

100 EC2-0.15g- Failure at node 0 0.00

0.50

1.00

1.50 2.00 2.50 Top displacements/total height (%)

3.00

3.50

Hình 10. Đánh giá địa chấn khung BTCT cấu hình 1 bằng Pushover Khung BTCT thiết kế với độ dẻo thấp DCL, đường EC8-0.15g-L trên Hình 10, có độ cứng lớn nhất tuy nhiên, nó không đảm bảo mục tiêu thiết kế đề ra vì nó bị phá hoại do nút bị phá vỡ do cắt [1], điểm EC8-0.15g-L - Failure at node trên Hình 10, trước khi đạt tới chuyển vị mục tiêu (điểm thể hiện - performance point) do động đất có PGA = 0.15g gây ra. Nếu nút được gia cố thì khung này có ứng xử địa chấn rất tốt. Khả năng chịu lực của nó nếu nút được gia cố lớn hơn cả

130

khung được thiết kế theo DCM vì lực động đất khi thiết kế theo DCL lớn hơn so với lực theo DCM dẫn tới hàm lượng cốt thép dầm và cột lớn hơn. Khung BTCT không được thiết kế kháng chấn, đường EC2-0.15g trên Hình 10, có khả năng chịu địa chấn kém nhất. Khung này không đủ khả năng chịu động đất với PGA 0.15g vì điểm thể hiện (performance point) ứng với cấp động đất này nằm phía sau điểm kết cấu bị phá hủy do nút bị nén vỡ do cắt, điểm EC2-0.15g - Failure at node. Bên cạnh đó độ cứng, cường độ độ dẻo của khung này là thấp nhất so với các khung còn lại. Điều này cũng phù hợp vì nó không được thiết kế kháng chấn nên tải trọng tác dụng nhỏ dẫn tới hàm lượng cốt thép ít. 3.2 Phương pháp thiết kế kháng chấn dùng EMP để gia cố khung BTCT Dựa vào đánh giá ứng xử địa chấn của các khung BTCT được thiết kế nêu trên, các thiếu sót của các kết cấu đã được biết. Do đó, nếu cần gia cố địa chấn các khung này, mục tiêu gia cố có thể được đề xuất một cách dễ dàng dựa vào các khiếm khuyết của chúng. Các tiêu chí gia cố này dựa trên ứng xử mục tiêu của kết cấu dưới tác động của một cấp động đất nào đó. Ví dụ như khung EC2-0.15g thuộc cấu hình 1 có ứng xử như ở trên Hình 10 sẽ được gia cố sao cho chúng chịu được động đất có PGA = 0.15g mà nút không bị phá hoại. Vấn đề đặt ra ở đây là làm thế nào để thiết kế được EMP phù hợp với mục tiêu đã được đề ra, tức là khung được gia cố EMP sẽ có khả năng đạt tới một giá trị chuyển vị mục tiêu đề ra mà không bị phá hoại như khung không được gia cố. Do các tính chất của khung BTCT khi có động đất xảy ra đã được biết (độ cứng ban đầu, độ cứng cát tuyến, độ dẻo, độ cản...) và chuyển vị mục tiêu của khung được gia cố có thể dự đoán được nên phương pháp thiết kế gia cố kháng chấn cho khung BTCT+EMP được lựa chọn là "phương pháp chuyển vị" - Displacement-Based Design [1] [9]. Ưu điểm của phương pháp này so với phương pháp dựa vào lực truyền thống là việc đánh giá chính xác hơn các đặc trưng của kết cấu khi có động đất ở cấp thiết kế xảy ra như độ cứng, độ dẻo độ cản tương đương, năng lượng hấp thụ địa chấn và chuyển vị thực tế của kết cấu... [1] [9] Quy trình thiết kế EMP dựa vào chuyển vị có thể tham khảo theo [1]. Các bước cơ bản như sau : -

Bước 1: Xác định chuyển vị mục tiêu của khung được gia cố (khung+EMP);

Bước 2: Xác định dạng chuyển vị, các tính chất của hệ một bậc tự do tương đương của khung+EMP từ đó xác định độ dẻo và độ cản tương đương của khung tại chuyển vị mục tiêu;

Bước 3: Giả thiết lực cắt đáy đơn vị tác dụng vào khung+EMP, phân bố lực cắt đáy này vào khung và vào EMP; xác định lực cắt tầng vào EMP từ tỷ lệ phân phối lực cắt đáy đơn vị;

Bước 4: Xác định chuyển vị dẻo hay độ lêch dẻo của EMP thông qua thư viện và công thức cơ bản về EMP từ đó đi xác định độ dẻo của EMP và độ cản tương đương của EMP khi đã biết chuyển vị mục tiêu;

131

Bước 5: Xác định độ dẻo tương đương của cả khung+EMP thông qua việc cân bằng mômen lật và độ dẻo của khung và của EMP, từ đó xác định độ cản tương đương của khung+EMP;

Bước 6: Xác định phổ chuyển vị thiết kế với cấp động đất cần thiết kế cho khung+EMP dựa vào độ cản, độ dẻo tương đương của khung+EMP ; xác định lực cắt đáy tác dụng vào khung+EMP;

Bước 7: Phân phối lực cắt đáy lên các mức sàn tầng từ đó lựa chọn và phân phối EMP theo các tỷ lệ về lực cắt;

Bước 8: Phân tích đàn hồi khung+EMP vừa được gia cố và so sánh các tính chất của khung với các giả thiết và tiêu chí thiết kế.

Để làm rõ hơn quy trình thiết kế EMP, một trong các trường hợp thiết kế được thể hiện ở Hình 11. Trong hình vẽ này, đường MRF là ứng xử (đường Pushover) của khung BTCT chưa được gia cố chịu động đất. Khung có thể bị sập đổ do phá hoại dòn bởi cắt trong dầm, cột, nút hay tầng mềm ở cấp động đất thiết kế nào đó gây ra, thể hiện qua điểm Brittle Failure trên hình vẽ. Chuyển vị mục tiêu của khung+EMP tại cấp động đất đó cần phải nhỏ hơn chuyển vị gây ra phá hoại cho khung. Giả sử rằng, chuyển vị mục tiêu của khung+EMP được lựa chọn là điểm Selected target Displacement trên hình vẽ. Dựa vào giá trị này, ta có thể xác định các đặc trưng của khung tại chuyển vị mục tiêu, từ đó đi giả thiết hình dạng biến dạng của khung+EMP chịu cấp động đất thiết kế như trong các bước nêu ở trên và phân phối tải trọng ngang lên khung và lên EMP. Sau đó, EMP sẽ được lựa chọn để phù hợp với tải trọng ngang phân bố lên các tầng. Giả sử ứng xử của EMP là đường EMP trong hình vẽ, thì ứng xử tổng thể là đường MRF+EMP. Trong trường hợp này, cả độ cứng và độ dẻo của EMP đều được huy động để chịu động đất ở cấp thiết kế.

Hình 11. Nguyên tắc thiết kế kháng chấn dung EMP theo phương pháp dựa vào chuyển vị Hình 12 cho thấy ý nghĩa của việc sử dụng EMP để gia cố khung BTCT. Hình vẽ này thể hiện một khung BTCT thuộc cấu hình 1 ở vùng động đất mạnh (PGA=0.3g) mà không được thiết kế kháng chấn. Đường EC2-0.3g-NoEMP thể hiện đường cong khả năng hay Pushover của khung. Khung này bị phá hoại dòn tại nút khung sau khi có chảy dẻo đầu tiên ở đâu đó. Điểm thể hiện 132

tại cấp động đất cần thiết kế (Performance point at 0.3g) nằm ra sau điểm phá hoại (điểm Failure at node), do đó khung sẽ bị phá hoại nếu có động đất xảy ra. EMP đã được thiết kế dựa theo quy trình nêu trên. Đường EC2-0.3g+EMP là đường cong khả năng của khung+EMP. Chúng ta dễ dàng nhận thấy rằng EMP làm tăng cả độ cứng, khả năng chịu lực lẫn độ dẻo của khung. Khung được gia cố vẫn bị phá hoại do nút, thể hiện qua điểm Failure at node trong đường EC20.3g+EMP, nhưng sự phá hoại này do động đất ở cấp cao hơn cấp động đất thiết kế gây ra. Điểm thể hiện của khung+EMP chịu động đất ở cấp thiết kế (PGA=0.3g) nằm trước điểm phá hoại do nút. Khung+EMP có độ dẻo lớn hơn vì trong trường hợp này cả độ dẻo của EMP và của khung đều được sử dụng để chịu động đất. 1800

Base shear (kN)

1500

Config .1

EC2-0.3g+EMP (if node retrofitted)

First yield

1200

EC2-0.3g+EMP-Failure at node Performance point at 0.3g

900 600

First yield

EC2-0.3g-NoEMP (if node retrofitted) Performance point at 0.3g

300 EC2-0.3g-NoEMP-Failure at node

0 0.00

0.50

1.00

1.50 2.00 2.50 Top displacements/total height(%)

3.00

3.50

Hình 12. Ví dụ về ứng xử của khung BTCT trước và sau khi gia cố bằng EMP theo Pushover 4 KẾT LUẬN Một số kết luận được đưa ra từ bài báo: -

EMP có khả năng gia cố kháng chấn khung BTCT một cách hiệu quả dựa trên việc tăng cường độ, độ cứng cũng như độ dẻo cho khung.

EMP nên được nghiên cứu kỹ hơn với các dạng hình học khác nhau để có thể áp dụng được trong thực tế, như có lỗ mở...

EMP nên được nghiên cứu thực nghiệm khi làm việc cùng với khung BTCT

Phương pháp dựa vào chuyển vị là phương pháp hiệu quả để thiết kế EMP khi các khiếm khuyết của khung BTCT đã được đánh giá địa chấn

Phương pháp dựa vào chuyển vị đánh giá một cách khá chính xác ứng xử của kết cấu khi động đất xảy ra, điều mà phương pháp dựa vào lực truyền thống chưa làm được.

Quy trình áp dụng để thiết kế EMP vẫn rất phức tạp, đòi hỏi khả năng cao của người kỹ sư thiết kế, vì thế quy trình này cần được nghiên cứu sâu hơn để có thể đơn giản hóa nó.

133

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Phung Ngoc Dung, 2011, Seismically Retrofitting Reinforced Concrete Moment Resisting Frames by Using Expanded Metal Panel, PhD thesis at University of Liege, http://orbi.ulg.ac.be/ 2. EN 1992-1-1:2004, Eurocode 2: Design of concrete structures - Part 1-1: General rules and rules for buildings. 3. EC8 - EN 1998-1:2004, Eurocode 8. Design of Structures for Earthquake Resistance. Part 1: General Rules, Seismic Actions and Rules for Buildings. CEN, European Committee for Standardisation. 4. Métal Déployé Belge s.a, ‘Le catalogue Métal Déployé’, édition 10/2003 5. ECCS 1986 - Recommended Testing Procedure for Assessing the Behaviour of Structural Steel Elements under Cyclic Loads 6. Phung Ngoc Dung, H. Degée, André Plumier - ‘Experiments of expanded metal panels under shear loading’ – 9th National Congress on theoretical and Applied Mechanics – May 2009. 7. Phung Ngoc Dung, H. Degée , André Plumier, International Conference on Stability and Ductility of Steel Structures - SDSS 9/2010, ‘Behaviour of expanded metal panels under shear loading’ 8. Phung Ngoc Dung, H. Degée , André Plumier, European Conference on Earthquake Engineering, ECEE 10/2010, ‘Retrofitting and upgrading reinforced concrete moment resisting frame by using Expanded metal panels’ 9. Priestley, M. J. N., Calvi, G.M., Kowalsky, M. J., “Displacement-Based Seismic Design of Structures”, IUSS PRESS, Pavia, Italy, 2007 10. CSI. SAP2000 V-9.0.3 – Berkeley (USA) - Computer and Structures Inc 11. SEISMOSTRUCT - Nonlinear Finite Analysis Program – Seismo Group – Version 5.0.1 – 17/01/2010 12. FINELG – Nonlinear Finite Analysis Program – University of Liege – Version 8.5 – 15/05/2002 13. GOSCA – Generation of Spectrum Compatible – University of Liege – V. Denoel – 4/2001 14. FEMA 356 – Prestandard and commentary for seismic rehabilitation of buildings. Washington DC; 2000 15. Eduardo C.Carvalho and EmaCoelho – “Numerical Investigations of R.C frames Designed in accordance with Eurocode 8”, September 1997. 16. Mazzolani, M. Federico, “Seismic upgrading of RC buildings by advanced techniques, The ILVAIDEM Research Project”, Polimetrica International Scientific Publisher, 2006

134

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

THẾT KẾ CÁC KHUNG BÊ TÔNG CỐT THÉP CHỊU MÔ MEN THEO CẤP ĐỘ BỀN DẺO THẤP (DCL) CÓ THỂ KHÔNG AN TOÀN Phùng Ngọc Dũng* TÓM TẮT: Thiết kế với cấp độ dẻo thấp DCL trong Eurocode 8 [3] được thực hiện với giá trị nhỏ nhất của hệ số ứng xử q = 1.5: tác động động đất được thiết lập theo Eurocode 8 nhưng việc kiểm tra thiết kế được thực hiện với tiêu chuẩn cho các tác động không kể đến động đất. Kết cấu vì vậy được thiết kế cho cường độ chứ không phải cho độ dẻo. Thiết kế theo DCL thường được khuyên dùng để thiết kế cho các công trình trong các vùng có động đất thấp, nhưng nó không phải là sự ép buộc trong tiêu chuẩn. Việc đánh giá một số công trình được giới thiệu trong bài toán này cho thấy rằng thiết kế theo DCL cho khung bê tông cốt thép chịu mô men có thể không an toàn nếu gia tốc nền tại móng γIagRS bằng hoặc lớn hơn 0.15g, bởi vì việc kiểm tra khả năng chịu cắt của nút không được giải thích cụ thể trong các tiêu chuẩn không tính đến kháng chấn. Phương pháp “thanh chống giằng” có thể được sử dụng, nhưng không có chỉ dẫn nào được đưa ra để làm thể nào áp dụng trong trường hợp này. TỪ KHÓA: DCL, Pushover, khung BTCT.

1 GIỚI THIỆU Thiết kế theo DCL trong EC8 tương ứng với việc thiết kế sử dụng giá trị tối thiểu của hệ số ứng xử q = 1.5: tải trọng động đất được xác định theo EC8 [3], nhưng không có bất kỳ một tiêu chí thiết kế hoặc kiểm tra nào khác của tiêu chuẩn đó được áp dụng, tất cả các kiểm tra được thực hiện như trong các tiêu chuẩn bình thường không có động đất. Đối với kết cấu bê tông cốt thép, điều này có nghĩa là kết cấu được thiết kế chỉ theo EC2 [2]. Kết cấu được thiết kế cho cường độ chứ không phải cho độ dẻo. EC8 [3] đề xuất rằng thiết kế theo DCL chỉ nên được áp dụng cho các vùng có cấp động đất thấp, có nghĩa rằng gia tốc nền tại móng γIaGRS nhỏ hơn 0.1g nhưng đó không phải là sự bắt buộc. Các phụ lục quốc gia theo EC8 có thể sử dụng các yêu cầu chặt chẽ hơn nhưng không phải tất cả các quốc gia đều như vây. Như vậy trong những quốc gia đó người thiết kế có thể đặt ra vấn đề: tại sao không sử dụng thiết kế DCL trong các vùng động đất lớn và trung bình. Cách tiếp cận này dường như hấp dẫn hơn với lý do “tốt”: công việc thiết kế ít hơn và cảm giác rằng thiết kế theo DCL, mà theo đó sẽ tạo ra các tiết diện bê tông lớn hơn và các ứng xử đàn hồi hoàn toàn, cuối cùng có thể tạo ra khả năng chịu lực tốt hơn các thiết kế phân tán DCH hay DCM mà sẽ không bị hư hỏng khi chịu động đất. Tuy nhiên, việc đánh giá các công trình trình bày sau đây cho thấy rằng thiết kế theo DCL cho các khung bê tông cốt thép chịu mô men có thể không an toàn vì một bước kiểm tra quan trọng bị bỏ qua: khả năng chịu cắt của mối nối dầm cột. 2 CÁC KẾT CẤU THAM CHIẾU VÀ CÁC KIỂM TRA THIẾT KẾ Trong một nghiên cứu tại trường đại học Liege, một loạt các khung BTCT chịu mô men đã được *

Phùng Ngọc Dũng, Trường Đại học Kiến trúc Hà nội, phungngocdung@gmail.com, +84 913022338

135

thiết kế. Mục đích chính của công việc nói trên là đánh giá khả năng sử dụng tấm tường thép có lỗ để gia cố các kết cấu khung BTCT mà có thể không được thiết kế kháng chấn hoặc thiết kế kháng chấn với cấp động đất bé hơn yêu cầu và phát triển một phương pháp thiết kế cho việc sử dụng loại kết cấu này trong khung; vấn đề này sẽ không được trình bày ở đây; Các khung BTCT dùng để tham khảo có thể tìm thấy theo Phùng Ngọc Dũng, 2011[1]. Các tham số thiết kế là: -

Các điều kiện địa chấn và địa chất khác nhau, với các gia tốc nền tại móng của kết cấu γIagRS tương ứng là 0.05g, 0.15g và 0.3g và các nền đất B, C và D theo định nghĩa của EC8; Các cấp độ dẻo khác nhau khi thiết kế DCL hoặc DCM; Số lượng tầng khác nhau, như chỉ ra ở hình 1 và bảng 1

Hình 1. Các khung tham chiếu được thiết kế theo EC2, EC2 và EC8 [1] Tất cả các tiết diện được thiết kế theo EC2 [2] (thiết kế theo DCL) hoặc theo cả EC2 [2] và EC8 [3] (thiết kế theo DCM). Các kích thước của dầm và cột cho trong bảng 1.Tất cả các dầm có tiết diện chữ T với chiều dày sàn 0.15m. Kết quả thiết kế cốt thép được trình bày trong bảng 2 (Table 2). Tất cả các khung được thiết kế có khả năng chịu cắt lớn sao cho dưới tác dụng của động đất 136

không có sự phá hoại nào do cắt xảy ra trong dầm và cột. Các vùng tới hạn, mà không tường minh trong thiết kế DCL, được khống chế bởi biến dạng uốn. Bảng 1. Tiết diện các cấu kiện bê tông cốt thép chính trong các cấu hình khung (configurations) Tên cấu hình

Số tầng

Kích thước tiết diện cột (m) cho các cấp động đất thiết kế 0.05g

0.15g

Kích thước tiết diện dầm (m)

Configuration 1

0.30x0.30

0.35x0.35

0.35x0.25

Configuration 2

0.35x0.35

0.35x0.25

Configuration 3

0.60x0.60

0.40x0.25

Configuration 4

0.60x0.60

0.40x0.25

Bảng 2. Chi tiết cốt thép các cấu kiện bê tông cốt thép trong trong các cấu hình khung Cấu hìnhPGA thiết kế

Tầng

1-0.05g

Cốt thép dầm (mm2) Từ thiết kế

Cốt thép cột (mm2)

Lựa chọn

Trên

Dưới

Trên

Dưới

1002

460

12Φ8+2Φ16(1005)

3Φ14 (462)

8Φ20 (2513)

2-3

826

445

12Φ8+2Φ16(1005)

3Φ14 (462)

8Φ20 (2513)

1332

750

12Φ10+3Φ16(1546)

3Φ18 (763)

8Φ25 (3927)

2-3

1332

750

12Φ10+3Φ16(1546)

3Φ18 (763)

8Φ25 (3927)

2-0.05g

1-6

1060

448

12Φ10+2Φ10(1100)

3Φ14 (462)

8Φ18 (2034)

2-0.15g

1-6

1474

887

12Φ10+3Φ20(1885)

3Φ20 (942)

8Φ25 (3927)

3-0.05g

1-8

881

332

12Φ10+2Φ10(1100)

3Φ14 (462)

12Φ20 (3770)

3-0.15g

1-8

1600

945

12Φ10+3Φ20(1885)

4Φ20 (1257)

12Φ20 (3770)

4-0.05g

1-10

1065

351

12Φ10+2Φ10(1100)

3Φ14 (462)

12Φ20 (3770)

4-0.15g

1-10

1605

953

12Φ10+3Φ20(1885)

4Φ20 (1257)

12Φ20 (3770)

1-0.15g

Tất cả các tiết diện được thiết kế theo EC2 [2] (thiết kế theo DCL) hoặc theo cả EC2 [2] và EC8 [3] (thiết kế theo DCM). Các kích thước của dầm và cột cho trong bảng 1.Tất cả các dầm có tiết 137

diện chữ T với chiều dày sàn 0.15m. Kết quả thiết kế cốt thép được trình bày trong bảng 2 (bảng 2). Tất cả các khung được thiết kế có khả năng chịu cắt lớn sao cho dưới tác dụng của động đất không có sự phá hoại nào do cắt xảy ra trong dầm và cột. Các vùng tới hạn, mà không tường minh trong thiết kế DCL, được khống chế bởi biến dạng uốn. Không có sự kiểm tra nào theo lực cắt đề xuất trong EC2 cho vùng giao giữa dầm và cột hay các nút. Điều này cũng tương tự như việc thiết kế DCL trong EC8 cho khung BTCT chịu mô men. Vấn để nảy sinh ở chỗ sẽ có trạng thái giới hạn về cường độ trong nút dầm-cột mà khi thiết kế theo DCL đã bỏ qua, đó là sư phá hoại của nút do lực cắt. Các nút chịu lực cắt lớn trong tổ hợp động đất vì các mô men uốn trong các đầu dầm tạo ra một tổng lực cắt cục bộ trong nút mà khi thiết kế tổng thể kết cấu không được xem xét tới. Hình 2 thể hiện tình huống thiết kế này. Lực cắt phát sinh trong nút V, được tạo bởi các giá trị mô men thiết kế M+left (bên trái) và M-right (bên phải) tại các đầu dầm bằng với:

VEd

+ − M left + M right

Trong đó: hw là chiều cao của dầm. Các tiêu chí thiết kế cho tình huống lực cắt đó tại điều 5.4.3.3 của thiết kế theo DCM trong EC8: cốt thép đai gia cường trong nút không nên bé hơn giá trị được chỉ định trong vùng tới hạn của cột; nếu các dầm ngàm vào nút từ bốn phía và bề rộng của chúng ít nhất bằng ¾ kích thước tiết diện ngang song song của cột thì khoảng cách của của các cốt đai chống nở ngang này của nút có thể tăng gấp đôi so với vùng tới hạn của cột, nhưng không vượt quá 150mm. Các tiêu chí này là tiêu chí cấu tạo mà không cần tính toán, tuy nhiên các biểu thức tính toán được cho trong các tiêu chí thiết kế cho DCH. Hai biểu thức khác nhau có thể sử dụng để xác định cốt đai gia cường dùng để cung cấp khả năng chịu cắt cho nút; các biểu thức này cung cấp kết quả khác nhau, có thể vì vấn đề này chưa được nghiên cứu kỹ càng. Trong nghiên cứu này cho việc thiết kế theo DCL chịu động đất, để kiểm tra khả năng chịu cắt của nút không được gia cường cốt đai chống nở ngang mô hình “thanh chống giằng – struts and ties” được lựa chọn, vì phương pháp này được đề xuất trong EC2 và có thể tham chiếu tới thiết kế theo DCL. Khả năng chịu lực của nút dựa vào miền nén hữu ích, đó chính là thanh chống giằng bê tông (hình 2). Bề rộng hiệu quả của thanh chống giằng chịu nén, beff được xác định theo:

beff = 0.2l dia = 0.2 hw2 + hc2

(1)

Trong đó: ldia là chiều dài đường chéo của nút và hc là chiều cao tiết diện cột. Khả năng chịu nén của thanh chống giằng, Rstrut, được xác đinh theo:

Rstrut = νf cd beff bc = 0.5 f cd 0.2bc hw2 + hc2

138

(2)

Hình 2. Lực nén trong thanh chống tạo ra bởi mô men uốn do động đất tại các nút giữa 3 ĐÁNH GIÁ ỨNG XỬ ĐỊA CHẤN CỦA CÁC KHUNG ĐƯỢC THIẾT KẾ Phân tích Pushover được định nghĩa trong EC8 phần 1 và 3 được sử dụng để đánh giá các kết cấu được thiết kế. Phương pháp này dựa theo các bước trong phương pháp N2 bởi Faijar 2000. Quy trình chi tiết của phương pháp có thể tham khảo tại Phung Ngoc Dung, 2011 [1]. Phương pháp này xác định đối với mỗi kết cấu một điểm ứng xử tương ứng với chuyển vị tối thiểu mà kết cấu đó phải đạt được để tránh bị phá hoại dưới tác động của một cấp động đất nào đó. Mô hình tính toán theo Pushover này tính đến các đặc trưng cụ thể của mỗi kết cấu, như hàm lượng cốt thép và độ dẻo chịu uốn. Các đường cong pushover và các điểm ứng xử tương ứng với các thiết kế DCL và với các gia tốc nền tại móng bằng 0.05g và 0.15g cho trên hình 3 đến hình 10.

Hình 3. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 1 – thiết kế theo DCL cho 0.05g 139

Hình 4. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 1 – thiết kế theo DCL cho 0.15g

Hình 5. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 2 – thiết kế theo DCL cho 0.05g

Hình 6. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 2–thiết kế theo DCL cho 0.15g 140

Hình 7. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 3–thiết kế theo DCL 0.05g

Hình 8. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 3 – thiết kế theo DCL cho 0.15g

Hình 9. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 4 – thiết kế theo DCL cho 0.05g 141

Hình 10. Đường cong Pushover và điểm ứng xử cho cấu hình 4 – thiết kế theo DCL cho 0.15g 4 ĐÁNH GIÁ VÀ KẾT LUẬN Quan sát các biểu đồ trong các hình từ hình 3 đến hình 10, ta thấy rằng thiết kế DCL là thỏa mãn cho gia tốc nền đỉnh thiết kế tại móng bằng 0.05g, khi tất cả các phá hoại xảy ra với các chuyển vị lớn hơn 1.5 lần chuyển vị tại điểm ứng xử của kết cấu. Tuy nhiên thiết kế theo DCL là vấn đề cần xem xét nếu cho các gia tốc nền đỉnh thiết kế bằng với 0.15g. Có thể nhận thấy: -

Sự phá hoại tại nút dầm cột xảy ra cho các chuyển vị mà chúng nhỏ hơn chuyển vị tại điểm ứng xử cho các kết cấu cấu hình 1 và 2; và sự phá hoại nút nói chung tạo ra sự phá hoại tổng thể của kết cấu;

Sự phá hoại tại nút xảy ra tại các chuyển vị ngay phía trên chuyển vị của điểm ứng xử cho các kết cấu thuộc cấu hình 3 và 4.

Tuy có sự không chắc chắn trong việc đánh giá khả năng chịu cắt của nút, và các kết quả cũng chưa được đảm bảo bởi các mô hình toán đại số hay mô phỏng chi tiết về ứng xử của nút, chúng ta có thể kết luận rằng thiết kế theo cấp độ dẻo thấp DCL là không an toàn cho gia tốc nền tại móng khoảng trên dưới 0.15g. Kết luận này cần được cân nhắc kỹ khi thiết kế. Về mặt ứng dụng chúng ta có thể thực hiện theo một số cách sau: -

Cách thứ nhất nên đề xuất thay đổi việc hạn chế sử dụng thiết kế theo DCL thành điều khoản bắt buộc, ví dụ như hạn chế tuyệt đối cho việc thiết kế sử dụng DCL cho các vùng địa chấn có PGA thiết kế lớn nhất, ví dụ 0.1g; Một cách khác là đề xuất tạo ra một loại cấp độ dẻo thiết kế mới DCL+, với một số yêu cầu cụ thể về cấu tạo và thiết kế.Các yêu cầu về thiết kế nút có thể là nút trong thiết kế DCL cho khung MRFs có thể sử dụng mô hình thanh chống giằng như đề xuất ở mục 2.Tuy nhiên cần nhấn mạnh ở đây rằng biểu thức trên cần được chứng thực dựa trên các kết quả thí nghiệm;

142

Một cách khác mà có thể áp dụng đó là đưa các quy định của cấu tạo DCM cho nút vào tiêu chí cho cấp độ dẻo DCL+. Các yêu cầu khác, liên quan tới các cơ chế phá hoại dòn khác, cũng nên được bổ sung cho cấp độ dẻo DCL+. Chúng có thể dựa trên chiều dài đoạn nối, hàm lượng cốt thép tối đa…

Các biểu đồ trên cũng cho thấy rằng các nút dầm cột với khả năng chịu cắt tốt có thể thay đổi lớn ứng xử của kết cấu; tuy nhiên cũng cần nhìn nhận rằng công việc gia cố nút là không hề dễ dàng. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Phung Ngoc Dung, 2011, Seismically Retrofitting Reinforced Concrete Moment Resisting Frames by Using Expanded Metal Panel, PhD thesis at University of Liege, http://orbi.ulg.ac.be 2. EN 1992-1-1:2004, Eurocode 2: Design of concrete structures - Part 1-1: General rules and rules for buildings. 3. EN 1998-1:2004, Eurocode 8. Design of Structures for Earthquake Resistance. Part 1: General Rules, Seismic Actions and Rules for Buildings. CEN, European Committee for Standardization.

143

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT SỐ KẾT QUẢ BƯỚC ĐẦU TRONG NGHIÊN CỨU, TRIỂN KHAI CỦA PHÒNG NGHIÊN CỨU PHÒNG CHỐNG CHÁY CHO NHÀ VÀ CÔNG TRÌNH Nguyễn Cao Dương*, Hoàng Anh Giang, Phạm Minh Điền TÓM TẮT: Bài viết trình bày ý nghĩa và sự cần thiết của việc tổ chức xây dựng một bộ môn nghiên cứu mới trong ngành xây dựng Việt nam: Bộ môn Nghiên cứu Phòng cháy, chống cháy cho nhà và công trình; Giới thiệu những bước đi ban đầu của việc xây dựng bộ môn tại Viện chuyên ngành Kết cấu Công trình Xây dựng, Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng, với nhiệm vụ trọng tâm là nghiên cứu lập và thực hiện dự án nhà nước đầu tư: Xây dựng Phòng Thí nghiệm Phòng chống cháy (giai đoạn 2000-2005). Tiếp đó, bài viết giới thiệu các kết quả bước đầu trong hoạt động nghiên cứu triển khai của bộ môn, phục vụ kịp thời các yêu cầu mới của quản lý nhà nước đối với công tác phòng cháy chữa cháy, phục vụ hiệu quả các yêu cầu của sản xuất, cũng như triển khai ứng dụng khoa học kỹ thuật phòng cháy chống cháy vào thực tế. TỪ KHÓA: phòng cháy, chống cháy, chịu lửa, an toàn cháy.

1 GIỚI THIỆU “Phòng cháy, chống cháy” là một lĩnh vực khoa học công nghệ, khi triển khai áp dụng cho các công trình xây dựng, nó được tiếp cận bằng hai nhóm giải pháp có liên quan mật thiết với nhau, đó là giải pháp phòng cháy và giải pháp chống cháy. “Phòng cháy” là tổ hợp các giải pháp được nghiên cứu xác định cho mỗi công trình cụ thể, để trong quá trình khai thác sử dụng không để xảy ra sự cố cháy. “Chống cháy” là tổ hợp các giải pháp được nghiên cứu xác định cho mỗi công trình cụ thể, để khi có sự cố cháy xảy ra, công trình có đủ khả năng đảm bảo cho việc khống chế lan truyền cháy, nhanh chóng phát hiện và dập tắt đám cháy, ngăn chặn các yếu tố nguy hiểm cháy tác động đến con người và hạn chế thấp nhất thiệt hại vật chất cho công trình. Như vậy, giải pháp phòng cháy, chống cháy được nghiên cứu lựa chọn phù hợp cho từng đối tượng công trình, tùy thuộc vào đặc điểm sử dụng và quy mô của công trình. Các giải pháp phòng cháy, chống cháy không tách biệt mà thường nằm ngay trong các giải pháp kỹ thuật khác của công trình như: quy hoạch mặt bằng, bố trí không gian kiến trúc; cấu tạo kết cấu và sử dụng vật liệu, bố trí công nghệ sản xuất trong công trình; các giải pháp kỹ thuật về điện, nước, cấp gas, cấp nhiệt, thông gió, điều hòa không khí, hút khói, báo cháy, dập cháy,... Bởi vậy, vấn đề phòng cháy, chống cháy cho nhà và công trình đòi hỏi phải được nghiên cứu hết sức bài bản, với một đội ngũ cán bộ khoa học kỹ thuật đông đảo, có chuyên môn kỹ thuật nhiều mặt và phải có hệ thống các phòng thí nghiệm phòng chống cháy tương ứng, đồng bộ và hiện đại. Những yêu cầu như vậy, ở các nước tiên tiến hiện nay, có thể nói đã được giải quyết khá đầy đủ và toàn diện. Nó không chỉ thể hiện ở bề dầy kinh nghiệm lâu đời của họ, mà còn thể hiện ở chỗ họ vẫn tiếp tục không ngừng bổ sung, hoàn thiện cả về lý luận và kinh nghiệm thực tiễn trong giải quyết vấn đề an toàn cháy cho nhà và công trình phù hợp với sự phát triển của nền kinh tế và trình độ khoa học công nghệ ở mỗi nước.

Nguyễn Cao Dương, Viện KHCN Xây dựng, duongoanhphuong@yahoo.com, +84 913.096.472

144

Ở nước ta thời gian qua, cùng với với sự phát triển của nền kinh tế, sự nguy hiểm về cháy và thiệt hại do cháy gây ra cũng “phát triển” theo. Trước tình hình đó, vấn đề quản lý nhà nước đối với công tác phòng cháy, chữa cháy đã luôn được chú trọng và nâng cao. Song, nhìn từ góc độ khoa học kỹ thuật về phòng cháy, chống cháy, đặc biệt trong ngành xây dựng của chúng ta thì còn rất nhiều bất cập. Đội ngũ cán bộ khoa học kỹ thuật về phòng cháy, chống cháy còn quá mỏng. Hệ thống quy chuẩn, tiêu chuẩn về phòng cháy, chống cháy cho nhà và công trình còn thiếu nhiều và không đồng bộ. Cơ sở vật chất khoa học kỹ thuật về phòng cháy chống cháy, đặc biệt là các phòng thí nghiệm phòng cháy chống cháy dường như chưa có gì (vào đầu những năm 2000). Rõ ràng, với tình hình như vậy, nếu không được cải thiện, chúng ta không thể có một nền tảng khoa học kỹ thuật bền vững cho việc giải quyết các vấn đề an toàn cháy cho nhà và công trình đáp ứng yêu cầu của tiến trình phát triển kinh tế đất nước và hội nhập quốc tế, trước mắt cũng như lâu dài. Từ đòi hỏi cấp bách đó của thực tế, vào đầu những năm 2000 (giai đoạn 2000-2005), Viện KHCN Xây dựng đã được giao nhiệm vụ xây dựng bộ môn nghiên cứu phòng cháy, chống cháy cho nhà và công trình (gọi tắt là Phòng Nghiên cứu Phòng chống cháy) thông qua việc thực hiện dự án nhà nước đầu tư: “Xây dựng phòng thí nghiệm phòng chống cháy”. Đơn vị trực tiếp thực hiện nhiệm vụ là Viện chuyên ngành Kết cấu Công trình Xây dựng. 2 BƯỚC ĐI BAN ĐẦU CÓ Ý NGHĨA QUYẾT ĐỊNH CỦA SỰ HÌNH THÀNH BỘ MÔN Trước hết, cần khẳng định: một nhân tố vô cùng quan trọng có ý nghĩa quyết định cho sự hình thành và phát triển bộ môn nghiên cứu Phòng chống cháy tại Viện KHCN Xây dựng, đó là có sự đầu tư của nhà nước cho dự án: “Xây dựng phòng Thí nghiệm phòng chống cháy” (giai đoạn 2000-2005). Đây là một cơ hội “vàng” giúp nâng cao năng lực nghiên cứu, triển khai cho Viện chuyên ngành Kết cấu CTXD, mặc dù nhiệm vụ đặt ra cho Viện không ít khó khăn. Từ một xuất phát điểm gần như chưa có gì, từ kiến thức đến kinh nghiệm thực tế, đòi hỏi phải bắt tay nghiên cứu, xây dựng một phòng thí nghiệm phòng chống cháy đồng bộ và hiện đại, làm cơ sở cho việc hình thành một bộ môn nghiên cứu triển khai ứng dụng khoa học kỹ thuật về phòng cháy chống cháy cho nhà và công trình. Bộ môn phải bắt kịp được ở mức cần thiết trình độ khoa học công nghệ tiên tiến trên thế giới, đáp ứng được các yêu cầu cấp bách trong việc phục vụ quản lý nhà nước của Bộ, của ngành đối với công tác phòng cháy chữa cháy, đồng thời phục vụ hiệu quả các yêu cầu của sản xuất và ứng dụng khoa học kỹ thuật phòng cháy chống cháy vào thực tế. Xoay quanh mục tiêu trên, theo chỉ đạo của Viện KHCN Xây dựng, Viện chuyên ngành kết cấu CTXD đã tập trung thực hiện một số nhiệm vụ cơ bản như: Tập hợp một nhóm cán bộ nghiên cứu, nhanh chóng trang bị các kiến thức cơ bản, cần thiết nhất trong lĩnh vực an toàn cháy cho nhà và công trình. Tìm hiểu các hệ thống Quy chuẩn, Tiêu chuẩn về an toàn cháy của các nước tiên tiến và hiện trạng của Việt Nam. Đặc biệt là tìm hiểu các phương pháp thí nghiệm chịu lửa, các thiết bị thí nghiệm chịu lửa tiên tiến trên thế giới. Từ đó nghiên cứu lựa chọn một mô hình phòng thí nghiệm phòng chống cháy đồng bộ, hiện đại, có quy mô và năng lực phù hợp với yêu cầu đặt ra của dự án. Cần nói thêm, để thực hiện tốt nhiệm vụ đặt ra, bên cạnh sự quan tâm, chỉ đạo sát sao của các cấp, đơn vị thực hiện còn nhận được sự hỗ trợ tích cực của các đơn vị trong nước về kiến thức và 145

kinh nghiệm như Cục Cảnh sát PCCC, trường Đại học PCCC. Đồng thời trong quá trình lập và thực hiện dự án, đơn vị thực hiện cũng đã có sự hỗ trợ, hợp tác của nhiều chuyên gia, tư vấn nước ngoài như: APAVE – LYONAISE (Pháp), NFPA (Mỹ), PROMAT (Malaysia), Đại học Tổng hợp Melbourne (Úc)...

Hình 1. Hệ thống lò đốt phục vụ cho thí nghiệm khả năng chịu lửa của cấu kiện theo phương đứng và phương ngang Năm 2005, theo đúng kế hoạch và mục tiêu đặt ra, phòng thí nghiệm phòng chống cháy của Viện KHCN Xây dựng đã được hoàn tất và chính thức đưa vào hoạt động (2006), có quy mô và trang thiết bị thí nghiệm cơ bản như sau: − Nhà thí nghiệm có diện tích sử dụng trên 1600m2, bố trí thành 2 khu vực thí nghiệm chính: khu vực thí nghiệm cấu kiện kết cấu và khu vực thí nghiệm vật liệu xây dựng. − Khu vực thí nghiệm cấu kiện kết cấu được bố trí ở tầng 1 (Hình 1) với hai hệ thống lò đốt thí nghiệm, một hệ thống lò cho thí nghiệm các cấu kiện đặt ngang (kích thước mặt lò 3m x 4m); một hệ thống lò cho thí nghiệm các cấu kiện đặt đứng (kích thước mặt lò 3m x 3m). Khu vực này có hệ cầu trục 10Tấn phục vụ lắp đặt mẫu. Các lò đốt thí nghiệm dùng để thí nghiệm xác định khả năng chịu lửa của các cấu kiện kết cấu và bộ phận công trình. − Khu vực thí nghiệm vật liệu xây dựng được bố trí ở tầng 2 của nhà thí nghiệm, với nhiều thiết bị thí nghiệm đốt vật liệu. Các thiết bị thí nghiệm này dùng để thí nghiệm xác định các đặc trưng cháy của vật liệu xây dựng, vật liệu nội thất trong công trình như: tính không cháy, tính bắt cháy, tính lan cháy, khả năng tỏa nhiệt, khả năng sinh khói và độc tố,... − Tất cả các hệ thống lò đốt thí nghiệm cho cấu kiện xây dựng và thiết bị thí nghiệm đốt vật liệu khi thực hiện thí nghiệm đều được điều khiển tự động hoàn toàn, đáp ứng đầy đủ các yêu cầu về phương pháp và quy trình thí nghiệm tiên tiến hiện nay (châu Âu, Mỹ...). 146

Việc hoàn thành và đưa phòng thí nghiệm phòng chống cháy vào hoạt động có ý nghĩa rất lớn cho công tác nghiên cứu triển khai ứng dụng khoa học kỹ thuật về phòng cháy chống cháy ở Việt Nam, giải quyết được nhiều vấn đề mới đặt ra, mang lại hiệu quả rõ rệt về kinh tế và kỹ thuật cho thực tế: − Chúng ta đã có thể chủ động quản lý kiểm soát được chất lượng sản phẩm xây dựng, khi sản phẩm có yêu cầu kỹ thuật đảm bảo an toàn cháy theo đúng quy định của quy chuẩn Việt Nam đặt ra, đặc biệt đối với các sản phẩm nhập ngoại mà trước đây chúng ta chỉ có thể dựa vào các chứng chỉ chất lượng từ bên ngoài. − Phòng thí nghiệm có thể giúp cho các đơn vị sản xuất trong nước có điều kiện thuận lợi trong việc nghiên cứu, sản xuất và khẳng định chất lượng sản phẩm của mình mà không cần phải đưa ra nước ngoài thí nghiệm rất tốn kém như trước đây. 3 MỘT SỐ KẾT QUẢ BƯỚC ĐẦU CỦA BỘ MÔN TRONG NGHIÊN CỨU, TRIỂN KHAI, ỨNG DỤNG KHOA HỌC KỸ THUẬT PHÒNG CHÁY CHỐNG CHÁY 3.1 Tham gia tích cực trong công tác phục vụ quản lý nhà nước về PCCC + Chủ trì biên soạn Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia về an toàn cháy cho nhà và công trình (QCVN 06:2010/BXD) (Hình 2); + Tham gia biên soạn các quy chuẩn kỹ thuật Quốc gia cho nhà và công trình (phần an toàn cháy cho công trình ngầm, nhà chung cư, nhà văn phòng, nhà thương mại...); tham gia soạn thảo các yêu cầu kỹ thuật an toàn cháy cho các công trình quan trọng; tư vấn giải quyết các vấn đề kỹ thuật phát sinh nhằm đảm bảo yêu cầu an toàn cháy của công trình; + Biên soạn các tiêu chuẩn kỹ thuật về an toàn cháy: các tiêu chuẩn tính toán thiết kế kết cấu chịu lửa, tiêu chuẩn thí nghiệm đốt các sản phẩm và vật liệu xây dựng... Có thể nói, vấn đề nghiên cứu biên soạn để có được một hệ thống đầy đủ các quy chuẩn, tiêu chuẩn kỹ thuật về an toàn cháy là một công việc rất lớn ở nước ta hiện nay. Nó đòi hỏi phải huy động được đông đảo đội ngũ cán bộ khoa học kỹ thuật chuyên sâu ở nhiều ngành, nhiều lĩnh vực kỹ thuật khác nhau tham gia mới có thể làm được. Một số việc cần được thực hiện trong thời gian tới như: − Biên soạn các quy chuẩn kỹ thuật an toàn cháy trong thiết kế, thi công và khai thác, sử dụng cho các công trình có quy mô lớn, phức tạp, các công trình đặc thù chuyên ngành (công trình siêu cao tầng, công trình đa năng, công trình giao thông và phương tiện giao thông, công trình xăng dầu, khí hóa lỏng, hầm lò, bảo quản nhiên liệu, hóa chất, vật liệu nổ,...). − Biên soạn các tiêu chuẩn kỹ thuật đi sâu vào các phương pháp tính toán, thiết kế, lắp đặt, kiểm tra, thí nghiệm, bảo trì... đảm bảo an toàn cháy cho vật liệu và kết cấu công trình, cho các hệ thống kỹ thuật công trình: thông gió, thoát khói, thang máy chữa cháy, hệ thống điện, cấp nhiệt, cấp gas... phù hợp với từng đối tượng công trình. − Biên soạn các tiêu chuẩn gia công công nghệ có sử dụng các chất dễ cháy, sinh nhiệt (hàn, cắt, nén khí, đốt, phun phủ, động cơ...). − ....

147

Hình 2. Những Quy chuẩn kỹ thuật quốc gia đã ban hành, có sự tham gia của Phòng NC PCC 3.2 Phục vụ hiệu quả cho sản xuất và xây dựng Từ khi chính thức đưa vào hoạt động (2006), Phòng thí nghiệm phòng chống cháy ngày càng được biết đến như một địa chỉ tin cậy ở trong nước cũng như ở nước ngoài. Phòng thí nghiệm đã thực hiện hàng trăm thí nghiệm kiểm tra, đánh giá tính năng chịu lửa của cấu kiện kết cấu, bộ phận công trình và xác định các đặc trưng cháy của vật liệu xây dựng. Nhiều khách hàng nước ngoài đã trở thành quen thuộc của phòng thí nghiệm như: Promat (Malaysia), Sanwa (Nhật), Bunka Shutter (Nhật), Nippon Panel (Thái Lan)... Một số dạng thí nghiệm được phòng thí nghiệm thực hiện phục vụ sản xuất và xây dựng trong trời gian qua như: − Thí nghiệm xác định khả năng chịu lửa của các cấu kiện có cấu tạo kết cấu và vật liệu mới (tường gạch không nung, tấm tường bê tông cường độ cao, vách nhẹ thạch cao, tấm 3D, vách kính chịu lửa, vách ngăn trên tàu thủy,...), kể cả những thí nghiệm có tính chất tổ hợp nhiều tính năng thí nghiệm như thí nghiệm chịu lửa hệ thống ống thông gió và điều hòa không khí (Hình 3).

(b) (a) Hình 3. Thí nghiệm khả năng chịu lửa của (a) hệ thống vách kính và (b) ống dẫn của hệ thống thông gió và điều hòa không khí 148

− Thí nghiệm xác định tính ngăn lan cháy và bảo vệ chống cháy của các chi tiết và vật liệu kỹ thuật (van chặn lửa trong các kênh dẫn khí, vật liệu chèn bịt các lỗ thông trên tường, sàn; vật liệu phun phủ làm tăng khả năng chịu lửa của kết cấu thép...) – Hình 4

(b)

(a)

(c) Hình 4. Thí nghiệm khả năng chịu lửa của (a) Hệ thống chèn bịt chặn lửa qua lỗ thông tường; (b) Vật liệu bọc bảo vệ tính chịu lửa cho kết cấu thép và (c) Van chặn lửa − Thí nghiệm xác định khả năng chịu lửa của các loại cửa đi với nhiều dạng cấu tạo và vật liệu khác nhau (cửa đi, cửa cuốn, cửa tầng thang máy, cửa trên tàu thủy,... ). Một số loại cửa còn được phòng nghiên cứu mở rộng năng lực thiết bị để thí nghiệm các chỉ tiêu làm việc khác như: tính kín khít (ngăn khói, khí độc), lực đóng mở, chu kỳ đóng mở... (Hình 5)

(a) (b) Hình 5. Thí nghiệm khả năng chịu lửa của (a) cửa đi panel kính, khung thép và (b) cửa cuốn − Thí nghiệm xác định các đặc trưng cháy của vật liệu xây dựng, vật liệu hoàn thiện: tính không cháy, tính bắt cháy, tính lan cháy, mức tỏa nhiệt, sinh khói và độc tố... Hình 6. 149

(a) (b) Hình 6. Thí nghiệm đặc tính cháy của vật liệu (a) Tính không cháy và (b) Tính cháy lan Một mảng công việc nghiên cứu triển khai khác cũng được phòng nghiên cứu phòng chống cháy chú trọng thực hiện và có hiệu quả tốt trong thời gian qua là nghiên cứu, tư vấn thiết kế công trình đảm bảo an toàn cháy; khảo sát đánh giá hư hỏng công trình và đề xuất giải pháp sửa chữa, gia cường cho công trình sau hỏa hoạn (Hình 7).

Hình 7. Khảo sát đánh giá mức độ hư hỏng của kết cấu công trình sau hỏa hoạn 4 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ Cùng với việc đầu tư xây dựng Phòng thí nghiệm phòng chống cháy, nhà nước còn giành một nguồn kinh phí không nhỏ cho Viện KHCN Xây dựng thực hiện các dự án đầu tư chiều sâu và đầu tư đồng bộ các phòng thí nghiệm trọng điểm khác của Viện. Sự đầu tư đó của Nhà nước cũng đã thể hiện thực sự hiệu quả thông qua các kết quả hoạt động nghiên cứu triển khai trên mọi lĩnh vực chuyên môn của Viện. Các kết quả bước đầu của Phòng nghiên cứu phòng chống cháy thể hiện một phần nhỏ hình ảnh phát triển chung của Viện KHCN Xây dựng thời gian qua. Với vai trò là một viện nghiên cứu đầu ngành của ngành xây dựng, sự đầu tư của nhà nước cho các phòng thí nghiệm trọng điểm ở Viện KHCN Xây dựng (trong đó có Phòng thí nghiệm phòng chống cháy) không chỉ là tăng cường năng lực nghiên cứu ứng dụng khoa học kỹ thuật của Viện, mà nó còn có ý nghĩa tạo đà cho việc tăng cường năng lực nghiên cứu chung cho đội ngũ cán bộ khoa học kỹ thuật của ngành, đáp ứng yêu cầu phát triển kinh tế và hội nhập quốc tế của đất nước trong tình hình mới. 150

Để có thể tiếp tục hoàn thành tốt các nhiệm vụ của mình, phòng nghiên cứu phòng chống cháy cũng như các phòng nghiên cứu khác của Viện KHCN Xây dựng đòi hỏi phải có những nỗ lực lớn hơn nữa, trong điều kiện sẽ không thể có thêm các đầu tư khác của nhà nước cho các phòng thí nghiệm. Phải bằng chính những hoạt động của mình, bám sát các yêu cầu của thực tế cuộc sống, duy trì và phát triển cơ sở vật chất khoa học kỹ thuật hiện có, nâng cao và mở rộng năng lực trang thiết bị thí nghiệm, đồng thời có biện pháp nâng cao trình độ cho cán bộ khoa học kỹ thuật của mình. Nhà nước cần có chính sách và biện pháp khuyến khích nhằm tăng cường xã hội hóa mạnh hơn nữa cho lĩnh vực khoa học kỹ thuật về phòng cháy chữa cháy. Hiện tại, chúng ta còn thiếu nhiều các đơn vị tư vấn đủ mạnh trong việc thiết kế công trình, thiết kế các giải pháp kỹ thuật của thiết bị công trình đảm bảo các yêu cầu an toàn cháy mà Quy chuẩn Việt nam đặt ra. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3. 4. 5. 6.

QCVN 06:2010/BXD Quy chuẩn kỹ thuật Quốc gia, An toàn cháy cho nhà và công trình Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên (2012). Báo cáo kết quả thử nghiệm đốt bộ phận công trình xây dựng - hệ thống vách ngăn kính - khung thép không chịu lực. Số 005.12.KC.NCPCC. 18 trang Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên (2007). Báo cáo kết quả thử nghiệm đốt sản phẩm ống dẫn khí. Số 004.07.KC.NCPCC. 52 trang. Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên (2012). Báo cáo kết quả thử nghiệm đốt bộ phận công trình xây dựng - vật liệu bọc bảo vệ tính chịu lửa cho kết cấu thép. Số 027.12.KC.NCPCC. 38 trang; Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên (2011). Báo cáo kết quả thử nghiệm đốt xác định khả năng chịu lửa của mẫu cửa đi bằng kính khung thép. Số 023.11.KC.NCPCC. 26 trang; Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên (2009). Báo cáo kết quả khảo sát, đánh giá hiện trạng kết cấu công trình sau hỏa hoạn - Xưởng mạ 2 tầng, khu công nghiệp Quang Minh, Mê Linh, Hà Nội. Số 006.12.KS.NCPCC. 150 trang; Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên (2012). Báo cáo kết quả khảo sát, đánh giá hiện trạng kết cấu công trình sau hỏa hoạn và thiết kế giải pháp sửa chữa gia cường - Trung tâm điều hành và thông tin viễn thông Điện lực Việt Nam. Số 006.12.KS.NCPCC. 136 trang.

151

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ĐÁNH GIÁ KHẢ NĂNG CHỊU LỬA CỦA THIẾT KẾ CỬA CUỐN CÓ KÍCH THƯỚC LỚN BẰNG TÍNH TOÁN LÝ THUYẾT KẾT HỢP VỚI KẾT QUẢ THỰC NGHIỆM TRÊN MẪU CÓ KÍCH THƯỚC HẠN CHẾ Hoàng Anh Giang* TÓM TẮT: Hiện nay các lò thử nghiệm theo phương đứng có kích thước chuẩn của miệng lò phổ biến là 3,0 m x 3,0 m, nên bị hạn chế trong việc sử dụng để thí nghiệm xác định khả năng chịu lửa cho các cửa cuốn có kích thước lớn hơn 3,0 m, mà trong thực tế đó chính là kích thước mà đa phần các cửa cuốn có yêu cầu chịu lửa cần phải đạt được. Để khắc phục hạn chế này khi phải đánh giá khả năng chịu lửa của các cửa cuốn có kích thước lớn, trong nhiều trường hợp thực tế, có thể sử dụng phương pháp kết hợp giữa tính toán lý thuyết với kết quả thử nghiệm. Có nghĩa là sử dụng các số liệu đo ghi được qua thử nghiệm đốt trên mẫu cửa có kích thước hạn chế đồng thời vận dụng các lý thuyết tính toán hiện có trong các tiêu chuẩn thiết kế chịu lửa để đánh giá khả năng chịu lửa của cửa cùng loại có kích thước mở rộng hơn. Phương pháp này đã được vận dụng ở một số phòng thí nghiệm chịu lửa trên thế giới và đã cho kết quả tin cậy cần thiết. Bài viết này trình bày cách thức tiến hành việc lập báo cáo đánh giá khả năng chịu lửa của cửa cuốn theo phương pháp trên, đồng thời nêu một số kết quả đã thực hiện tại phòng thí nghiệm PCCC, Viện chuyên ngành Kết cấu CTXD thời gian qua trong việc thí nghiệm phục vụ thực tế sản xuất và xây dựng. TỪ KHÓA: Thử nghiệm đốt, Cửa cuốn, Khả năng chịu lửa, Thiết kế chịu lửa.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Khả năng chịu lửa của một bộ phận công trình, ví dụ: tường, vách, cửa đi, cửa cuốn (trong nội dung bài viết này, cửa cuốn được đề cập là loại cửa chắn dạng cuốn), … có thể được xác định trực tiếp thông qua kết quả thử nghiệm đốt trên mẫu sản phẩm được cấu tạo đúng theo thiết kế đề xuất, hoặc đối với các bộ phận đơn giản, có tính chất điển hình (tường, sàn, dầm, ...) thì có thể xác định bằng tính toán theo các tiêu chuẩn thiết kế chịu lửa tương ứng [1, 2, 3]. Áp dụng phương pháp tính toán khả năng chịu lửa của một bộ phận công trình theo các tiêu chuẩn thiết kế hiện nay cũng mới chỉ áp dụng thuận lợi cho các cấu kiện rời rạc, đơn lẻ, còn việc tính toán tổng thể cho cả hệ hoàn chỉnh với nhiều bộ phận, chi tiết cấu thành có sự kết nối với nhau thường rất phức tạp, đòi hỏi phải có phân tích đánh giá tổng hợp hơn. Bên cạnh đó, để tính toán lý thuyết cần phải xác định được mức nhiệt độ của các bộ phận được xem xét, từ đó xác định mức suy giảm của các đặc trưng vật liệu (cường độ, mô đun đàn hồi, hệ số giãn nở nhiệt, …). Mức nhiệt độ này được tính toán căn cứ vào nhiệt độ của môi trường không khí xung quanh bộ phận. Do sự truyền nhiệt từ môi trường xung quanh vào bộ phận được xem xét phụ thuộc vào nhiều yếu tố khác nhau [4], nên dù sự gia tăng nhiệt độ của môi trường không khí xung quanh một bộ phận nào đó, theo thời gian phù hợp với đường cong nhiệt tiêu chuẩn song do ảnh hưởng *

Hoàng Anh Giang, Viện KHCN Xây dựng, giang_hha@yahoo.com, +84 913.000.564

152

của vị trí tương đối của bộ phận đang xem xét trong cả hệ không dễ để có thể xác định chính xác được nhiệt độ của bản thân các bộ phận cần đánh giá [5, 6], đặc biệt là đối với các bộ phận công trình có cấu tạo gồm các chi tiết nhỏ lẻ và nằm ở các vị trí được che khuất, như trong các loại cửa đi, cửa cuốn. Xác định khả năng chịu lửa thông qua thử nghiệm đốt cho phép thu nhận được kết quả trực quan và sát với thực tế về ứng xử tổng thể cũng như chi tiết của các bộ phận cấu thành của mẫu được thử nghiệm, đồng thời cũng giúp phát hiện được những khiếm khuyết gây ra bởi quá trình gia công, chế tạo hệ thống mẫu thử, điều mà các tính toán thiết kế chưa thể lường trước được hết. Tuy nhiên, áp dụng phương pháp thử nghiệm đốt cũng có một số khó khăn như: chi phí cho thử nghiệm thường tốn kém; kích thước tối đa của mẫu thử nghiệm bị hạn chế bởi kích thước lò thử nghiệm … Trong thực tế, các bộ phận công trình cung loại thường có kích cỡ và cấu tạo đa dạng không hoàn toàn giống với bộ phận được thử nghiệm chịu lửa. Để có thể sử dụng trực tiếp các kết quả thử nghiệm trên mẫu có kích thước bị hạn chế, đáp ứng tính đa dạng của sản phẩm thực thế cùng loại, các tiêu chuẩn thử nghiệm [7, 8, 9], cho phép sử dụng các kết quả thử nghiệm đã có để đánh giá khả năng chịu lửa cho các bộ phận cùng loại trong thực tế có kích thước được mở rộng hơn ở một mức độ nhất định, tùy theo đặc điểm của bộ phận được thử và thời gian thử nghiệm kéo dài hơn so với dự kiến ban đầu. Tuy nhiên, trong nhiều trường hợp (đặc biệt là đối với cửa cuốn) thì kích thước của sản phẩm thực tế đòi hỏi phải lớn hơn rất nhiều so với mẫu được thử nghiệm, kể cả so với kích thước mở rộng được phép áp dụng kết quả thử nghiệm. Điều này đòi hỏi cần có tính toán bổ sung trên cơ sở lý thuyết, để đánh giá về khả năng chịu lửa của các thiết kế sẽ áp dụng cho thực tế nhưng lại không trực tiếp sử dụng được các kết quả thử nghiệm. Việc sử dụng kết quả thử nghiệm trên mẫu cửa cuốn, với kích thước hạn chế, để lập báo cáo đánh giá khả năng chịu lửa cửa cùng loại có kích thước lớn hơn đã được thực hiện tại một số phòng thí nghiệm trên thế giới có bề dày kinh nghiệm trong thử nghiệm và tư vấn về lĩnh vực thiết kế chịu lửa, song ở Việt Nam đây là vấn đề còn rất mới mẻ và gần đây mới được triển khai áp dụng. Nội dung bài viết sẽ trình bày những nét cơ bản nhất khi triển khai công việc này, cũng như một số công việc cụ thể đã triển khai. 2 XÁC ĐỊNH KHẢ NĂNG CHỊU LỬA CỦA CỬA CUỐN QUA THỬ NGHIỆM 2.1 Cấu tạo cơ bản của hệ thống cửa cuốn Cửa cuốn thường được lắp đặt ở những vị trí lỗ cửa có khoảng thông thủy lớn hoặc được lắp đặt với mục đích làm vách ngăn cơ động phân chia diện tích của một không gian rộng, ví dụ: sàn gara, các sảnh siêu thị, …, thành các khoang riêng biệt khi xuất hiện những điều kiện, tình huống cụ thể xác định trước. Các bộ phận chính của cửa cuốn (xem thêm trên Hình 1) có tham gia vào chức năng ngăn cháy gồm: − Tấm đỡ: cấu tạo bằng thép tấm dày từ 5 mm trở lên được liên kết cố định vào kết cấu công trình. Có hai tấm được lắp đặt ở hai đầu của trục cuốn và lô cuốn để đỡ trục này và toàn bộ mành cửa, đồng thời một trong hai tấm đỡ còn là bộ phận đỡ cả mô-tơ điện của cửa; 153

− Trục cuốn: là trục thép đặc, nằm ở hai đầu của lô cuốn, có đường kính được lựa chọn theo tính toán căn cứ vào các tải trọng và tác động của từng mẫu cửa; − Lô cuốn: là phần ống thép, hai đầu hàn với hai đoạn trục cuốn để gối vào 2 tấm đỡ. Lô cuốn có tác dụng làm bộ phận neo giữ các nan thép của mành cửa và tạo lõi cho mành cửa cuốn vào. − Mành cửa: cấu tạo từ các nan thép có mép được gập lại tạo thành các rãnh và khe để lồng vào nhau. − Thanh dẫn hướng: là thanh có tiết diện chữ U cố định theo chiều cao của lỗ cửa để làm chỗ tựa cho hai đầu của mành cửa trượt dọc khi di chuyển lên xuống (mở, đóng).

− Thanh treo đỡ mành cửa: là bộ phận tùy chọn (trong từng thiết kế), có thể có hoặc có thể không. Thanh này sẽ tham gia đỡ phần mành cửa phía dưới, khi cửa ở trạng thái đóng hoàn toàn, đồng thời che kín khoảng hở giữa mành cửa và mép trong của dạ cửa.

Hình 1. Cấu tạo các bộ phận chính của cửa cuốn Thông thường, các bộ phận của cửa cuốn có yêu cầu chịu lửa sẽ được làm bằng thép, những bộ phận cố định sẽ được liên kết vào kết cấu công trình bằng bu lông (đặt sẵn hoặc bu lông nở). Đối với các mẫu cửa phục vụ cho thử nghiệm, do hạn chế về kích thước tiêu chuẩn của lò thử nghiệm, nên kích thước phần lỗ cửa chỉ cho phép tối đa là 2,6 m x 2,4 m (rộng x cao). Bên cạnh đó, các loại vật liệu, phụ kiện và cách thức lắp đặt cũng phải tương đồng với sản phẩm dự kiến sử dụng trong thực tế. 154

2.2 Sự làm việc của mẫu thử cửa khi chịu tác động của lửa Trong quá trình thử nghiệm, nhiệt độ của không khí bên trong lò thử nghiệm tăng dần theo thời gian và tuân theo một quan hệ xác định nào đó, thường là quan hệ tiêu chuẩn [10]. Một số biểu hiện nổi bật về sự làm việc của mẫu cửa cuốn khi chịu tác động của môi trường nhiệt độ cao trong quá trình thử nghiệm chịu lửa như sau: − Các bộ phận bằng thép của cửa sẽ có biến dạng dãn nở nhiệt, có thể xảy ra ở mức độ lớn. Quan sát các thử nghiệm thực tế có thể thấy một số biểu hiện điển hình như sau: + Mành cửa bị phồng ra ngoài mặt phẳng thẳng đứng ban đầu; + Lô cuốn bị cong, võng; + Tấm đỡ bị cong vặn ngoài mặt phẳng ban đầu của nó; + Hoặc cạnh của mành cửa bị tụt ra khỏi khe giữ của thanh dẫn hướng; … Những biến dạng nêu trên có thể trực tiếp gây ra các dấu hiệu hư hỏng về tính toàn vẹn cho mẫu cửa (ví dụ hình thành các khe hở, lỗ thủng đủ lớn) hoặc gây ra các tác động thứ cấp lên những bộ phận liên kết liền kề. − Cường độ và mô đun đàn hồi của vật liệu thép bị suy giảm dần trong điều kiện nhiệt độ cao [2], hệ quả là các bộ phận của cửa mất dần khả năng mang tải và có thể dẫn đến hệ thống mẫu bị sập đổ hoặc ít nhất cũng làm phát sinh biến dạng lớn dưới tác động đồng thời của tải trọng và nhiệt độ cao. − Các chi tiết liên kết cố định cửa vào kết cấu công trình (bu lông neo đặt sẵn hoặc bu lông nở) có suy giảm về khả năng neo giữ. Hệ quả là bộ phận cửa được neo giữ có thể bị lỏng ra, tụt ra hoặc hình thành các dấu hiệu hư hỏng về tính toàn vẹn như đã đề cập ở trên. Đối với các mẫu cửa cuốn, khả năng chịu lửa thường chỉ được đánh giá dựa trên tiêu chí về tính toàn vẹn và cũng chỉ tập trung chủ yếu vào việc kiểm tra kích thước của các khe hở, lỗ thủng hình thành trong quá trình thử nghiệm xem có vượt quá giới hạn cho phép hay không [10, 11]. Trong một số trường hợp riêng, có thể phải xác định mức bức xạ nhiệt của bề mặt phía ngoài của mẫu thử. Tuy nhiên, nội dung của bài viết không bao gồm những vấn đề liên quan đến tiêu chí bức xạ nhiệt. Nắm được các biểu hiện làm việc của mẫu thử sẽ giúp đưa ra nhận định về những tác động cơ bản của nhiệt độ cao và tải trọng đối với các bộ phận chính có tham gia đảm bảo tính năng làm việc theo thiết kế của hệ thống cửa. Ngoài ra, nó cũng giúp xác định các yếu tố, chỉ tiêu cần đo đạc, theo dõi trong quá trình thử nghiệm để lấy số liệu làm cơ sở cho việc tính toán đánh giá thiết kế sau này. Cụ thể những chỉ tiêu đó bao gồm: − Nhiệt độ của các bộ phận chính của cửa, ví dụ tấm đỡ, trục cuốn, lô cuốn, thanh dẫn hướng, thanh treo đỡ mành cửa; − Biến dạng, cong vênh của mành cửa; − Sự nứt vỡ của kết cấu gá lắp, đặc biệt là tại những vùng có liên kết neo giữ các bộ phận chính của cửa; 155

3 PHÂN TÍCH ĐÁNH GIÁ KHẢ NĂNG CHỊU LỬA CỦA CỬA CUỐN BẰNG TÍNH TOÁN KẾT HỢP THỬ NGHIỆM 3.1 Cơ sở để lập báo cáo đánh giá Bên cạnh các tài liệu thiết kế của cửa thiết kế cần đánh giá, việc lập báo cáo đánh giá khả năng chịu lửa của một hệ cửa cuốn có kích thước mở rộng còn được thực hiện căn cứ vào những tài liệu sau: − Báo cáo kết quả thử nghiệm đốt trên mẫu sản phẩm cùng loại nhưng có kích thước bị hạn chế. Nội dung của báo cáo này sẽ cung cấp các thông tin cơ bản về sự làm việc của mẫu thử, các số liệu về nhiệt độ và biến dạng của những bộ phận chính của mẫu trong suốt quá trình thử nghiệm. Ngoài ra, kết luận của báo cáo thử nghiệm về khả năng chịu lửa của mẫu thử là yếu tố quan trọng được sử dụng để đưa ra nhận định về khả năng chịu lửa của cửa thiết kế cần đánh giá; − Do các bộ phận chính của hệ thống cửa cuốn chịu lửa được làm bằng thép nên lý thuyết tính toán được sử dụng đều dựa theo các tiêu chuẩn kỹ thuật liên quan về thiết kế kết cấu thép trong điều kiện chịu lửa [2, 12]; − Khả năng neo giữ của các bu lông liên kết trong điều kiện chịu tác động của lửa được đánh giá căn cứ vào kết quả quan sát trong quá trình thử nghiệm đồng thời kết hợp với những số liệu được tổng kết lại trong các tài liệu kỹ thuật chuyên ngành [13, 14]. − Các số liệu về chỉ tiêu cơ học của vật liệu thép (trong cả điều kiện nhiệt độ thường và nhiệt độ cao) sử dụng cho chế tạo sản phẩm. Thông thường, các số liệu này sẽ do khách hàng cung cấp hoặc có thể áp dụng các số liệu cho trong tiêu chuẩn thiết kế chịu lửa được áp dụng. 3.2 Tải trọng và tác động lên các bộ phận chính của cửa thiết kế được xem xét đánh giá Ngoài tác động chung nhất lên tất cả các bộ phận là làm suy giảm cường độ, mô đun đàn hồi của vật liệu và khả năng chịu lực của bu lông ở điều kiện nhiệt độ cao, căn cứ vào vai trò và chức năng của từng bộ phận, xác định các tải trọng và tác động lên chúng như sau: − Tấm gối đỡ trục cuốn và bu lông liên kết: + Tải trọng truyền vào từ trục cuốn; + Trọng lượng mô tơ; − Trục cuốn và lô cuốn: + Trọng lượng bản thân và trọng lượng của các nan cửa còn lại trên lô cuốn (làm phát sinh mô men uốn trên lô cuốn và lực cắt trên tiết diện trục cuốn). + Biến dạng dãn nở nhiệt theo chiều dài lô cuốn bị cản trở, làm phát sinh lực nén trên tiết diện lô cuốn; − Thanh treo đỡ mành cửa và bu lông liên kết: + Trọng lượng của toàn bộ diện tích mành cửa; 156

+ Biến dạng dãn nở nhiệt theo chiều dài bị cản trở, làm phát sinh lực cắt trên các bu lông neo; + Một phần tải trọng truyền vào của trục cuốn và lô cuốn khi mép dưới lô cuốn chạm đến mép trên của thanh treo đỡ; − Thanh dẫn hướng và bu lông liên kết: biến dạng dãn nở nhiệt theo chiều dài thanh bị cản trở, làm phát sinh lực cắt trên các bu lông neo. 3.3 Phân tích đánh giá khả năng chịu lửa của cửa thiết kế − Việc đánh giá khả năng chịu lửa của cửa khi phân tích lý thuyết có áp dụng một số giả thiết sau: + Các bộ phận chịu lực chính của hệ cửa đảm bảo chịu được các tải trọng và tác động trong điều kiện nhiệt độ bình thường. Việc tính toán kiểm tra chỉ tiến hành cho các cấu kiện hoặc bộ phận trong điều kiện chịu lửa. + Trong điều kiện nhiệt độ cao, sự suy giảm của các chỉ tiêu cơ học, quan hệ ứng suất - biến dạng, hệ số dãn nở nhiệt của vật liệu tuân theo khuyến cáo đưa ra trong tiêu chuẩn thiết kế được áp dụng [2]. + Kết cấu gá đỡ được giả thiết là đảm bảo sự làm việc ổn định của các bộ phận cửa trong suốt thời gian chịu lửa theo yêu cầu (tức là có khả năng chịu lửa cao hơn so với thiết kế cửa cần đánh giá). + Chỉ đánh giá về khả năng chịu lửa của cửa thiết kế ở tình trạng đóng hoàn toàn. − Căn cứ vào mức nhiệt độ ghi nhận được trên các bộ phận chính của cửa thử nghiệm tại thời điểm kết thúc thử nghiệm, tiến hành tính toán và kiểm tra khả năng chịu lực của các bộ phận chính của hệ cửa thiết kế theo trạng thái giới hạn cực hạn phù hợp với nội dung của tiêu chuẩn thiết kế áp dụng. Trên cơ sở đó đánh giá về khả năng chịu lửa của cửa thiết kế. − Việc tính toán được thực hiện riêng cho từng bộ phận hoặc chi tiết, có kể đến các tác động do những bộ phận được liên kết với nó truyền vào (ví dụ lực phát sinh do giãn nở nhiệt dọc trục của lô cuốn tác động lên tấm đỡ ở hai đầu hoặc lực phát sinh do giãn nở nhiệt của các thanh tác động vào bu lông neo). Ví dụ cụ thể về trình tự và nội dung tính toán đánh giá có thể được tham khảo trong [15]. Trong ví dụ tính toán đánh giá cụ thể này, mức độ cong của trục lô cuốn đo được sau thử nghiệm lớn hơn rất nhiều so với giá trị độ võng của nó tính toán được theo lý thuyết. Ngoài ra, hướng cong ra khỏi trục ban đầu cũng không trùng với hướng cong do hiện tượng cấu kiện bị võng dưới tác động của tải trọng thẳng đứng và trọng lượng bản thân. Đặc điểm này đã được ghi nhận để đưa ra khuyến cáo về cấu tạo bổ sung các bu lông neo giữ thanh treo để tiếp nhận một phần tải trọng từ lô cuốn truyền sang khi lô cuốn bị biến dạng lớn. 4 KẾT LUẬN Tính toán đánh giá về khả năng chịu lửa của các cửa cuốn là một yêu cầu xuất phát từ thực tế sản xuất, khi mà những hạn chế về kích thước tiêu chuẩn của hệ thống lò thử nghiệm đốt không cho

157

phép tiến hành xác định khả năng chịu lửa bằng thử nghiệm đối với các mẫu thử có kích thước theo yêu cầu sử dụng trong thực tế. Việc kết hợp được số liệu thử nghiệm trên mẫu thực với tính toán lý thuyết, cho phép mở rộng phạm vi áp dụng của kết quả thử nghiệm. Đồng thời, nó cũng làm tăng mức độ tin cậy của kết quả đánh giá trên cơ sở tính toán lý thuyết do các số liệu đầu vào đều được thu nhận và lấy từ thử nghiệm thực tế. Để tiến hành tính toán đánh giá dựa trên các số liệu thử nghiệm cần có những kiến thức cơ bản cả trong lĩnh vực thử nghiệm chịu lửa và lý thuyết về tính toán chịu lửa của cấu kiện kết cấu. Ngoài ra, cũng cần nắm rõ được những ứng xử của cấu kiện, bộ phận hoặc những chi tiết của thiết kế cần đánh giá khi chịu tác động của nhiệt độ cao của môi trường thử nghiệm tiêu chuẩn. Với năng lực về trang thiết bị thử nghiệm và kiến thức chuyên môn hiện có, Viện Chuyên ngành Kết cấu CTXD có đủ điều kiện thực hiện công việc này và trên thực tế đã tiến hành đánh giá cho một số khách hàng, điển hình là Bunka Shutter của Nhật Bản, với 10 thiết kế cửa cuốn chịu lửa. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3. 4. 5. 6.

EN 1992-1-2 Design of Concrete Structures. Part 1-2 General Rules. Structural Fire Design. EN 1993-1-2 Design of Steel Structures. Part 1-2 General Rules. Structural Fire Design. ASCE 29-05 Standard Calculation methods for structural fire protection. Jame G. Quintiere, 1998. Principle of Fire behaviour. Delmar Publishers. 258 trang. EN 1991-1-2. Actions on structures. Part 1-2: General actions - Actions on structures exposed to fire. Wickström,U., Duthinh, D. and McGrattan, K.B., Adiabatic Surface Temperature for Calculating Heat Transfer to Fire Exposed Structures, International Interflam Conference, 11th Proceedings. Volume 2. September 3-5, 2007, London, England, Trang 943-953. 7. TCVN 9383:2012 Thử nghiệm khả năng chịu lửa - Cửa đi và cửa chắn ngăn cháy. 8. BS EN 1365-1. Fire Resistance Test For Loadbearing Element, Part 1 - Walls. 9. BS EN 1365-2. Fire Resistance Test For Loadbearing Element, Part 2 – Floors and Roofs. 10. ISO 834-1. Fire-resistance tests - Elements of building construction - Part 1: General Requirements. 11. BS EN 1363-1 Fire Resistance Tests. Part 1 - General Requirements. 12. EN 1993-1-1 Design of Steel Structures. Part 1-1 General Rules and Rules for Buildings. 13. EOTA Technical report. Evaluation of Anchorages in Conrete concerning Resistance to Fire. TR 20, Edition May 2004, 14 Trang. 14. ETAG 001, Guideline for European technical approval of Metal anchors for use in concrete, Edition 1997. 34 trang. 15. Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên, Báo cáo đánh giá khả năng chịu lửa của thiết kế cửa cuốn. Số 045.12.KC.NCPCC. Viện Chuyên ngành Kết cấu Công trình Xây dựng ban hành tháng 3 năm 2013. 24 trang.

158

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VỀ VẤN ĐỀ KHẢO SÁT - ĐÁNH GIÁ HƯ HỎNG VÀ THIẾT KẾ SỬA CHỮA GIA CƯỜNG KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP CHỊU TÁC ĐỘNG CỦA LỬA Hoàng Anh Giang*, Nguyễn Viết Sơn, Cao Đình Hải, Hà Văn Hạnh TÓM TẮT: Từ thực tế triển khai công tác khảo sát - đánh giá hư hỏng và thiết kế sửa chữa gia cường cho một số công trình nhà có kết cấu chịu lực chính bằng bê tông cốt thép sau hỏa hoạn, các tác giả nêu ra trình tự các bước giải quyết vấn đề liên quan đến hư hỏng của kết cấu có tính đặc thù do lửa tác động, nhấn mạnh đến các khía cạnh kỹ thuật cần được quan tâm nghiên cứu xem xét. Đồng thời nêu các ý kiến trao đổi mà các tác giả đã rút ra được trong quá trình thực hiện công việc. TỪ KHÓA: Khảo sát - đánh giá hư hỏng kết cấu sau hỏa hoạn, Bong nổ bê tông, Sửa chữa gia cường.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Khảo sát - đánh giá mức độ hư hỏng của kết cấu công trình sau hỏa hoạn là một nhu cầu đặt ra của thực tế. Kết quả nhận được qua khảo sát là cơ sở giúp cho các bên liên quan giải quyết những vấn đề cụ thể nảy sinh. Tùy thuộc vào dạng kết cấu chịu lực của công trình các kỹ thuật khảo sát tương ứng đã được giới thiệu trong một số tài liệu cũng như bài viết [1, 2, 3]. Đối với kết cấu bê tông cốt thép, cũng đã có nhiều tài liệu quan tâm với các kết quả cụ thể, ví dụ như [4, 5, 6, 7]. Có thể nói vấn đề này đã được các nhà chuyên môn quan tâm từ những năm 60 của thế kỷ trước và hiện nay vẫn đang được tiếp tục nghiên cứu phát triển. Trong thực tế, công tác khảo sát - đánh giá hư hỏng của kết cấu công trình sau hỏa hoạn cũng đã được Viện KHCN Xây dựng triển khai từ nhiều năm trước đây và đặc biệt là trong khoảng chục năm gần đây. Xuất phát từ nhu cầu thực tế kết hợp với sự phát triển của bộ môn nghiên cứu phòng chống cháy cho nhà và công trình, vấn đề này đã được quan tâm mạnh mẽ hơn. Dựa vào những kiến thức chuyên môn được tổng hợp, đúc kết lại trong các tài liệu kỹ thuật liên quan, ở cả trong và ngoài nước, công tác khảo sát - đánh giá kết cấu bê tông cốt thép sau hỏa hoạn đã được tiến hành cho một số công trình với quy mô tương đối lớn, kết quả công việc được trình bày trong nội dung của các báo cáo kỹ thuật, ví dụ như [8, 9, 10]. Các báo cáo đều được đánh giá tốt về mặt kỹ thuật chuyên môn và lý luận đáng tin cậy. Nội dung kỹ thuật của các báo cáo này đều được gửi đến các chuyên gia hoặc tổ chức tư vấn cả trong và ngoài nước để thẩm định trước khi được khách hàng chấp nhận, thông qua. Từ kinh nghiệm triển khai công việc này trong thời gian qua, bài viết nêu khái quát chung về quy trình thực hiện công việc này, đồng thời trao đổi, nhấn mạnh một số khía cạnh kỹ thuật cụ thể, quan trọng cần được quan tâm nghiên cứu trong các bước thực hiện nhằm đảm bảo kết quả khảo sát đánh giá phản ánh đúng đặc điểm hư hỏng của công trình sau hỏa hiạn. Nội dung bài viết chỉ tập trung vào những vấn đề liên quan đến kết cấu bê tông cốt thép, với những dạng kết cấu khác, có thể tìm hiểu thêm trong các tài liệu tham khảo. *

Hoàng Anh Giang, Viện KHCN Xây dựng, giang_hha@yahoo.com, +84 913 000 564

159

2 KHÁI QUÁT VỀ TRÌNH TỰ VÀ NHỮNG NỘI DUNG CÔNG VIỆC CHÍNH 2.1 Tổng quát Về cơ bản, hỏa hoạn cũng là một sự cố xảy ra làm hư hại công trình xây dựng, do vậy để có được những nhận định về mức độ hư hỏng cũng như định hướng xử lý sửa chữa kết cấu công trình. Các bước tổng quát thực hiện công việc cũng tương tự như khi công trình bị hư hỏng do các sự cố khác. Vấn đề này được trình bày tương đối chi tiết trong một số bài viết hoặc tài liệu kỹ thuật, ví dụ như [3, 5, 6, 11]. Tổng thể công việc có thể được tóm lược 5 bước triển khai chính dưới dạng sơ đồ như Hình 1. Để tập trung cho những chủ đề chính, nội dung bài viết sẽ không trình bày các vấn đề liên quan trong bước 1 và bước 5 mà chỉ tập trung chủ yếu vào các bước 2, 3 và 4.

Bước 1 - Khảo sát sơ bộ Đưa ra nhận định ban đầu về mức độ an toàn cho việc triển khai các bước tiếp theo

Bước 2 - Khảo sát trực quan Ghi nhận đặc điểm, quy mô, vị trí các khuyết tật. Ghi nhận những dấu hiệu để dự đoán về mức nhiệt độ đã phát triển trong đám cháy

Bước 3 - Kiểm tra đánh giá vật liệu Thí nghiệm trên hiện trường và trong phòng để xác định cường độ còn lại của vật liệu

2.2 Khảo sát và kiểm tra vật liệu

Bước 4 – Tổng hợp, phân tích số liệu, tính toán kiểm tra và thiết kế sửa chữa Đưa ra phân loại mức độ hư hỏng (hay khả năng chịu lực còn lại) cũng như đề xuất giải pháp xử lý

− Trên thực tế, các bước 2 và 3 trong Hình 1 có thể gọi chung là công tác khảo sát kiểm tra vật liệu. Mục tiêu cơ bản của công tác này là: + Xây dựng được bức tranh tổng thể về các vùng, các cấu kiện có xuất hiện các biểu hiện hư hỏng;

Bước 5 – Sửa chữa gia cường Chỉ tiến hành trong trường hợp kết cấu vẫn có thể sửa chữa, gia cường để sử dụng. Cần có các biện pháp kiểm tra đánh giá về khả năng chịu lực của kết cấu hoặc khu vực kết cấu sau khi sửa chữa

+ Thu thập các mẫu vật liệu phục vụ làm thí nghiệm trong phòng để xác Hình 1. Trình tự thực hiện các nội dung công việc chính định cường độ còn lại của bê tông, thép cốt trên kết cấu hoặc xác định các chỉ tiêu có khả năng gây ăn mòn đối với cốt thép, … + Thu thập đủ dữ kiện để làm cơ sở cho việc phân tích kết cấu, đánh giá mức độ hư hỏng trong bước triển khai tiếp theo; − Những công việc chính cần triển khai trong nội dung này gồm: + Ghi nhận các dấu hiệu thể hiện sự tác động của nhiệt độ cao lên vật liệu cũng như kết cấu công trình như sự thay đổi mầu sắc của bề mặt bê tông, những dạng khuyết tật bề mặt cơ

160

bản của bê tông khi chịu tác động của lửa, các biểu hiện về biến dạng, cong vênh của cấu kiện hoặc công trình; + Áp dụng các phương pháp kiểm tra không phá hủy trên hiện trường và lựa chọn lấy mẫu vật liệu phục vụ thí nghiệm trong phòng. Đối với kết cấu bê tông cốt thép, vấn đề xác định chiều sâu lớp bê tông đã bị suy giảm cường độ do tác động của nhiệt độ cao có ý nghĩa rất quan trọng cho việc đánh giá về khả năng chịu lực còn lại của cấu kiện. Một số phương pháp truyền thống phục vụ cho công việc này là sử dụng thiết bị kiểm tra bê tông bằng xung siêu âm, thiết bị kiểm tra độ cứng bề mặt (chỉ số bật nảy) của bê tông, … Ngoài ra, hiện nay đã có một số nghiên cứu nhằm phát triển và ứng dụng các phương pháp thí nghiệm kiểm tra mới cả ở hiện trường cũng như trong phòng thí nghiệm để kiểm tra và đánh giá mức độ chịu tác động của nhiệt độ đối với bê tông trên kết cấu, ví dụ như phương pháp sức kháng mũi khoan hoặc phân mầu chịu nhiệt qua ảnh kỹ thuật số được trình bày trong [12], hay đo biến dạng toàn miền của mẫu khi chịu nén bằng chụp ảnh hiệu chỉnh và dùng phương pháp phân cực ánh sáng để kiểm tra mầu sắc của mẫu bê tông dưới kính hiển vi [7]. 2.3 Tổng hợp số liệu và đánh giá Căn cứ trên những kết quả thu được của nội dung khảo sát và kiểm tra vật liệu ở trên, tiến hành tổng hợp và phân tích để đưa ra những nhận định về mức độ ảnh hưởng của nhiệt độ đến chất lượng vật liệu (bê tông, thép cốt). Quá trình này cũng có thể khai thác sử dụng những phần mềm phân tích, mô phỏng đám cháy, ví dụ FDS [13] để bổ sung thêm các dữ kiện làm cơ sở xác định mức nhiệt độ tối đa đã phát sinh trong môi trường của khoang cháy. Áp dụng các tiêu chuẩn thiết kế để tính toán kiểm tra khả năng chịu lực còn lại của các cấu kiện riêng biệt có kể đến những ảnh hưởng của nhiệt độ cao từ đám cháy đối với vật liệu cũng như tiết diện cấu kiện. Việc tính toán thường được thực hiện riêng cho từng cấu kiện độc lập theo phương pháp đường đẳng nhiệt 500oC nêu trong [14]. Kết hợp giữa kết quả khảo sát ghi nhận về các biểu hiện hư hỏng và tính toán kiểm tra khả năng chịu lực còn lại của tiết diện cấu kiện đưa ra nhận định về cấp độ hư hỏng của cấu kiện hoặc bộ phận công trình và từ đó đề xuất hướng xử lý đối với bộ phận được xem xét. 2.4 Thiết kế gia cường Tùy theo cấp độ hư hỏng của các bộ phận kết cấu, tiến hành đưa ra giải pháp xử lý. Từ cấp hư hỏng nhẹ đến hư hỏng nặng, các giải pháp tương ứng có thể chỉ đơn giản là sửa chữa hoàn thiện lại bề mặt hoặc có thể phải tháo dỡ thi công lại toàn bộ cấu kiện. Đối với các bộ phận sàn và dầm, việc sửa chữa thường là bổ sung lại phần tiết diện bị giảm yếu do phần bê tông chịu nhiệt độ cao đã bị hỏng. Tùy độ dày của phần bê tông được thay thế, có thể phải bổ sung các lưới thép gia cường cho phần vữa bê tông bù đắp. Có một số giải pháp kỹ thuật để thi công phần vữa bê tông này, ví dụ: dùng phương pháp phun có áp lực hoặc bơm vữa. Tuy nhiên, biện pháp chủ yếu đã được đề xuất sử dụng để sửa chữa cho các công trình bị sự cố cháy vừa qua [9, 10] là rót vữa tự chảy không co ngót có cường độ cao. Theo cách này, sau khi đục 161

tẩy phần bê tông bị hỏng đến chiều sâu thích hợp, tiến hành khoan các lỗ rót vữa xuyên qua chiều dày của sàn bê tông rồi lắp đặt lưới cốt thép gia cường (nếu cần), tiếp đó tiến hành ghép coffa mặt dưới của cấu kiện và rót vữa tự chảy không co ngót qua các lỗ xuyên sàn đã khoan. Mật độ các lỗ khoan xuyên sàn thường được lựa chọn tùy thuộc vào đường kính của lỗ khoan, độ linh động của vữa rót và mật độ cốt thép của cấu kiện. Để tăng cường khả năng phòng chống ăn mòn cho cốt thép, trước khi thi công lớp vữa bù đắp cần phải sử dụng vật liệu thích hợp để quét lên phần cốt thép đã bị lộ ra ngoài. Chất lượng thi công lớp vữa bổ sung cần được kiểm tra tổng thể bằng mắt thường sau khi dỡ coffa hoặc kiểm tra bằng phương pháp sử dụng xung siêu âm để khẳng định sự lấp đầy của vữa bổ sung vào vùng bê tông cần được sửa chữa. 3 MỘT SỐ KHÍA CẠNH KỸ THUẬT CẦN QUAN TÂM TRONG THỰC HIỆN CÔNG VIỆC 3.1 Kỹ thuật và các phương pháp khảo sát, thí nghiệm Hiện nay, các phương pháp thí nghiệm không phá hủy và kỹ thuật khảo sát hiện trường đối với công trình nói chung và công trình sau sự cố cháy nói riêng đều đã được áp dụng khá phổ biến ở Việt Nam, ví dụ như phương pháp sử dụng xung siêu âm, kiểm tra độ cứng bề mặt và khoan lấy lõi. Các thí nghiệm trong phòng như kiểm tra cường độ nén của mẫu lõi khoan và các chỉ tiêu cơ học của thép cốt cũng đều là các thí nghiệm cơ bản và quen thuộc đối với những phòng thí nghiệm chuyên ngành. Bên cạnh các phương pháp thí nghiệm mới như sức kháng mũi khoan, phân mầu chịu nhiệt qua ảnh kỹ thuật số hay đo biến dạng toàn miền của mẫu khi chịu nén bằng chụp ảnh hiệu chỉnh đòi hỏi phải có sự đầu tư thêm về mặt trang thiết bị kỹ thuật và nghiên cứu về thực hành áp dụng trong điều kiện Việt Nam, thì việc khai thác các thiết bị và phương pháp thí nghiệm truyền thống vẫn cần xem xét thêm các yếu tố sau: − Đối với phương pháp sử dụng vận tốc xung siêu âm, việc thiết lập quan hệ giữa vận tốc truyền xung với sự thay đổi về chiều dày lớp bê tông bị hư hỏng hiện nay vẫn đang áp dụng các kết quả thí nghiệm và hiệu chuẩn nêu trong tài liệu kỹ thuật của nước ngoài, vì vậy cần phải có kết quả thí nghiệm đối chứng đới với vật liệu cụ thể của công trình. − Một yêu cầu kỹ thuật cơ bản của phương pháp thí nghiệm kiểm tra bê tông bằng phương pháp siêu âm và bật nảy đó là bề mặt được kiểm tra cần phải phẳng, nhẵn không có những vết lồi lõm lớn. Tuy nhiên, do hiện tượng bong nổ lớp bề mặt khi bê tông chịu tác động của lửa thì yêu cầu nói trên nhiều khi rất khó đạt được. Trong trường hợp này cũng không thể mài nhẵn bề mặt do vật liệu ở đó gần như không còn khả năng dính kết với nhau và rất dễ bị bong rơi ra ngoài. Như vậy, phạm vi bề mặt kết cấu có thể áp dụng phương pháp siêu âm và bật nảy, nhìn chung là hạn chế, đòi hỏi khi cần thiết phải có các biện pháp trực tiếp khác bổ sung cho mục tiêu thí nghiệm.

162

3.2 Tính toán và phân tích kết cấu Khả năng chịu lực còn lại của các tiết diện bê tông cốt thép sau khi chịu tác động của lửa được tính toán theo [14] với giả thiết là vật liệu của phần tiết diện còn lại vẫn đảm bảo duy trì được các chỉ tiêu cơ học như ban đầu. Việc tính toán như vậy, nhìn chung chỉ có ý nghĩa cung cấp thêm các dữ kiện để đánh giá về mức độ hư hỏng của cấu kiện để từ đó đưa ra giải pháp thiết kế sửa chữa, gia cường. Vì theo cách tính đó, sau khi được thay thế và bổ sung phần bê tông bị mất khả năng tham gia chịu lực thì cấu kiện lại có được tiết diện nguyên vẹn và phục hồi lại khả năng chịu lực như thiết kế ban đầu. Khi tính toán như vậy, đã bỏ qua một số yếu tố có thể ảnh hưởng đến khả năng chịu lực của cấu kiện. Những yếu tố này được quan sát và ghi nhận qua thực tế khảo sát, cụ thể như sau: − Nhiều cấu kiện hoặc tiết diện có chiều dày phần bê tông mất khả năng tham gia chịu lực lớn hơn chiều dày của lớp bê tông bảo vệ cốt thép theo thiết kế. Như vậy nếu loại bỏ phần bê tông này đi thì cốt thép sẽ nằm hoàn toàn bên ngoài tiết diện bê tông cũ. − Trong rất nhiều trường hợp, cốt thép bị lộ ra dưới tác động của nhiệt độ cao từ đám cháy sau đó bị cong oằn so với trục thẳng ban đầu. Việc nắn chỉnh lại các thanh cốt thép này sau khi đã nguội trở lại là rất khó khăn. Hệ quả là, một số cấu kiện sau khi hoàn thành công tác sửa chữa gia cường sẽ phải làm việc chịu tải trong điều kiện cốt thép không thẳng trục như vậy. Vấn đề đặt ra là khuyết tật này có ảnh hưởng thế nào đến khả năng chịu tải cấu kiện. − Tác động của nhiệt độ từ đám cháy, thường gây ra hiện tượng chênh lệch lớn về nhiệt độ giữa các thớ theo chiều cao của tiết diện, từ đó phát sinh các biến dạng và chuyển dịch trong hệ kết cấu đến mức có thể gây ra các vết nứt. Kết quả khảo sát cho thấy có những công trình xuất hiện các cấu kiện bị nứt với mật độ tương đối dày. Việc tính toán kiểm tra cấu kiện nhìn chung cần phải xem xét thêm ảnh hưởng của các vết nứt này. − Việc đánh giá biến dạng tổng thể (võng, vồng, chuyển dịch, …) của các cấu kiện trong khu vực chịu tác động trực tiếp của lửa và kể cả các cấu kiện nằm ở lân cận đó, nhìn chung là rất khó khăn do thiếu các số liệu ghi nhận ban đầu (trước khi xảy ra sự cố cháy). − Vì vậy, để đánh giá giải pháp thiết kế xử lý sửa chữa các yếu tố trên cần được nghiên cứu, xem xét làm rõ trong khả năng có thể của trang thiết bị và đặc biệt là kinh nghiệm của những cán bộ chuyên môn. Thông thường, để đánh giá tổng thể hiệu quả của các giải pháp sửa chữa gia cường, cần tiến hành thử tải trên các bộ phận đã được sửa chữa. 3.3 Hệ thống phân loại, đánh giá hư hỏng và kỹ thuật sửa chữa gia cường Cho đến nay, việc đánh giá và phân cấp hư hỏng của các cấu kiện sau khi chịu tác động của lửa nhìn chung vẫn áp dụng theo đề xuất trong [4, 7] và dựa vào một số tiêu chí như: − Loại cấu kiện (dầm, cột, bản sàn, …); − Mầu sắc bên ngoài của bề mặt bê tông (hồng, vàng , xám; − Mức độ bê tông bề mặt bị bong nổ hay mức độ bị lộ cốt thép; 163

− Khả năng chịu lực còn lại của tiết diện; − Mật độ các vết nứt cũng như vi nứt; − Biến dạng tổng thể của các cấu kiện (độ võng, vồng,…); Tuy nhiên, cách phân cấp hư hỏng như vẫn áp dụng hiện nay nhìn chung còn thiếu tính định lượng, dẫn đến kết quả đánh giá về hư hỏng nhiều khi phụ thuộc nhiều vào kinh nghiệm chuyên môn và ý kiến chủ quan của người viết báo cáo. Về các phương pháp sửa chữa gia cường, thực tế triển khai tại một số công trình bằng phương pháp rót vữa cường độ cao, tự chảy, không co ngót cho thấy đây là phương pháp đơn giản và đáp ứng được yêu cầu kỹ thuật về độ đặc chắc của phần tiết diện cần bù đắp. Tuy nhiên một số điểm hạn chế cũng đã bộc lộ, cụ thể như sau: − Do đặc điểm về công nghệ nên việc rót vữa được thực hiện từ phía mặt trên của sàn, qua các lỗ được khoan xuyên qua sàn. Như vậy để đảm bảo cho vữa có thể lan ra và phủ kín được một không gian chật hẹp (chiều dày chỉ từ 1 đến 5 cm và bị vướng cả cốt thép chịu lực) trên diện tích rộng, đòi hỏi phải khoan các lỗ rót vữa với mật độ tương đối dày và nhiều khi phải có đường kính lớn (đến 90 mm). Điều này có thể gây ra những ảnh hưởng không có lợi đối với phần kết cấu sàn bị khoan xuyên. Ngoài ra cũng phải kể đến những rủi ro cắt phải cốt thép chịu lực khi tiến hành khoan tạo lỗ xuyên sàn. − Thường thì bề mặt của cấu kiện sau khi lớp bê tông bên ngoài bị bong nổ sẽ không bằng phẳng và cũng không nằm trên cùng một cao độ (tức là sẽ có những phần lồi, lõm cục bộ). Chính hiện tượng này có thể gây ra nguy cơ tồn đọng các bọc khí nằm ở những vị trí lõm sâu hơn những vùng lân cận, trong phần vữa đổ bù khi sửa chữa gia cường và làm mất đi tính đặc chắc của phần vữa này đồng thời làm giảm diện tích bám dính giữa lớp vữa gia cường với phần bê tông hiện có của kết cấu. 3.4 Năng lực chuyên môn và kinh nghiệm của các cá nhân tham gia công việc Một công việc tuy đơn giản như có ý nghĩa khá quan trọng để đánh giá mức độ hư hỏng của cấu kiện sau hỏa hoạn đó là quan sát trực quan, ghi nhận các thông tin và mô tả chi tiết về khuyết tật, hư hỏng. Nhìn chung công việc này không đòi hỏi người thực hiện phải có những hiểu biết sâu về chuyên môn mà chỉ cần có những kỹ năng cơ bản về quan sát, mô tả các dạng khuyết tật. Tuy nhiên một vấn đề quan trọng đặt ra là người thực hiện công việc khảo sát trực quan cần nắm rõ được các tiêu chí cần ghi nhận cho mỗi loại cấu kiện để có thể cũng cấp nhiều dữ kiện nhất có thể (cho dù hiện nay vẫn mang tính chất định tính) cho việc tổng hợp đánh giá kết quả sau này. Bên cạnh các kiến thức chuyên môn về kết cấu công trình, người tổng hợp đánh giá kết quả khảo sát để đưa ra nhận định về mức độ hư hỏng của các cấu kiện kết cấu cũng như đề xuất giải pháp sửa chữa gia cường cũng cần phải nắm được một số vấn đề cơ bản sau: − Sự thay đổi của các chỉ tiêu cơ học cũng như vật lý của vật liệu dưới tác động của nhiệt độ cao từ đám cháy; 164

− Ứng xử của các cấu kiện kết cấu đơn lẻ cũng như của cả hệ kết cấu dưới tác động của đám cháy; − Các mô hình đám cháy về mặt lý thuyết và những yếu tố nhiệt động học của đám cháy trong công trình có kể đến các đặc điểm về kích thước hình học của từng công trình. − Khả năng khai thác các phần mềm hỗ trợ phân tích và mô phỏng cháy để có thêm dữ kiện đánh giá về mức nhiệt độ đã tác động lên các cấu kiện kết cấu; Những vấn đề vừa nêu trên đây là rất quan trọng đối với các cá nhân và đơn vị tư vấn chưa có nhiều kinh nghiệm trong triển khai loại hình công việc này. Đặc biệt là trong điều kiện của Việt Nam, hầu như chưa có cơ sở đào tạo nào giới thiệu những kiến thức chuyên môn như vậy. 4 KẾT LUẬN, KIẾN NGHỊ Bài viết đã giới thiệu tương đối tổng quát về những vấn đề liên quan đến công tác khảo sát đánh giá hư hỏng của kết cấu bê tông cốt thép chịu tác động của lửa. Hiện nay, tuy công tác này đã và đang được thực hiện dựa trên những cơ sở lý luận cũng như thực nghiệm được phổ biến rộng rãi, song thực tế triển khai cũng cho thấy có một số vấn đề về mặt chuyên môn cần được nghiên cứu kỹ hơn hoặc cải tiến thêm nhằm nâng cao chất lượng của công tác này. Bên cạnh những vấn đề mang tính công nghệ và phương pháp thực nghiệm cần được xem xét bổ sung, nâng cao, nội dung bài viết cũng trình bày một số yêu cầu cơ bản về mặt kiến thức chuyên môn đối với những cá nhân khi tham gia vào công tác này và cần có những chương trình đào tạo, tập huấn với nội dung thích hợp để trang bị những nền tảng kiến thức đó. Những vấn đề đặt ra trong nội dung của bài viết có thể là chưa bao trùm được hoàn toàn đầy đủ, tuy nhiên nó cũng mở ra những chủ đề nghiên cứu thiết thực trong thời gian tới để hoàn thiện dần cả về cơ sở lý luận cũng như quy trình triển khai thực tế của công tác khảo sát - đánh giá hư hỏng kết cấu bê tông cốt thép sau hỏa hoạn. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2.

3. 4. 5. 6.

Hoàng Anh Giang, 2002. Hỏa hoạn công trình - Các yếu tố và những nét chính của công tác khảo sát đánh giá sau hỏa hoạn. Tạp chí Khoa học Công nghệ Xây dựng, số 2 - 2002. Trang 27-35. Nguyễn Cao Dương, Hoàng Anh Giang, 2005. Khảo sát đánh tình trạng kết cấu công trình sau hỏa hoạn - một số nhận xét và kiến nghị. Tuyển tập báo cáo khoa học Hội nghị khoa học toàn quốc lần thứ ba về sự cố và hư hỏng công trình xây dựng. Tháng 11-2005. Trang 100-109. Narendra K. Gosain, Ray F. Drexler, Dilip Chourdhuri, 2008. Evaluation and Repair of Fire damaged buildings. Structure Magazine, September 2008. Trang 18 - 22. The Aberdeen Group, 1972. Concrete Structures after fires. Part I of a three parts series on repaire of fire damage. Publication # C720098. 4 trang. T. Z Harmathy (Editor), 1986. Evaluation and Repair of Fire Damaged to Concrete. Americal Concrete Institute SP-92. 214 trang. Nguyễn Cao Dương, Hoàng Anh Giang, 2009. Khảo sát đánh giá hư hỏng các bộ phận kết cấu nhà bê tông cốt thép chịu tác động của lửa. Tuyển tập Hội thảo khoa học toàn quốc Sự cố và phòng ngừa sự cố công trình xây dựng. Tháng 12-2009. Trang 157-166.

165

Joakim Albrektsson, Mathias Flansbjer, Jan Erik Lindqvist and Robert Jansso, 2011. Assessment of concrete structures after fire. SP Technical Research Institute of Sweeden, SP report 2011:19. 94 trang. Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên, 2009. Báo cáo kết quả khảo sát, đánh giá hiện trạng kết cấu công trình sau hỏa hoạn. Công trình Xưởng mạ 2 tầng - Công ty FITACTIVE Việt Nam, số 006.09.KS.NCPCC. Tháng 07 năm 2009. 150 trang. Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên, 2009. Báo cáo kết quả khảo sát, đánh giá hiện trạng kết cấu công trình sau hỏa hoạn. Nhà ở và Văn phòng làm việc - Công ty CP ĐT VEAM Tây Hồ, số 012.09.KS.NCPCC. Tháng 11 năm 2009. 49 trang.

10. Hoàng Anh Giang và các cộng tác viên, 2012. Báo cáo kết quả khảo sát, đánh giá hiện trạng kết cấu công trình sau hỏa hoạn và thiết kế giải pháp sửa chữa gia cường. Công trình Trung tâm điều hành và Thông tin viễn thông Điện lực Việt Nam, số 006.12.KS.NCPCC. tháng 03 năm 2012. 136 trang. 11. John a. Purkiss, 1996. Fire Safety Engineering Design of Structures. First published 1996, Butterworth-Heinemann. Trang 228-312. 12. Roberto Felicceti, Matteo Colombo, 2007. New NDT Technique For the Assessment of Fire Damaged Concrete Strucutures. Fire Safety Journal 42 (2007), trang 461-472. 13. Kevin McGrattan, Bryan Klein, Simo Hostikka, Jason Floyd, 2008. Fire Dynamics simulator (Version 5) User’s Guide. NIST Special Publication 1019-5. FDS Version 5.2. SVN Repository Revision : 2076, July 30, 2008 . National Institute of Standards and Technology (NIST). 212 trang. 14. Eurocode 2: Design of Concrete Structure - Part 1-2 General rules - Structural fire design.

166

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ẢNH HƯỞNG CỦA THI CÔNG ĐẾN ĐỘ TIN CẬY CỦA SÀN BÊ TÔNG CỐT THÉP ỨNG LỰC TRƯỚC Nguyễn Chí Hiếu*

TÓM TẮT: Trình độ thi công có ảnh hưởng trực tiếp đến giá trị kéo căng: độ dãn dài - của cáp tại hiện trường so với độ dãn dài lý thuyết được tính toán theo thiết kế. Sai số này dẫn đến sai số của tổn hao ứng suất do ma sát ngay sau khi kéo căng với số liệu tính toán từ khâu thiết kế ban đầu, từ đó ảnh hưởng đến độ tin cậy (ĐTC) của sàn bê tông cốt thép (BTCT) ứng lực trước (ƯLT). Bài báo xem xét ảnh hưởng của thi công đến ĐTC của của sàn BTCT ƯLT theo phương pháp căng sau có bám dính. Từ KHOÁ: Độ tin cậy, ứng lực trước. 1 ĐẶT VẤN ĐỀ Một trong các kết quả phải đưa ra trong bài toán thiết kế sàn BTCT ƯLT căng sau là số đo độ dãn dài lý thuyết ΔLLT của từng sợi cáp, làm cơ sở để thi công và nghiệm thu kết quả kéo căng tại hiện trường. Khi thi công kéo căng cáp tại hiện trường, độ dãn dài thực tế ΔLTT của cáp thu được là tập hợp các số liệu biến động quanh giá trị ΔLLT. ΔLLT được tính theo công thức: L

ΔLLT = ∫

Ppa , x

E p Ap x =0

dx = ∫

x =0

Ppj e

(

− μ α tot + β p L pa , x

E p Ap

)

dx ,:

(1)

trong đó: - L là chiều dài của sợi cáp; Ep, Ap: Mô đun đàn hồi và tiết diện ngang của cáp; - Ppj, Ppa,x là lực kéo ban đầu và lực kéo còn lại trong sợi cáp sau tổn hao do ma sát tại vị trí − μ (α + β L ) cách đầu kéo một khoảng Lpa,x [17]: Ppa , x = Ppj e tot p pa ,x ; - βP là độ lệch góc của cáp trên đơn vị chiều dài; μ là hệ số ma sát giữa cáp và ống gen. αtot là tổng các giá trị tuyệt đối độ lệch góc (rad) liên tiếp của cáp giữa điểm đầu tại đầu neo kéo và mặt cắt tính toán cách đầu neo kéo một khoảng Lpa,x. Trong thiết kế, các tham số Ppj, μ, βp, αtot, Ep, Ap được chọn tiền định để tính toán ΔLLT. Song trong thực tế các tham số này là các tham số biến động phụ thuộc vào thiết bị thi công, tay nghề công nhân vận hành thiết bị, tính chất cơ lý của vật liệu sử dụng.., cụ thể như sau: - Ppj là lực kéo tại đầu neo, phụ thuộc vào thiết bị thi công, tay nghề công nhân vận hành thiết bị. *

Nguyễn Chí Hiếu, Viện KHCN Xây dựng, chihieu41xf@yahoo.fr, 0983 001 428

167

- Ep, Ap là các tính chất cơ lý của cáp, phụ thuộc vào loại cáp sử dụng; - μ là hệ số ma sát giữa cáp và ống gen, phụ thuộc vào đặc tính vật liệu của cáp và ống gen; βp, αtot phụ thuộc hình dạng quỹ đạo cáp. Trong một số trường hợp người thiết kế sẽ dựa vào số liệu ΔLTT thu được sau khi thi công sàn đầu tiên để điều chỉnh thiết kế, nghĩa là xem xét các nguyên nhân ảnh hưởng đến giá trị ΔLTT sai khác như thế nào so với ΔLLT, để từ đó tính toán lại ΔLLT cho gần với ΔLTT. Thực tế, việc thu thập các số liệu μ, βp, αtot tại hiện trường là rất khó thực hiện do đó ta thường sử dụng các giá trị đã cho trong tiêu chuẩn. Số liệu về Ep và Ap thì có thể lấy từ kết quả thí nghiệm các chỉ tiêu cơ lý của cáp. Do đó, quá trình điều chỉnh trên thực chất là việc lựa chọn lại Ep, AP theo số liệu thí nghiệm đồng thời điều chỉnh các tham số μ, βp theo kinh nghiệm thiết kế để ΔLLT gần sát với ΔLTT đối với sàn BTCT đầu tiên. Như vậy, sau quá trình điều chỉnh thiết kế, ứng với một lô vật liệu đã xác định ban đầu, ta có thể chấp nhận các tham số μ, βp, αtot, Ep, Ap là tiền định. Ở đây ta xem xét ảnh hưởng của tham số Ppj đến ΔLTT. L

ΔLTT = ∫

Ta có:

PpjTT e

(

− μ α tot + β p L pa , x

(2)

E p Ap

x =0

)

⎡ L PTT e − μ (αtot + β p Lpa ,x ) ⎤ ⎡ L P e− μ (αtot + β p Lpa ,x ) ⎤ PTT ΔLTT pj dx ⎥ / ⎢ ∫ pj dx ⎥ = pj ⇒ εL = ⎢ ∫ εL = E p Ap E p Ap ΔLLT ⎢ x =0 ⎥ ⎢ x =0 ⎥ Ppj ⎣ ⎦ ⎣ ⎦

Đặt

⇒ PpaTT, x = PpjTT e

(

− μ αtot + β p Lpa , x

)

= ε L Ppj e

(

− μ αtot + β p Lpa , x

)

(3)

(4)

Trong đó: - PpjTT , PpaTT, x là lực kéo thực tế tại đầu neo và lực kéo còn lại trong sợi cáp sau tổn hao do ma sát tại vị trí cách đầu kéo một khoảng Lpa,x ngay sau khi kéo căng. Do ΔLTT của cáp thu được là tập số liệu biến động phân bố quanh ΔLLT nên ε L = ΔLTT / ΔLLT cũng là một tham số biến động. Mặt khác, ε L = PpjTT / Ppj , phụ thuộc vào PpjTT vì thế ε L phụ thuộc vào thiết bị thi công, tay nghề công nhân vận hành thiết bị. Từ đây ta gọi ε L là tham số thi công. Dưới đây trình bày phương pháp và ví dụ tính toán ảnh hưởng của thi công ε L đến ĐTC của sàn BTCT ƯLT căng sau có bám dính theo Tiêu chuẩn AS3600-2009. 2 ẢNH HƯỞNG CỦA THI CÔNG ε L ĐẾN ĐTC CỦA SÀN BTCT ƯLT CĂNG SAU CÓ BÁM DÍNH 168

2.1 Hàm công năng về điều kiện ứng suất giới hạn Trong thiết kế sàn BTCT ƯLT, điều kiện về ứng suất trong sàn phải nhỏ hơn ứng suất giới hạn (ƯSGH) để đảm bảo kiểm soát vết nứt sàn - điều kiện ƯSGH - là điều kiện bắt buộc. Theo tiêu chuẩn AS3600-2009, điều kiện σ ≤ [σ ] được tiến hành kiểm tra trong 2 giai đoạn: giai đoạn ngay sau khi kéo căng và giai đoạn sử dụng lâu dài. ƯSGH [σ ] được qui định như sau [17]: - Giai đoạn ngay sau khi kéo căng:

ứng suất nén giới hạn: [σ ]n = 0.6 f cp

- Giai đoạn sử dụng dài lâu:

ứng suất nén giới hạn: [σ ]n = 0.6 f c' ứng suất kéo giới hạn: [σ ]k = 0.6 f c'

f cp , f c' : cường độ chịu nén của bê tông tại thời điểm ban đầu và sau 28 ngày.

Hiệu ứng tải trọng có thể đuợc biểu diễn như sau: σ = F (ε L ) , trong đó F (ε L ) là hàm biểu diễn ứng suất trong sàn BTCT với ε L là tham số ngẫu nhiên. Hàm công năng có dạng:

M = [σ ] − σ ⇒ M = [σ ] − F (ε L )

(5)

2.2 Tính chỉ số độ tin cậy β Trường hợp M là hàm tuyến tính của n tham số ngẫu nhiên Xi ( i = 1, n ) không tương quan, biểu n

diễn dưới dạng [2, 3]: M = a0 + ∑ ai X i , trong đó: a0, ai ( i = 1, n ) là các hằng số. Ta có: i =1

β = μM / σ M

(6)

Trong đó: n

μ M = a0 + ∑ ai μ X i , với μ X i = i =1

σM =

∑ ai2σ X2 i , với σ Xi = i =1

1 mi ∑ X i là kỳ vọng của tham số Xi có mi số liệu thống kê. mi 1 1 mi ( X i − μ X i ) 2 là độ lệch chuẩn của tham số Xi. ∑ mi 1

2.3 Đánh giá độ tin cậy theo chỉ số β [2, 3] Gọi xác suất an toàn là Ps, khi đó:

Ps = P(M > 0) = P(R - S > 0)

Gọi xác suất không an toàn là Pf, khi đó:

Pf = P(M ≤ 0) = P(R – S ≤ 0)

Ta có Ps + Pf = 1 ⇒ Ps = 1 - Pf. X

−1

Mặt khác: β = −Φ ( Pf ) ⇒ Pf = Φ (− β ) , trong đó Φ ( X ) = ∫

−∞

169

1 t2 exp(- )dt 2 2Π

Như vậy, sau khi tính được chỉ số độ tin cậy β, ta có thể tính được xác suất không an toàn Pf, từ đó dễ dàng tính được xác suất an toàn Ps = 1 - Pf. Để thuận lợi, ta sử dụng bảng quan hệ giữa Pf và β sau [2]: β

2,25

3,25

3,75

4,25

4,75

5,25

………

10-2

10-3

10-4

10-5

10-6

10-7

………

3 VÍ DỤ TÍNH TOÁN ẢNH HƯỞNG CỦA THI CÔNG ε L ĐẾN ĐTC CỦA SÀN BTCT ƯLT CĂNG SAU CÓ BÁM DÍNH 3.1 Nhiệm vụ và giới hạn của bài toán thiết kế Mặt bằng kết cấu sàn nhà văn phòng như hình vẽ 1. Thiết kế sàn BTCT ƯLT cho dải trên cột có: + 3 nhịp chiều dài: L12 = L23 = L34 = 9m; + Tổng chiều dài dải cột: L = L12 + L23 + L34 = 27m; + bề rộng b = (LT + Lp)/4 = 4,5m, với LT = LP = 9m là chiều dài nhịp bên trái và bên phải của dải trên cột; + Tiết diện cột: bc x bc = 0.7m x 0.7m; + Chiều dày sàn bê tông lựa chọn là Ds = 23cm, tải trọng bản thân phân bố đều q = 575daN/m2; + Các lớp hoàn thiện sàn có tải trọng phân bố đều q1 = 81daN/m2; hoạt tải phân bố đều trên sàn p = 200daN/m2; + Tải trọng tường và vách ngăn quy về phân bố đều: q2 = 50daN/m2;

Hình 1. Mặt bằng kết cấu dải trên cột của bài toán thiết kế

+ Cáp sử dụng loại T13 có Ap = 0.987cm2, Ep = 1.95x106daN/cm2; fp = 18600daN/cm2. Chùng ứng suất cơ bản Rb = 3.5%. Lực kéo ban đầu của 1 sợi cáp là Ppj = 14687daN; + Bê tông có f’c = 30 Mpa, Ec = 3.51x105daN/cm2. Tại thời điểm kéo căng: fcp = 25Mpa; + Độ võng của cáp: h = 138 mm; số lượng cáp của dải cột lựa chọn là: N = 25 tao. Trung bình một ống gen chứa nc = 4 tao cáp; + Thép thường đặt cấu tạo 2 lớp D10a300 có tiết diện quanh một sợi cáp: As = 0.942 cm2; + Độ tụt neo cho phép δL = 6mm; βp = 0.024 rad/m; μ = 0.2/rad; + Thời điểm chất tải: 365 ngày, k3 = 0.9; công trình nằm ở vùng nhiệt đới ven biển, k4 = 0.5; nhiệt độ môi trường xung quanh khu vực xây dựng công trình T = 250C; + Các gối biên của dải tính toán được hạn chế bởi cột và dầm bo (trục 1 và trục 4). + Số lượng cáp trên mỗi nhịp được thiết kế bằng nhau. 3.2 Hàm công năng về điều kiện ƯSGH 170

Xác định hiệu ứng tải trọng: Hiệu ứng tải trọng ở đây là ứng suất σ trong sàn BTCT: σ = F (ε L ) . Tại thời điểm ngay sau khi kéo căng hay trong giai đoạn sử dụng dài lâu, ứng suất trong sàn BTCT được tính bằng tổng: ứng suất nén do lực kéo của cáp gây ra, ứng suất do mô men lệch tâm cáp gây ra và ứng suất do tải trọng gây ra. Mô men do tải trọng gây ra ở dải trên cột được biểu diên như hình 2.

Hình 2. Mômen do tải trọng bản thân q của dải cột tính toán - Giai đoạn ngay sau khi kéo căng, khi đó sàn chỉ chịu tải trọng bản thân q và lực kéo căng của các sợi cáp. Ứng suất ở thớ trên σ *(TT ) , thớ dưới σ *(TD ) tại các vị trí trục 1, 4; bên trái, bên phải trục 2, 3 và giữa nhịp L12, L23, L34 của dải cột là:

σ *(TT ) = σ * + σ *(TT ) + σ q (TT )

Thớ trên: Thớ dưới:

σ *(TD ) = σ * + σ *(TD ) + σ q (TD )

(7) (8)

trong đó:

σ * : ứng suất nén trong bê tông do lực kéo cáp gây ra (dấu “-“ biểu thị ứng suất nén): σ * = − P * / Ag = − P * ( bDs ) = − NP * / ( bDs ) , với: P* : là lực kéo còn lại (tại vị trí tính toán ứng suất) trong sợi cáp sau khi trừ đi các tổn hao ứng suất tức thời; P* = NP* : là lực kéo còn lại của N sợi cáp trong dải trên cột; Ag: là tiết diện ngang của dải cột tính toán.

σ *(TT ) , σ *(TD ) : là ứng suất ở thớ trên, thớ dưới của bê tông do mô men lệch tâm cáp gây ra:

σ *(TT ,TD ) = ±

P *e P* h P* h 3P* h 3 NP*h =± =± = ± = ± z 2z 2bDs2 / 6 bDs2 bDs2

σ q (TT ) , σ q (TD ) : là ứng suất ở thớ trên, thớ dưới của bê tông do tải trọng bản thân gây ra:

σ q (TT ,TD ) = ±

Mq Mq 6M q =± 2 =± , z bDs / 6 bDs2

Mq: là mô men do tải trọng bản thân gây ra.

171

- Giai đoạn sử dụng dài lâu, khi đó sàn chịu tải trọng g = q + q1 + q2 + p và lực kéo căng của các sợi cáp. Ứng suất ở thớ trên σ (TT ) , thớ dưới σ (TD ) tại các vị trí trục 1, 4; bên trái, bên phải trục 2, 3 và giữa nhịp L12, L23, L34 của dải cột là: Thớ trên:

σ (TT ) = σ + σ (TT ) + σ g (TT )

(9)

Thớ dưới:

σ (TD ) = σ + σ (TD ) + σ g (TD )

(10)

trong đó:

σ : ứng suất nén trong bê tông do lực kéo cáp gây ra (dấu “-“ biểu thị ứng suất nén): σ = − P / Ag = − P / bDs = − NP / bDs Với P : là lực kéo còn lại (tại vị trí tính toán ứng suất) trong sợi cáp sau khi trừ đi tất cả các tổn hao ứng suất; P = NP : là lực kéo còn lại của N sợi cáp trong dải trên cột;

σ (TT ) , σ (TD ) : là ứng suất ở thớ trên, thớ dưới của bê tông do mô men lệch tâm cáp gây ra:

σ (TT ,TD ) = ±

Pe Ph Ph 3Ph 3 NPh =± =± =± 2 =± 2 z 2z 2bDs / 6 bDs bDs2

σ g (TT ) , σ g (TD ) : là ứng suất ở thớ trên, thớ dưới của bê tông do tải trọng g gây ra:

g (TT ,TD )

Mg Mg 6M g =± =± 2 =± z bDs / 6 bDs2

Mg: là mô men do tải trọng g gây ra. Với nhiệm vụ và điều kiện giới hạn của bài toán thiết kế, hiệu ứng tải trọng ở giai đoạn ngay sau khi kéo căng và giai đoạn sử dụng dài lâu đuợc xác định như trong bảng 1 dưới đây. Bảng 1. Hiệu ứng tải trọng ở giai đoạn ngay sau khi kéo căng và sử dụng dài lâu Giai đoạn ngay sau khi kéo căng

σ 1*

σ 12*

σ 2* (T )

σ 2* ( P)

Thớ trên

Mpa

-5.63

-1.06

-2.80

-3.24

0.01

-2.56

-2.11 -1.28 -5.01

Thớ dưới

Mpa

-0.29

-5.15

-3.63

-3.19

-6.23

-3.38

-3.82 -4.39 -0.47

σ1

σ12

σ 2 (T )

σ 2 ( P)

σ 23

σ 3 (T )

Giai đoạn dụng dài lâu

sử

* σ 23

σ 3* (T )

σ 3* ( P)

σ 3 ( P)

σ 34*

σ 34

σ 4*

σ4

Thớ trên

Mpa

-2.46

-3.57

2.41

1.71

-1.89

2.40

3.09 -3.78 -1.84

Thớ dưới

Mpa

-2.29

-1.47

-7.67

-6.97

-3.16

-7.16

-7.86 -0.71 -2.46

172

Ở đây, ta xem xét hàm công năng về điều kiện ƯSGH tại một vị trí nguy hiểm nhất để tính toán chỉ số độ tin cậy β và ước lượng độ tin cậy Ps. Bảng 1 cho thấy, tại vị trí thớ trên bên phải trục 3, trong giai đoạn sử dụng dài lâu có ứng suất kéo nguy hiểm nhất: σ 3 ( P) = 3.0941 Mpa. Hiệu ứng tải trọng tại vị trí này có dạng:

σ =σ

(TT ) 3

NP3 3 NP3h 1.05 gbL234 ( P) = − − +6 bDs bDs2 8bDs2

Do đó hàm công năng có dạng: ⎡ NP 3 NP3h 1.05 gbL234 ⎤ + M = [σ ] − σ ⇒ M = [σ ]k − F (ε L ) = 3.29 − ⎢ − 3 − 6 ⎥ bDs2 8bDs2 ⎦ ⎣ bDs

(8)

Trong đó: * 3

P3 = P − Ap E p

ε cs 1 + 15 As / Ag

− 0.8 Ap E p

σ ci (1 + 1.12e Ec

ε cs

* * 4 5 6

− k k k Rb (ε L Ppj − Ap E p

1 + 15 As / Ag

0.8

−0.008th

+ 0.15th

− 0.8 Ap E p

)k k kϕ 3 4 5

σ ci (1 + 1.12e Ec

0.8

cc .b

−

−0.008th

+ 0.15th

)k k kϕ ) 3 4 5

ccb

;

= 12290ε L − 891 − 293 − 9.18%(ε L14687 − 891 − 293) = 10942ε L − 1075 daN

P3* = Ppa ,3 − 2( = P pa ,3 − Ap

E p Apδ L L

ε L Ppj − Ppa ,4

N ε L Ppj bDs

− L12 − L23 )

(

− Ap

N ε L Ppj bDs

n −1 Ep 0.5 c nc Ec

n −1 Ep 0.5 c = (12363 − 73)ε L = 12290ε L daN nc Ec

(tại vị trí trục 3, thành phần 2(

Ppa ,3 = ε L Ppj e

ε L Ppj − Ppa ,4

− μ α 3 + β p L pa 3

)

E p Apδ L L

ε L Ppj − Ppa ,4

− L12 − L23 )

ε L Ppj − Ppa ,4 L

;

= 0 );

= ε L 12363daN ; [σ ]k = 0.6 f c' = 3.29 Mpa.

Do đó ta có:

⎡ NP3 3NPh 1.05gbL234 ⎤ 3 M = 3.29 − ⎢− − 2 +6 ⎥ = 3.29 + 8bDs2 ⎦ ⎣ bDs bDs 10942εL −1075 1.05*906*4.5*8.51*8.51*100 ⎞ ⎛10942εL −1075 +⎜ 25+3 25*13.8−6 ⎟ /10 4.5*100*23 4.5*100*23*23 8*4.5*100*23*23 ⎝ ⎠ = 3.29 + 2.643εL −0.2597 + 4.7574εL − 0.4674 −9.7674 M = 7.4004εL −7.2045Mpa (trong công thức trên, L34 là nhịp tính toán mô men nên L34 = 9 - 0,7bc = 8.51m). 173

3.3 Tính toán chỉ số độ tin cậy β và ước lượng độ tin cậy Ps 3.3.1 Thu thập số liệu thi công ε L Kết quả kéo căng tại hiện trường của một công trình tại Hà Nội cho kết quả giá trị dãn dài của các bó cáp trên 69 dải trên cột. Từ các số liệu dãn dài thu được cho phép tính giá trị trung bình

εL =

ΔLTT của từng dải. Số liệu tổng hợp giá trị trung bình của ε L trên 69 dải trên cột được ΔLLT

trình bày trong bảng 2 dưới đây. Bảng 2. Tổng hợp số liệu thi công ε L N0

εL

0.984

1.036

0.998

1.032

1.002

0.976

0.988

0.984

1.006

1.002

1.03

1.016

0.986

0.992

1.014

1.012

1.028

0.984

0.978

0.994

1.014

1.018

1.022

1.004

0.972

0.996

1.008

1.006

1.014

0.998

0.984

0.992

1.01

1.012

1.004

1.018

0.986

0.97

1.016

1.008

1.014

1.01

0.972

0.974

1.016

1.006

1.026

1.01

0.98

0.996

1.026

1.028

1.02

1.016

0.996

0.982

1.002

1.024

0.992

0.978

3.3.2 Tính toán chỉ số độ tin cậy β Do M = 7.4004εL – 7.2045 = a1 ε L + a0 là hàm tuyến tính của tham số ngẫu nhiên thi công ε L nên chỉ số độ tin cậy β được tính như sau:

με = L

1 69 1 69 ε Li = 1.002058 ; σ ε L = (ε Li − με L ) 2 = 0.0150564 ∑ ∑ 69 1 69 1

μ M = a0 + a1με = −7.2045 + 7.4004 *1.002058 = 0.2111298 L

σ M = a 2σ ε2 = 0.1114231 ⇒ β = 1

−1.895

Pf = Φ (− β ) =

∫

−∞

μM = 1.895 σM

1 t2 exp(- )dt ≈ 2.9% ⇒ Ps = 1 - Pf = 97.1% 2 2Π 174

4 NHẬN XÉT VÀ KIẾN NGHỊ Với việc lựa chọn ứng suất thiết kế nhỏ hơn ứng suất cho phép xấp xỉ 6% ( ( 3.29 − 3.0941) / 3.29 ≈ 6% ), độ tin cậy Ps thu được do ảnh hưởng của thi công xấp xỉ 2.9%. Như vậy, thi công là một yếu tố có ảnh hưởng khá lớn đến độ tin cậy của sàn BTCT ƯLT. Để giảm sai số do thi công, các thiết bị thi công cần được kiểm định và hiệu chỉnh chính xác bởi các phòng thí nghiệm hợp chuẩn. Công nhân kỹ thuật thi công sàn BTCT ƯLT, đặc biệt là các công nhân vận hành thiết bị phải có trình độ được đào tạo chuyên nghiệp và cấp chứng chỉ. Cần có các tài liệu kỹ thuật chỉ dẫn, yêu cầu về quy trình thi công kéo căng cáp, phuơng pháp tính toán độ dãn dài thực tế của cáp tại hiện trường và điều kiện nghiệm thu độ dãn dài đảm bảo phù hợp với thực tế thi công của Việt Nam. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Xuân Chính, “Phương pháp đánh giá ĐTC của khung bê tông cốt thép theo tiêu chuẩn Việt Nam”, Luận án TSKT - Viện KH CNXD - Bộ Xây dựng - 2000. 2. Nguyễn Văn Phó, “Một số bài giảng về lý thuyết ĐTC và tuổi thọ công trình”, Tài liệu cho các lớp cao học - XD công trình ĐHXD -1993. 3. Nguyễn Văn Phó, Nguyễn Xuân Chính, “Một số phương pháp gần đúng xác định chỉ số ĐTC của công trình”, Tuyển tập hội nghị Cơ học toàn quốc lần thứ 6 - Hà Nội - 1997. 4. TCVN 5574:2012, “Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép. Tiêu chuẩn thiết kế”. 5. V.V.Bolotin, “Statistical methods in structural mechanics”, Moscow 1995 (In Russian). 6. V.V.Bolotin, “Methods of probability and reliability theory in the calculation of structures”, Moscow 1982 (In Russian). 7. G.Augusti, A.Barrata, F.Casciati, “Probabilistic methods on structural engineering”, London, New York. Champman and Hall - 1998. 8. Palle Thoft - Christensen, Michael J.Baker, “Application of structural systems reliability theory springe”, Verlag Berlin Heidelberg - New Yord, Tokyo -1986. 9. O.Difleven, H.O.Madse, “Structural reliability methods”, John Wiley and Sons - 1996. 10. Andrzej S.Nowark, Kevin R.Collins, “Reliability of structures”, Mc.Graw Hill - 2000. 11. Achintya Haldar, Sankasan Mahadevan, “Probability, Reliability and statistical methods in engineering `design”, John Wiley and Sons Inc. New York - Toronto - Singapor - 2000. 12. M.K.Hurst MSc, DIC, MICE, MIStruct.E, “Prestressed Concrete Design”, Second edition. 13. T.Lin & H.Buns, “Design of Prestressed Cocrete Structures”. 14. Standard Specification for Steel Strand, Uncoated Seven-Wire for Prestressed Concrete, “ASTM A416-2006”. 15. Specification for The performance of prestressing anchorages for post-tensioned construction, “BS 4447-1973”. 16. International standard ISO 2394 (1998), “General Principles on Reliability for Structures”. 17. Australian Standard, “AS3600-2009 Concrete Structures”. 18. Australian Standard, “AS3600-2001 Concrete Structures”. 19. Australian Standard, “AS 3600 Supp1-1994”. 20. Eurocode 2: Design of concrete structures, “BS EN 1992-1-1:2004”. 21. Building Code Requirements for Structural Concrete (ACI 318-08) and Commentary. 22. Code of practice for design and construction, “BS8110-1997 part 1”.

175

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

HIỆU QUẢ ỨNG DỤNG KẾT CẤU SÀN BÊ TÔNG CỐT THÉP ỨNG LỰC TRƯỚC CĂNG SAU BÁM DÍNH TRONG XÂY DỰNG DÂN DỤNG Nguyễn Chí Hiếu*, Nguyễn Hoàng Anh, Lê Văn Tư TÓM TẮT: Báo cáo này tổng hợp các hiệu quả kỹ thuật, thẩm mỹ và kinh tế của kết cấu sàn bê tông cốt thép ứng lực trước căng sau bám dính thông qua kết quả chuyển đổi giải pháp sàn bê tông cốt thép truyền thống sang sàn bê tông cốt thép ứng lực trước căng sau bám dính tại một số dự án cụ thể, đồng thời đưa ra những lưu ý để giải pháp thiết kế sàn bê tông cốt thép ứng lực trước căng sau bám dính có hiệu quả. TỪ KHÓA: Ứng lực trước, căng sau bám dính, hiệu quả.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Kết cấu bê tông cốt thép (BTCT) ứng lực trước (ƯLT) lần đầu tiên được sử dụng tại Việt Nam vào năm 1960 khi xây dựng cầu Phủ Lỗ với nhịp dài 18m. Trong lĩnh vực giao thông và công nghiệp, những ưu điểm vượt trội của kêt cấu BTCT ƯLT đã được khẳng định và trở thành công nghệ phổ biến. Trong lĩnh vực xây dựng dân dụng, kết cấu BTCT ƯLT với hai công nghệ BTCT ƯLT căng trước và BTCT ƯLT căng sau bám dính (CSBD) cũng được ứng dụng rộng rãi. Đối với kết cấu BTCT ƯLT CSBD, do thiếu đồng bộ khi ứng dụng công nghệ trong các giai đoạn thiết kế, thi công kết cấu BTCT ƯLT CSBD dẫn tới chưa phát huy hết hiệu quả và các ưu điểm vượt trội của kết cấu BTCT ƯLT CSBD so với kết cấu BTCT truyền thống. Báo cáo này tổng hợp các hiệu quả kỹ thuật, thẩm mỹ và kinh tế của kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD thông qua kết quả chuyển đổi giải pháp sàn BTCT truyền thống sang sàn BTCT ƯLT CSBD tại một số dự án cụ thể, đồng thời đưa ra những lưu ý để giải pháp thiết kế sàn BTCT ƯLT CSBD có hiệu quả. 2 HIỆU QUẢ KHI ÁP DỤNG KẾT CẤU SÀN BTCT ƯLT CĂNG SAU BÁM DÍNH So với kết cấu BTCT truyền thống, kết cấu BTCT ƯLT nói chung có những ưu điểm vượt trội về kỹ thuật, mỹ thuật, tiến độ và kinh tế. 2.1 Ưu điểm kỹ thuật, mỹ thuật -

Có khả năng chống nứt tốt hơn; Có độ cứng lớn hơn; Giảm độ võng; Có khả năng vượt nhịp lớn, giảm kích thước tiết diện đáp ứng các yêu cầu thanh mảnh của kết cấu; Giảm chiều cao tầng: Đối với giải pháp sàn phẳng BTCT ƯLT do không có hệ dầm nên có thể giảm chiều cao tầng khi vẫn giữ nguyên chiều cao thông thủy; Nguyễn Chí Hiếu, Viện KHCN Xây dựng, nguyenchihieu41xf@yahoo.fr, +84 983 001 428

176

Tạo không gian phẳng, rộng, có thể dễ dàng phân chia công năng và thuận lợi cho việc thi công hệ thống kỹ thuât.

2.2 Tiến độ thi công và biện pháp cốppha đối với kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD Yếu tố ảnh hưởng lớn đến tiến độ và chi phí biện pháp thi công kết cấu sàn là công tác thép và cốp pha. Với kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD, do có ít hệ dầm và khối lượng thép sàn giảm, nên rút ngắn thời gian thi công riêng phần thô từ 2÷3 ngày/01sàn. Tiến độ thi công thông thường 01 sàn BTCT ƯLT CSBD có diện tích từ 1000m2 đến 2000m2 được thể hiện chi tiết như bảng 1. Bảng 1. Bảng tiến độ thi công và biện pháp luân chuyển cốppha sàn Thời gian (ngày) 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22

N0 Nội dung công việc

1 2 3 4 5 6

Thi công cột, vách lõi Thi công sàn Đổ bê tông Kéo căng cấp lực 10% Kéo căng tới cấp lực 100% Tháo dỡ cốppha dầm sàn

Luân chuyển cốppha

Bảng 1 cho thấy với kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD khi kéo căng toàn bộ cáp tới lực kéo thiết kế, kết cấu sàn làm việc đúng theo mô hình tính toán, do đó nếu tổ chức thi công hợp lý, số lượng bộ cốp pha sàn để luân chuyển là 02 bộ trong khi với kết cấu sàn BTCT truyền thống cần từ 3÷4 bộ. Đây cũng là yếu tố tiết kiệm kinh tế. 2.3 Ưu điểm về kinh tế Khi chuyển đổi kết cấu sàn BTCT truyền thống sang kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD [1] thấy rằng: giải pháp sàn BTCT ƯLT chủ yếu tiết kiệm chi phí xây dựng cốt thép và cốp pha. Khối lượng vật tư tiết kiệm khi chuyển đổi tại nhiều dự án được tổng hợp trong bảng 2. Bảng 2. Chênh lêch vật tư cho 1m2 sàn khi chuyển đổi sang giải pháp BTCT ƯLT CSBD STT

Nhịp

Bê tông

Cốt thép

Ván Khuôn

Cáp ƯLT

Tiết kiệm

(m)

(m3)

(1,000 đ/m2)

7-8

0÷0.0015

(15÷25)

(0.14÷0.3)

3.0÷4.0

200 ÷250

8-10

-0.0015÷0.0015

(25÷35)

(0.3÷0.5)

3.5÷4.5

250÷450

10-12

-0.0015÷0.001

(35÷45)

(0.3÷0.5)

3.5÷4.5

400÷ 650

Ghi chú: Các giá trị trong ngoặc đơn ( ) thể hiện khối lượng giảm. Theo [1]: Phương án sàn BTCT ƯLT CSBD bắt đầu phát huy hiệu quả từ nhịp 7.5m trở lên, nhịp càng lớn thì giải pháp này càng phát huy hiệu quả kinh tế. Hiệu quả kinh tế khi chuyển đổi kết cấu sàn BTCT truyền thống sang kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD của một số dự án điển hình được tổng hợp trong bảng 3. 177

Bảng 3. Tổng hợp kết quả chuyển đổi sang kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD tại một số công trình do IBST COTEC thực hiện [1] STT

4 5 6

8 9

Tên công trình

Tòa nhà hỗn hợp AZ Lâm Viên Tổ hợp văn phòng thương mại và chung cư cao cấp Golden Palace Trung tâm sản xuất- chuyển giao công nghệ HNC Nhà chung cư 21T2- Khu nhà ở cao tầng tái định cư trên lô đất A14 Starcity Lê Văn Lương Trụ sở làm việc Tổng công ty Thiết bị điện Việt Nam Nhà chung cư cao tầng tại khu nhà ở phía đông hồ Nghĩa Đô Chợ Hội- Trung tâm Thương mại Cẩm Xuyên Khách sạn Mường Thanh Thanh niênHạ Long

Thông số kỹ thuật KC sàn Nhịp Chiều điển dày hình sàn (m) (mm)

Chênh lệch giữa giải pháp sàn BTCT truyền thống và sàn BTCT ƯLT Bê Cốt Ván Cáp Chi phí tiết tông thép khuôn ƯLT kiệm (m3)

(T)

(m2)

(T)

(1,000đ/m2)

10x10

220

11.08

-24

-313

4.12

307

8.4x8.4

220

-34.2

-39

-178

5.24

304

6.5x8.0

200

-1.68

-15

-62

1.0

568

8.7x7.7

220

17.7

-48

-698

5.1

455

8.5x7.6

220

-11

-60

-710

9.0

404

8.4x8.1

220

-6

-18

-400

2.2

380

8.6x7.7

235

-47

-68

-500

6.4

590

6.2x8.1

180

481

-736

-28976

80.4

572

8.4x8.4

210

-0,5

-44

-290

3.4

680

Ghi chú: “-” thể hiện khối lượng giảm. 3 NHỮNG LƯU Ý ĐỂ GIẢI PHÁP THIẾT KẾ SÀN BTCT ƯLT CSBD TIẾT KIỆM Để giải pháp thiết kế mang lại nhiều hiệu quả kinh tế, kỹ thuật, khi thiết kế kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD cần quan tâm tới những vấn đề sau: 3.1 Lựa chọn phương pháp phân tích kết cấu sàn Có 2 phương pháp để phân tích ảnh hưởng của cáp ƯLT là: mô hình tải trọng tương đương (ELM - tách cáp ra khỏi hệ kết cấu và thay bằng một hệ lực tương đương) và mô hình cáp rời (DTM - xem cáp là một phần tử trong hệ kết cấu và xây dựng phương trình cân bằng cho hệ kết

178

cấu này). Để có được giải pháp kết cấu BTCT ƯLT tiết kiệm nên sử dụng các phần mềm phân tích theo phần tử hữu hạn như SAFE, Adapt floor Pro... 3.2 Lựa chọn giải pháp kết cấu và các thông số của kết cấu sàn Kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD được áp dụng thường có những dạng sau:

Hình 1. Kết cấu sàn phẳng

Hình 2. Sàn phẳng có mũ cột

Hình 3. Sàn phẳng kết hợp dầm ứng lực trước

Chiều dày sàn được lựa chọn phụ thuộc vào nhịp kết cấu và tải trọng tác dụng thể hiện trong bảng 4 [5]. Bảng 4. Tỷ lệ giữa nhịp và chiều dày của các dạng kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD [5] Loại nhịp

Nhịp đơn

Nhịp biên

Nhịp giữa

Tỷ lệ nhịp/ chiều dày sàn

Tải trọng tác dụng (daN/m2)

Sàn phẳng

300

(L/D) 33

Sàn phẳng có mũ cột (L/D) 38

500

1000

300

500

1000

300

500

1000

Sàn phẳng kết hợp với dầm (Ls/Ds) (Lb/D) 20 38

Kết cấu sàn phẳng: Giải pháp này tạo ra trần phẳng, tuy nhiên khả năng chống nứt, chống chọc thủng tại các vị trí vùng cột bị hạn chế. Vì vậy, giải pháp sàn này thường được áp dụng với các công trình với bước cột từ 7÷9m và công năng thông thường. Kết cấu sàn phẳng có mũ cột: Ưu điểm của giải pháp này là tăng độ cứng, tăng khả năng chống nứt, chống chọc thủng và giảm hàm lượng thép thường tại các vị trí vùng cột. Giải pháp sàn này tối ưu với các bước cột từ 8÷11m. Ngoài ra, đối với công trình văn phòng, khách sạn do luôn bố

179

trí hệ thống trần giả nên khi áp dụng dạng kết cấu sàn này sẽ phát huy khả năng chịu lực và tiết kiệm chi phí đồng thời vẫn đảm bảo các yêu cầu kiến trúc. Kết quả tính toán kết cấu sàn với lưới cột 8,5mx8,5m điển hình, sử dụng bê tông cấp độ bền B30, tải trọng tính toán 600daN/m2, với cùng giải pháp bố trí cáp cho phương án sàn phẳng và sàn phẳng có mũ cột thu được trong bảng 5. Bảng 5. Hiệu quả khi áp dụng giải pháp sàn phẳng so với sàn phẳng có mũ cột Kết cấu sàn

Sàn phẳng dày 23cm Sàn phẳng dày 20cm,

Ứng suất

Cốt thép bố trí

cho phép

tính toán

4.12N/mm2

5.67N/mm2

10.2cm2

4.12N/mm2

3.9N/mm2

Không bố trí cốt thép

mũ cột cao 10cm Theo [1]: Với lưới cột từ 8÷11m, với lượng bê tông không đổi trên toàn bộ kết cấu sàn thì phương án bố trí mũ cột có thể tiết kiệm được 20÷30% chi phí phần cốt thép và cáp ƯLT. Kết cấu sàn phẳng kết hợp với dầm ƯLT: Giải pháp này bố trí dầm ƯLT đối với nhịp lớn, có thể kết hợp với cả sàn ƯLT đối với phương còn lại. Giải pháp này tối ưu khi nhịp kết cấu từ 12÷20m. 3.3 Lựa chọn vật liệu cho sàn BTCT ƯLT CSBD 3.3.1 Bê tông Cấp độ bền tối thiểu của bê tông đối với kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD quy định tại một số tiêu chuẩn thiết kế cho trong bảng 6. Bảng 6. Cấp độ bền tối thiểu của bê tông trong một số tiêu chuẩn thiết kế Yêu cầu Bê tông

ACI318-11[2]

BS8110-1997[3]

Cấp độ bền

Không quy định

Tại thời điểm kéo căng B30

tối thiểu

TCVN 5574:2012[4]

fcu≥ 25Mpa (B25)

Ghi chú: fcu là cường độ chịu nén đặc trưng của bê tông theo [3] tương đương với cấp độ bền của bê tông theo [4]. Kết quả tính toán sàn BTCT ƯLT CSBD cho thấy: sử dụng bê tông có cấp độ bền nhỏ hơn B30 sẽ không phát huy hết hiệu quả của cáp ƯLT. Vì vậy, nên lựa chọn cấp độ bền tối thiểu của bê tông cho kết cấu BTCT ƯLT CSBD là B30. Kết quả của [1] cho thấy: khi tải trọng đứng tác dụng lên sàn dưới 600daN/m2 (chung cư, văn phòng, khách sạn) thì việc sử dụng bê tông có cấp độ bền B40 trở lên không mang lại hiệu quả kinh tế, nên sử dụng bê tông cấp độ bền B30 hoặc B35 để đảm bảo hiệu quả và đồng bộ với bê

180

tông cột, vách. Bê tông cấp độ bền B40 trở nên chỉ áp dụng khi tải trọng tác dụng lên sàn lớn hơn 1000daN/m2, hay nhịp kết cấu lớn. Chênh lệch chi phí giữa sử dụng bê tông có cấp độ bền lớn hơn B30 với phương án sử dụng bê tông B30 theo [1] được thể hiện trong bảng 7. Bảng 7. Chênh lệch chi phí khi sử dụng bê tông cấp độ bền khác so với cấp độ bền B30 Nhịp kết cấu

Chiều dày sàn

(m)

(mm)

7÷8

200

9÷10

240

Bê tông

Cốt thép

Chi phí tiết kiệm Cốt thép

Chi phí phát sinh bê tông

Chênh lệch

(kg/m2)

(VNĐ/m2)

B35

-1.25

-25,000

22,000

-5,000

B40

-2.00

-40,000

50,000

6,000

B35

-1.65

-33,000

26,400

-6,600

B40

-3.15

-63,000

60,000

-3,000

Ghi chú: “-” thể hiện khối lượng giảm. 3.3.2 Cáp ứng lực trước Đối với Kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD, ngoại trừ các kết cấu sàn, dầm chịu tải trọng quá lớn, vật liệu cáp ƯLT thường lựa chọn đường kính 12.7mm mà không phải là 15.24mm vì một số lý do sau: -

Khi phân tích kết cấu, các công trình thông thường có nội lực tại các mặt cắt không quá lớn nên số lượng các bó cáp 12.7mm sẽ phù hợp hơn trong bố trí. Trong [2], quy định: đối với kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD, khoảng cách giữa các bó cáp từ 8-10 lần chiều dày sàn. Với dải giữa nhịp lượng cáp tính toán không nhiều và phải bố trí trong khoảng ½ nhịp nên cáp 12,7mm vừa đáp ứng được yêu cầu tính toán vừa đáp ứng yêu cầu bố trí. Một lý do quan trọng nữa là lực kéo của mỗi tao 12.7mm khoảng 14.6T trong khi mỗi tao 15.24mm khoảng 20.8T nên nếu bố trí loại bó 4 tao 15.24mm trở lên, lực ép tại vùng neo sẽ rất lớn, có thể gây phá hủy đầu neo hoặc làm tăng thêm chi phí gia cường đầu neo.

3.3.3 Lựa chọn cấp chống nứt khi thiết kế Theo [3], cấp chống nứt của kết cấu BTCT ƯLT được chia thành 3 loại: -

Cấp 1: Không cho phép xuất hiện ứng suất kéo trong bê tông; Cấp 2: Cho phép xuất hiện ứng suất kéo nhưng không xuất hiện vết nứt; Cấp 3: Cho phép xuất hiện vết nứt với độ rộng vết nứt từ 0.1-0.2mm.

Đối với các công trình cao tầng, nếu không có yêu cầu đặc biệt về chống thấm, chống ăn mòn, thông thường lựa chọn cấp chống nứt trong thiết kế là cấp 3 vẫn đáp ứng được khả năng chịu lực và tiết kiệm chi phí. 181

3.3.4 Lựa chọn cách bố trí cáp và thép thường Trong kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD, thông thường cáp ƯLT được như hình 6. Dạng từ (a) tới (c) được áp dụng cho kết cấu sàn làm việc một phương: -

Dạng (a) sử dụng cáp DƯL cho nhịp sàn được kê lên dầm BTCT hoặc vách, cáp khi đó được phân bố đều. Dạng (b) sàn được tựa trên các dầm bẹt ƯLT, cách bố trí này được sử dụng khi nhịp dầm là quá lớn và dầm bẹt được sử dụng để giảm nhịp tính toán của phương còn lại phương đó bố trí thép thường gia cường. Dạng (c) là sự kết hợp của dạng a và b sử dụng dầm bẹt và cáp phân bố đều theo phương còn lại.

Bố trí cáp theo dạng từ (d) tới (f) được áp dụng cho kết cấu sàn làm việc hai phương: -

Dạng (d): cáp được bố trí trên dải cột, dải nhịp theo 2 phương sử dụng thép thường gia cường, thường phù hợp với dạng nhịp theo 2 phương đều nhỏ hơn 8m. Dạng (e): cáp được bố trí trên dải cột và bố trí trên giải nhịp theo phương cạnh dài. Dạng (f): cáp được bố trí trên dải cột và dải nhịp theo cả 2 phương, dạng này thường sử dụng khi chiều dày sàn bị hạn chế. Tuy nhiên, việc thi công lắp đặt cáp theo dạng này cần đòi hỏi kinh nghiệm thi công để đảm bảo chính xác dạng đường cong của các bó cáp.

Hình 5. Các cách bố trí cáp ƯLT theo giải pháp thiết kế sàn 1 và 2 phương Việc lựa chọn cách bố trí cáp để tối ưu phải xem xét đến công năng, hệ lưới cột, hệ thống kỹ thuật, tải trọng tác dụng lên mặt bằng kết cấu của công trình. Để có giải pháp thiết kế hiệu quả cần xem xét sự tham gia của cáp và thép gia cường làm việc đồng thời khi phân tích kết cấu. 182

4 KẾT LUẬN Ngoài những hiệu quả về khả năng chịu lực, mỹ thuât và tiến độ thi công, so với kết cấu sàn BTCT truyền thống, kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD phát huy hiệu quả kinh tế từ nhịp 7.5m trở lên, tùy vào nhịp kết cấu có thể tiết kiệm từ 10% tới 30% chi phí xây dựng phần sàn. Để phát huy ưu điểm của kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD, khi thiết kế cần xem xét sự phù hợp của giải pháp kết cấu với yêu cầu kiến trúc để phát huy khả năng làm việc của cáp ứng lực trước trong kết cấu sàn BTCT ƯLT CSBD . TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Một số hồ sơ thiết kế giải pháp chuyển đổi kết cấu sàn BTCT ƯLT do IBST COTEC thực hiện. 2. ACI 318-11 Building Code Requirements for Structural Concrete and Commentary - Mỹ. 3. BS8110-1997 part 1. Code of practice for design and construction. 4. TCVN 5574:2012. Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép- Tiêu chuẩn thiết kế. 5. Ed Cross. Post-tensioning in building structures.

183

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT SỐ VẤN ĐỀ CẦN LƯU Ý TRONG THI CÔNG NGHIỆM THU KẾT CẤU SÀN BÊ TÔNG CỐT THÉP ỨNG LỰC TRƯỚC CĂNG SAU CÓ BÁM DÍNH Nguyễn Chí Hiếu*, Nguyễn Hoàng Anh, Nguyễn Văn Việt

TÓM TẮT: Kết cấu bê tông cốt thép (BTCT) ứng lực trước (ULT) đang ngày càng được ứng dụng rộng rãi trong các công trình dân dụng và công nghiệp. Tuy nhiên, trong thi công và nghiệm thu còn gặp nhiều vướng mắc về kỹ thuật nhưng chưa có các tài liệu chỉ dẫn đồng bộ để giải quyết các vấn đề này. Bài báo này trình bày một số vấn đề nêu trên đối với kết cấu sàn BTCT ULT căng sau. TỪ KHÓA: Ứng lực trước căng sau, sự cố, chỉ dẫn. 1 ĐẶT VẤN ĐỀ Hiện nay, kết cấu BTCT ULT đang ngày càng được ứng dụng rộng rãi trong các công trình dân dụng và công nghiệp, tuy nhiên trong công tác thiết kế sàn BTCT ULT, hầu hết các đơn vị tư vấn đều sử dụng các tiêu chuẩn nước ngoài như BS 8110- 1997 của Anh, AS 3600 của Úc, ACI 318 của Mỹ... Trong thi công, còn gặp một số vấn đề vướng mắc về kỹ thuật nhưng chưa có các tài liệu chỉ dẫn đồng bộ nên còn gặp khó khăn trong nghiệm thu và xử lý các sự cố. Bài báo này trình bày một số vấn đề cần lưu ý trong thi công nghiệm thu kết cấu BTCT ULT căng sau. 2 MỘT SỐ VẤN ĐỀ CẦN LƯU Ý TRONG THI CÔNG NGHIỆM THU 2.1 Trong nghiệm thu 2.1.1 Nghiệm thu vật liệu đầu vào Đối với neo dự ứng lực, chưa có quy định cụ thể về các phép thử để đánh giá chất lượng, chưa có sự đồng bộ giữa tiêu chuẩn sản xuất và thí nghiệm, cụ thể: neo được sản xuất theo tiêu chuẩn BS 44471973 của Anh, trong khi các phòng thí nghiệm thường sử dụng tiêu chuẩn ngành 22TCN247- 1998 của Việt Nam để đánh giá. 2.1.2 Nghiệm thu công tác lắp đặt Trong công tác lắp đặt, việc đảm bảo sai số theo phương đứng 5mm, phương ngang 20mm là yêu cầu khó đáp ứng được do những sai số trong công tác lắp đặt cốp pha, cốt thép, con kê tạo cao độ cáp. Sai số lớn về cao độ sẽ làm tăng mất mát ứng suất trong cáp, ảnh hưởng đến khả năng chịu lực *

Nguyễn Chí Hiếu, Viện KHCN Xây dựng, nguyenchihieu41xf@yahoo.fr, 0983 001 428

184

của kết cấu. Để đáp ứng được yêu cầu về cao độ cần có những yêu cầu nghiêm ngặt trong việc sử dụng cốp pha và con kê tạo cao độ cáp, cụ thể: cần có những quy định riêng về cốp pha sử dụng trong sàn BTCT ULT để hạn chế sai số theo phương đứng và những quy định cụ thể trong việc sản xuất con kê đảm bảo độ chính xác cao nhất như sử dụng con kê được sản xuất trong nhà máy với độ chính xác cao, không bị xê dịch trong khi đổ bê tông thay thế con kê gia công trực tiếp trên công trường.

a) Con kê sản xuất trong nhà máy

b) Con kê gia công trên công trường

Hình 1. Hình ảnh con kê sản xuất trong nhà máy và gia công trên công trường 2.1.3 Nghiệm thu công tác kéo căng Cơ sơ nghiệm thu công tác kéo căng là:

ΔLLT − ΔLTT ΔLLT

δ ss =

(1)

nằm trong giới hạn cho phép, cụ thể: δ ss ≤ 7% (theo [4] ), δ ss ≤ 5% (theo [8] ). Trong đó: Giãn dài

lý thuyết ΔLLT được tính toán trước trong thiết kế, giãn dài thực tế ΔLTT thu được từ các số liệu trên hiện trường. ΔLLT được tính toán trước trong thiết kế với các tham số tiền định: L

ΔLLT = ∫

Pi ( x )

E p Ap 0

P0 .e−( μα + kx ) e−( μα + kx ) dx = P0 ∫ dx E A E A p p p p 0 0

dx = ∫

Trong đó: -

L : Chiều dài cáp; E p : Mô đun đàn hồi cáp; Ap : Diện tích tiết diện cáp;

Pi ( x ) : Lực kéo còn lại của cáp tại tiết diện tính toán; P0 : Lực kéo tại đầu kích;

185

(2)

μ : Hệ số ma sát giữa cáp và ống gen;

- α : Tổng độ lệch góc liên tiếp của cáp tính từ đầu kích đến mặt cắt tính toán (giá trị tuyệt đối); -

k : Hệ số biến dạng, phụ thuộc loại ống gen và mức độ rung khi đổ bêtông;

x : Khoảng cách từ đầu kích đến tiết diện tính toán.

Theo công thức (2), ΔLLT được tính toán với các tham số tiền định E p , Ap , μ , k . Nhưng trên thực tế các tham số này là các tham số biến động phụ thuộc vào tính chất cơ lý của vật liệu sử dụng, hình dạng quỹ đạo cáp, tay nghề thi công của công nhân, thiết bị thi công.., cụ thể: -

E p , Ap phụ thuộc loại cáp sử dụng, có khoảng biến động nhất định như bảng 1. Bảng 1. Giá trị tiền định và số liệu thí nghiệm thực tế của E p , Ap (Lấy với cáp T13)

Hệ số

Đơn vị

Giá trị tiền định trong thiết kế

Giá trị thu được qua thí nghiệm

Mức độ ảnh hưởng đến ΔLLT

N/mm2

195,000

194,600- 202,100

3.64%

mm2

98.71

95.10- 100.80

3.65%

μ , k phụ thuộc vào đặc tính vật liệu cáp với ống gen và hình dạng quỹ đạo cáp Bảng 2. Giá trị của các tham số μ , k cho trong tiêu chuẩn

Hệ số

Đơn vị

Giá trị tiền định trong thiết kế

μ k

0.12- 0.55 1/m

17.10-4, 25.10-4 hoặc >33.10-4

Để ΔLLT phù hợp với thực tế thi công, người thiết kế nên dựa vào số liệu ΔLTT thu được sau khi thi công sàn đầu tiên để điều chỉnh thiết kế, nghĩa là xem xét các nguyên nhân ảnh hưởng đến ΔLTT làm sai khác so với ΔLLT đã tính toán trước trong thiết kế. Việc điều chỉnh này thực chất là việc lựa chọn lại E p , Ap theo số liệu thí nghiệm đồng thời điều chỉnh các tham số μ , k theo kinh nghiệm để ΔLLT gần sát với ΔLTT .

Như vậy, sau quá trình điều chỉnh thiết kế, ứng với một lô vật liệu đã xác định ban đầu, ta có thể chấp nhận các tham số E p , Ap , μ , k là tiền định. ΔLTT của cáp được tính toán theo quy trình kéo căng khác nhau, cụ thể:

186

Quy trình kéo căng 3 cấp lực

Quy trình kéo căng 2 cấp lực

Cáp được kéo lần lượt với 3 cấp lực 10%P0, Cáp được kéo lần lượt với 2 cấp lực 10%P0 và 50%P0 và 100%P0. 100%P0. Sau khi kéo xong cấp lực 10%P0 , đánh dấu trên Sau khi kéo xong cấp lực 10%P0 , đánh dấu trên thân cáp và lấy cữ L10 là khoảng cách từ mặt thân cáp và lấy cữ L10 là khoảng cách từ mặt neo đến vị trí đánh dấu neo đến vị trí đánh dấu. Sau khi kéo xong các cấp lực 50%P0, 100%P0 Sau khi kéo xong cấp lực 100%P0 đo được số đo được các số liệu L50 và L100. Từ các số liệu liệu L100. Từ các số liệu này, ta tính được: này, ta tính được: 8 ΔLTT = ( L100 − L10 ) (6) 9 ΔLTT = L100 − L50 + 1, 25( L50 − L10 ) (5)

Hình 2. Biểu đồ quan hệ lực kéo và giãn dài của cáp trong quy trình kéo căng 3 cấp lực

Hình 3. Biểu đồ quan hệ lực kéo và giãn dài của cáp trong quy trình kéo căng 2 cấp lực

Giá trị ΔLTT bị ảnh hưởng bởi các sai số liên quan đến quy trình vận hành thiết bị và đo đạc số liệu L10, L50, L100 trên hiện trường. Vì vậy, để có được ΔLTT chính xác thì thiết bị phải được hiệu chỉnh trước khi thi công, công nhân phải được đào tạo và cần có những chỉ dẫn cụ thể về việc kiểm soát công tác đo đạc số liệu hiện trường. 2.2 Một số sự cố thường gặp trong thi công và biện pháp xử lý 2.2.1 Vỡ bê tông tại vị trí đầu neo

a) Hiện tượng -

Bêtông bị nứt vỡ cục bộ, mặt sàn xuất hiện vết nứt quanh vùng đầu neo kéo (chết) sau khi tiến hành kéo căng. Thông thường là khi tiến hành kéo căng tại cấp lực 50% , 100% .

187

b) Nguyên nhân chính -

Chất lượng bê tông tại vùng đầu neo chưa đạt cường độ thiết kế khi kéo căng. Quá trình đổ bêtông chưa đảm bảo yêu cầu kỹ thuật, không đầm kỹ bêtông khu vực đầu neo dẫn đến có các khuyết tật cục bộ tại vị trí này. Khi kéo căng, do tập trung ứng suất lớn, bê tông bị ép mặt, ứng suất nén vượt quá cường độ làm bê tông bị nứt vỡ.

c) Biện pháp kiểm soát và cách khắc phục -

Kiểm tra cường độ bê tông trước khi kéo căng, chỉ thực hiện công tác kéo căng sau khi kết quả cường độ bêtông đạt yêu cầu thiết kế. Kiểm soát tốt quá trình đầm bê tông đảm bảo khu vực đầu neo được đầm kỹ. Khắc phục theo các bước sau: + Bước 1: Nhả neo. + Bước 2: Đục bê tông sàn, dầm tại vị trí đầu neo, thay thế neo, ống gen bị hư hỏng, lắp đặt lại cáp, thép gia cường theo đúng bản vẽ thiết kế. + Bước 3: Làm sạch vùng bêtông đã đục tẩy, đổ bù Sika Grout theo cấp phối được phê duyệt. + Bước 4: Sau khi vùng bêtông đổ bù đạt cường độ, tiến hành kéo căng lại theo đúng quy trình.

2.2.2 Tuột đầu neo chết

a) Hiện tượng -

Khi kéo căng, cáp dãn dài ra bất thường.

b) Nguyên nhân chính -

Công tác gia công, lắp đặt đầu neo chết không đảm bảo yêu cầu thiết kế. Bêtông tại khu vực đầu neo chết bị rỗng, xốp dẫn đến liên kết giữa bê tông và đoạn cáp trần không đảm bảo nên khi kéo căng các tao cáp này sẽ có sự chuyển dịch quanh vị trí neo chết.

c) Biện pháp kiểm soát và cách khắc phục -

Kiểm soát tốt chất lượng đầu neo chết trong công tác gia công, lắp đặt. Khắc phục theo các bước sau: + Bước 1: Đục tẩy vùng bêtông xốp rỗng quanh vị trí vùng neo chết, kiểm tra lại cấu tạo đầu neo chết, gia công lại đầu neo chết hoặc thay thế tao cáp bị hỏng. + Bước 2: Làm sạch vùng bêtông đã đục tẩy, đổ bù Sika Grout theo cấp phối được phê duyệt. + Bước 3: Sau khi vùng bêtông đổ bù đạt cường độ, tiến hành kéo căng lại theo đúng quy trình.

2.2.3 Tuột nêm neo

a) Hiện tượng

188

Sau khi kéo căng nêm neo bị tuột ra, thường xảy ra với bó cáp dài hai đầu kéo.

b) Nguyên nhân chính -

Neo được đóng không đều vào mặt neo dẫn đến khi kéo căng sự làm việc của các mảnh neo không đồng thời dẫn đến hiện tượng nêm neo bị trượt.

c) Biện pháp kiểm soát và cách khắc phục -

Thay thế nêm neo khác, đóng chặt vào neo và kéo lại theo đúng quy trình.

2.2.3 Đứt cáp

a) Hiện tượng -

Trong khi kéo căng, cáp bị đứt.

b) Nguyên nhân chính -

Bản thân cáp có lỗi khi chế tạo. Tao cáp bị tia lửa hàn từ tổ thi công ván khuôn bắn vào trong quá trình thi công lắp đặt trên sàn gây hư hỏng tao cáp. Đầu neo lắp không thẳng, khi kéo căng thì sợi cáp tì vào đầu neo và xuất hiện lực cắt trên tao cáp tại vị trí gấp khúc giữa neo và cáp dẫn đến đứt cáp. Công tác lắp đặt profile cáp không chính xác tạo nên những điểm uốn có ma sát lớn.

c) Biện pháp kiểm soát và cách khắc phục -

Kiểm soát tốt quá trình thi công lắp đặt. Thay thế tao cáp đã bị đứt, tiến hành kéo căng lại theo đúng quy trình.

2.2.4 Tắc ống gen khi bơm vữa

a) Hiện tượng -

Vữa không chảy hết toàn bộ chiều dài đường cáp trong ống gen.

b) Nguyên nhân chính -

Ống gen không kín khít do không kiểm soát tốt trong quá trình lắp đặt cáp dự ứng lực, công tác đầm khi đổ bêtông làm hư hại ống gen dẫn đến bêtông cốt liệu, nước xi măng lọt vào ống gen trong quá trình đổ bê tông.

c) Biện pháp kiểm soát và cách khắc phục -

Kiểm soát kỹ quá trình lắp đặt và quá trình đầm đổ bêtông để đảm bảo ống gen kín khít. Tiến hành xác định vị trí tắc bằng cách khoan thủng ống gen hình thành lỗ bơm vữa thứ cấp và sử dụng các lỗ này để tiếp tục bơm vữa, đảm bảo vữa chảy thông suốt trong toàn bộ chiều dài đường cáp.

189

3 MỘT SỐ KIẾN NGHỊ

Trong công tác thiết kế: Người thiết kế cần có kinh nghiệm và am hiểu công nghệ để lựa chọn được những tham số thiết kế đầu vào phù hợp với thực tế thi công, cần phải xem xét lại thiết kế khi có số liệu kéo căng thực tế của sàn đầu tiên. Trong công tác thi công: Thiết bị cần phải hiệu chuẩn trước khi sử dụng, công nhân trực tiếp tham gia thi công cần có tay nghề và phải được đào tạo. Cần ban hành các chỉ dẫn cụ thể về thi công nghiệm thu và xử lý các sự cố thường gặp trong quá trình thi công. TÀI LIỆU THAM KHẢO

1. TCVN 5574:2012. Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép- Tiêu chuẩn thiết kế. 2. TCXDVN 389:2007. Sản phẩm bê tông ứng lực trước- Yêu cầu kỹ thuật và nghiệm thu. 3. Biện pháp và quy trình thi công cáp sàn bê tông cốt thép dự ứng lực căng sau có bám dính do Công ty Cổ phần Đầu tư và Công nghệ Xây dựng IBST (IBST COTEC) lập tháng 3/2012. 4. ACI 318-08: Building Code Requirements for Structural Concrete 5. Eurocode 2: Design of concrete structures. BS EN 1992-1-1:2004. 6. ASTM A416-2006. Standard Specification for Steel Strand, Uncoated Seven-Wire for Prestressed Concrete. 7. BS 4447-1973. Specification for The performance of prestressing anchorages for post-tensioned construction. 8. BS8110-1997 part 1. Code of practice for design and construction.

190

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU TRIỂN KHAI KỸ THUẬT THÍ NGHIỆM KIỂM TRA CHẤT LƯỢNG CÁC LOẠI GỐI CẦU TẠI PHÒNG THÍ NGHIỆM CÔNG TRÌNH Nguyễn Đức Đương*, Ngô Mạnh Toàn, Đỗ Trần Hùng, Phạm Hồng Quân, Vũ Hồng Hà TÓM TẮT: Gối cầu là một chi tiết quan trọng có yêu cầu về đặc tính kỹ thuật rất cao, thường được đặt trên các trụ và mố để đỡ các nhịp dầm. Dựa vào loại kết cấu cầu, tải trọng và điều kiện làm việc gối cầu thường được chia ra 3 loại là gối chậu (pot bearing), gối cao su cốt bản thép (elastomic bearing) và gối thép đường sắt. Bài báo sẽ trình bày tổng quát về các tiêu chí thí nghiệm, từ đó nghiên cứu đưa ra phương pháp thí nghiệm thích hợp phục vụ công tác đánh giá chất lượng các sản phẩm gối cầu. TỪ KHÓA: Gối cầu, gối chậu, gối cao su cốt bản thép, thí nghiệm;

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Hiện nay gối cầu được sử dụng rộng rãi trong các công trình cầu đường và cả trong nhà cửa. Việc thí nghiệm để kiểm tra chất lượng của gối là nhu cầu cần thiết để đảm bảo chất lượng cho công trình. Các thí nghiệm trước đây được thực hiện ở Việt Nam chỉ đáp ứng được gối có tải trọng nhỏ hơn 500 Tấn. Để mở rộng các thí nghiệm về gối, Phòng TNCT đã nghiên cứu và chế tạo thành công hệ thống thiết bị phục vụ công tác thí nghiệm gối cầu từ các thiết bị có sẵn và đầu tư mới. Các sản phẩm gối cầu chủ yếu được sản xuất bằng các vật liệu gồm thép, cao su, nhựa tổng hợp. Về đặc điểm cấu tạo có thể chia ra 3 loại chính tương ứng với 3 yêu cầu sử dụng: + Gối chậu (Pot Bearing) được sử dụng cho các nhịp dầm lớn, yêu cầu gối phải chịu được tải trọng rất lớn từ 2000kN đến 25000kN và có thể lớn hơn? + Gối cao su cốt bản thép (Elastomic bearing) được sử dụng cho những công trình cầu mà hệ dầm được đúc sẵn bao gồm dầm super T và dầm I, nhịp dầm thông thường từ 12m đến 38m. Do gối chỉ đỡ một phiến dầm nên tải trọng lên gối thường ở mức 200kN đến 300kN. + Gối thép được sử dụng trong các cầu đường sắt tải trọng từ 500kN đến 5000kN. Gối cầu là sản phẩm có yêu cầu kỹ thuật cao về vật liệu và khả năng chịu tải trọng. Ở Việt Nam hiện nay các sản phẩm gối đều phải nhập khẩu từ các nước có ngành xây dựng phát triển hơn như Thụy Sĩ, Hàn Quốc, Malaysia, Trung Quốc.... 2 NGHIÊN CỨU PHƯƠNG PHÁP THÍ NGHIỆM 2.1 Các tiêu chuẩn và yêu cầu kỹ thuật áp dụng cho thí nghiệm các sản phẩm gối cầu Các tiêu chuẩn cho gối chậu: - ASTM D5977 – 03, ASTM D5212 – 91 *

Nguyễn Đức Đương, Viện KHCN Xây dựng, ducduongibst@gmail.com, +84 903.249.589

191

Các tiêu chuẩn cho gối cao su cốt bản thép: - ASTM D5212 – 91, AASHTO M 251-97, ASTM D4014-03, 22TCN-217-94 Các tiêu chuẩn thí nghiệm vật liệu chế tạo gối: - ASTM D2240 -05, ASTM D412 - 06a, ASTM D429 -03, ASTM D573 -04, TCVN 222977, TCVN4867-89, TCVN 1595-88; - Ngoài ra căn cứ và các tiêu chuẩn trên và nhu cầu thực tế của công trình, nhà sản xuất và người sử dụng có thể đặt ra các yêu cầu thí nghiệm phù hợp cho riêng sản phẩm của mình. 2.2 Nghiên cứu chế tạo thiết bị phục vụ cho công tác thí nghiệm gối cầu Những yêu cầu cần thiết đáp ứng cho công tác thí nghiệm bao gồm: + Tải trọng nén đứng từ 0 đến 4000T; + Tải trọng đẩy ngang từ 0 đến 300T; + Góc xoay cưỡng bức lên gối 0 đến trên 0,02rad; + Xác định các biến dạng của gối từ 0-50mm; + Tải trọng, nhiệt độ, biến dạng cho các chỉ tiêu vật liệu... Để mở rộng năng lực thiết bị hiện có, Phòng TNCT đã nghiên cứu đầu tư chế tạo thêm các thiết bị phục vụ cho công tác thí nghiệm gối, như sau: + Hệ khung gia tải đứng gồm máy nén đa năng 300T (Heckert) có sẵn, khung 1200T và khung 4000T được phòng TNCT nghiên cứu chế tạo đáp ứng các yêu cầu cho thí nghiệm gối và các thí nghiệm tải trọng lớn khác. So với một số khung gia tải của nước ngoài (xem hình 1) thì khung của phòng TNCT chế tạo nhỏ gọn hơn, giảm được nhiều các liên kết nhưng vẫn đảm bảo yêu cầu kỹ thuật về lực và biến dạng.

Hình 1. Hệ khung của Trung Quốc (Kích gia tải được gắn vào khung, lực tác động từ trên xuống)

Hình 2. Hệ khung 4000T của phòng TNCT (Kích gia tải được đặt trên bệ khung, lực tác động từ dưới lên) 192

+ Để phù hợp với thiết bị có sẵn, phòng đã sử dụng các hệ kích khác nhau phục vụ công tác gia tải. Việc sử dụng hệ kích rời gia tải từ dưới lên có những ưu điểm như cơ động có thể thay thế kích phù hợp với tải trọng của gối hoặc sử dụng kích vào các mục đích khác, giảm liên kết vào khung mà vẫn đảm bảo độ ổn định cho hệ thí nghiệm, giảm giá thành chế tạo khung. Do yêu cầu về tải trọng thí nghiệm là rất lớn (Có những gối đã thí nghiệm tải trọng nén đứng lên đến 31.365 kN – Công trình cầu Giá Rai mới) nên hệ khung gia tải và kích thủy lực cũng phải đủ để tạo được tải trọng thí nghiệm đề ra. Từ năm 2004 đến nay, năng lực khung gia tải và kích thủy lực của phòng thí nghiệm luôn được đầu tư nâng cấp để phù hợp với yêu cầu thử nghiệm các loại gối cầu có sức chịu tải ngày càng lớn. Vừa qua, phòng TNCT đã chủ động đầu tư một hệ kích thủy lực có tải trọng tối đa 4000 tấn để đáp ứng cho công tác thí nghiệm. Hệ kích mới đã đáp ứng nâng tải trọng thí nghiệm từ 1200T lên 4000T và khai thác hết khả năng của khung gia tải. + Hệ gia tải ngang được lắp bằng các dầm và thanh vít me cường độ cao có sẵn của phòng. Qua nhiều thí nghiệm cho thấy hệ này làm việc hiệu quả tương đương những hệ gia tải ngang của các máy đồng bộ. Ưu điểm của hệ này là có thể linh động thay thế các hệ dầm và vít me khác nhau đáp ứng kích thước và tải trọng của gối. + Đồng hồ đo biến dạng độ chính xác 0.01mm, thước kẹp; + Máy kéo nén đa năng phục vụ thí nghiệm vật liệu; + Máy đo độ cứng cao su, tủ sấy, hệ thống kẹp mẫu cao su, hệ dầm kê; + Các thiết bị phụ trợ khác cũng luôn được Phòng bổ sung hoàn thiện đáp ứng yêu cầu của thí nghiệm. 2.3 Triển khai thí nghiệm gối cầu Dựa trên các thiết bị hiện có, các tiêu chuẩn thí nghiệm có liên quan và đặc điểm yêu cầu kỹ thuật từng loại gối, cán bộ phòng TNCT đã nghiên cứu để đưa ra các giải pháp tiến hành thí nghiệm phù hợp cho từng chỉ tiêu, đáp ứng được các tiêu chí yêu cầu của tiêu chuẩn. Tùy theo từng loại gối sẽ có phương pháp và thiết bị thí nghiệm riêng: + Với các gối có tải trọng thẳng đứng dưới 300T, mẫu sẽ được lắp và thí nghiệm trên máy nén đa năng 300T (độ chính xác ±0,33%) cùng với các thiết bị phụ trợ phù hợp; + Với các gối có tải trọng đứng lớn hơn 300T, kích thước gối cũng tăng theo khả năng chịu tải của gối. Phòng TNCT đã tính toán và chế tạo 2 hệ khung gia tải gồm khung 1200T và khung 4000T. Đi kèm 2 hệ khung là 2 hệ kích thủy lực 1200T (04 kích 300T) và 4000T (04 kích 1000T) đều có độ chính xác là ±0,5%. Việc gia tải ngang được thực hiện bằng cách lắp đặt các hệ vít me, dầm thép và kích thủy lực.

193

3 CÁC CÔNG TRÌNH TIÊU BIỂU GẦN ĐÂY ĐƯỢC THỰC HIỆN TẠI PHÒNG TNCT Bảng 1. Các công trình thí nghiệm Gối chậu TT

Tên Dự án

Tải trọng thí nghiệm

Nhà sản xuất

Cầu số 2 – Dự án BOT Rạch Miễu – Quốc lộ 60 Bến Tre

400x1.5Tấn

OVM

Cầu Vĩnh Tuy

900x1.5Tấn

OVM

công trình “Cầu Phú Thứ – Gói thầu số 2” thuộc Dự án “Đường cao tốc Cầu Giẽ - Ninh Bình”

700x1.5 Tấn

Cầu Rạch Chiếc – Dự án xây dựng mới Cầu Rạch Chiếc trên xa lộ Hà Nội

700x1.5 Tấn

công trình “Gói thầu 14 – Cầu Đông Trù”; Dự án “Xây dựng đường 5 kéo dài”

Bành Phổ

Dự án đầu tư Xây dựng cầu vượt tại nút giao thông giữa 967x1.5 Tấn tuyến đường Nguyễn Chí Thanh và đường Láng để hạn chế ùn tắc giao thông

OVM

công trình “Gói thầu 12 – Cầu Đông Trù”; Dự án “Xây dựng đường 5 kéo dài”

1347x1.5 Tấn

Hercules Engineering

Công trình: Cầu Giá Rai mới; Dự án xây dựng đường Giá Rai – Gành Hào (giai đoạn 2)

2091x1.5 Tấn

Mageba (Thụy Sỹ)

Bảng 2. Các công trình thí nghiệm Gối cao su TT

Tải trọng thí nghiệm

Nhà sản xuất

2047.5 Tấn

OVM

10 Gói thầu A8 – Dự án Xây dựng đường cao tốc Nội Bài – Lào Cai

300Tấn

Bành Phổ

11 Cầu Sông Cái – Thành phố Đà Nẵng

260Tấn

OVM

Tên Dự án Cầu Cần Thơ

12 Gói thầu xây lắp số 3 thuộc dự án Xây dựng đường cao tốc TP. Hồ Chí Minh – Long Thành – Dầu Giây 13 Dự án “Nâng cao an toàn cầu đường sắt trên tuyến Hà Nội – TP. Hồ Chí Minh – Gói thầu Xây lắp sô 1B (CP1B)”

194

OVM 225Tấn

Bành Phổ

4 KẾT QUẢ CÔNG TÁC THÍ NGHIỆM GỐI CẦU Công tác thí nghiệm gối cầu nhằm cung cấp kết quả làm cơ sở để đánh giá chất lượng gối đưa vào sử dụng cho công trình. Các chỉ tiêu thí nghiệm của gối cầu phải dựa trên yêu cầu của các tiêu chuẩn và chỉ dẫn kỹ thuật của dự án. - Các chỉ tiêu thí nghiệm của gối bao gồm hai phần: + Các chỉ tiêu về tải trọng : · Thí nghiệm tải trọng nén ngắn hạn thẳng đứng · Thí nghiệm tải trọng nén dài hạn thẳng đứng ≥ 15 giờ · Thí nghiệm tải trọng ngang · Thí nghiệm hệ số ma sát · Thí nghiệm góc xoay · Thí nghiệm mô đun trượt của gối cao su + Các chỉ tiêu về vật liệu gối: · Thí nghiệm độ cứng Shore A · Thí nghiệm cường độ chịu kéo của cao su · Thí nghiệm độ dãn dài khi đứt của cao su · Thí nghiệm già hóa của cao su · Thí nghiệm biến dạng nén dư của cao su · Thí nghiệm cường độ bám dính của cao su với cốt bản thép

Hình 3: Hình ảnh thí nghiệm gối chậu 195

Bảng 3. Kết quả thí nghiệm gối cầu cho dự án cầu vượt nút giao Lê Văn Lương-Nguyễn Chí Thanh: gối chậu OVM 10DX Chỉ tiêu thí nghiệm

Các thông số thí nghiệm

Kết quả thí nghiệm

Nén ngắn hạn

Tải đứng VTN=150Vmax=14504kN

Biến dạng thẳng đứng: 4,28mm

Nén góc xoay

Tải đứng VTN=100%Vmax=9669kN

Góc xoay thực tế 0,0033rad đáp ứng yêu cầu >0,003rad

với góc xoay 0,003rad Tải trọng ngang

Tải đứng VTN=100%Vmax=9669kN Tải ngang Vngang=846kN

Xác định hệ số ma sát Tải đứng VTN=100%Vmax=9669kN

Biến dạng vai gối khi chịu tải trọng ngang là 0,94mm Hệ số ma sát của gối K=0,0023

0,00

Biến dạng (m m )

-0,50 -1,00 -1,50 -2,00 -2,50

Đường tăng tải

-3,00

Đường hạ tải

-3,50 -4,00 -4,50 0

2000

4000

6000

8000

10000

12000

14000

16000

Tải trọng (kN)

Hình 4. Biểu đồ quan hệ tải trọng - biến dạng thí nghiệm nén dài hạn gối chậu 10DX

Hình 5: Hình ảnh thí nghiệm gối cao su cốt bản thép

196

Bảng 4. Kết quả thí nghiệm gối cầu cao sut cốt bản thép cho dự án đường cao tốc Nội Bài – Lào Cai, gói thầu A1: gối cao su cốt bản thép OVM GJZ 600x350x50mm Chỉ tiêu thí nghiệm

Các thông số thí nghiệm

Kết quả thí nghiệm

Nén ngắn hạn

Tải đứng VTN=150Vmax=3112,2kN

Biến dạng đứng TB:2,49mm

Nén dài hạn

Tải đứng VTN=150Vmax=3112,2kN

Biến dạng đứng TB:2,65mm

trong 15h Nén góc xoay

Tải đứng VTN=100%Vmax=2074,8kN

Góc xoay thực tế 0,031rad đáp ứng yêu cầu >0,03rad

với góc xoay 0,03rad Tải trọng ngang

Tải đứng VTN=100%Vmax=2074,8kN Tải ngang Vngang=99kN

Mô đun trượt

Tải đứng VTN=100%Vmax=2074,8kN

Mô đun trượt của gối: 48,81

Tải ngang V0,3Hcs=105kN

N/cm2

V0,3Hcs =186kN 0,00 -0,20

Biến dạng (mm)

-0,40 -0,60 -0,80 -1,00 -1,20

Đường tăng tải

-1,40

Đường hạ tải

-1,60 -1,80 -2,00 0

100

200

300

400

500

Tải trọng (kN)

Hình 6. Biểu đồ quan hệ tải trọng - biến dạng thí nghiệm nén gối cao su

- Một số lưu ý được rút ra khi thực hiện thí nghiệm gối: + Trước khi lắp đặt cần kiểm tra ngoại quan tình trạng nguyên vẹn của gối; + Chọn máy thí nghiệm cho phù hợp với tải trọng của gối; + Trong quá trình lắp đặt phải chú ý lắp gối đúng tâm truyền lực, với tải trọng lớn việc đặt không đúng tâm thường làm cho kết quả thí nghiệm không chính xác thậm chí làm hỏng gối.

197

+ Trước khi gia tải để lấy số liệu phải kiểm tra lại toàn bộ hệ thống đã lắp đặt, tính toán khả năng chịu lực của các thiết bị phụ trợ (dầm kê, dầm chịu tải, các thanh vít me) có phù hợp với tải trọng thí nghiệm không? Không tính toán việc này sẽ ảnh hưởng đến chất lượng thí nghiệm và có thể gây mất an toàn lao động. - Tiêu chuẩn quy định gối được chấp nhận vào công trình khi đáp ứng tất cả các chỉ tiêu thí nghiệm tải trọng và vật liệu, tuy nhiên theo kinh nghiệm từ công tác thí nghiệm gối cho thấy chỉ tiêu thí nghiệm tải trọng nén dài hạn thẳng đứng ≥ 15 giờ và thí nghiệm mô đun trượt của gối cao su là hai chỉ tiêu rất quan trọng (có xác suất mẫu không đạt lớn hơn các chỉ tiêu khác) nên bắt buộc thí nghiệm với mọi dự án bởi vì: + Chỉ tiêu thí nghiệm tải trọng nén dài hạn thẳng đứng ≥ 15 giờ dưới lực tác dụng đứng nhằm đánh giá khả năng chịu tải trọng dài hạn của gối xác định khả năng chịu tải của gối khi nén ở tải trọng thí nghiệm VTNnén = 150%Vmax (Vmax là tải trọng thẳng đứng lớn theo thiết kế của dự án). Nếu mẫu thí nghiệm xảy ra hiện tượng phá hoại thì bề mặt của gối sẽ bị phồng rộp, bề mặt cao su của gối bị nứt, rách. + Thí nghiệm mô đun trượt của gối cao su xác định khả năng dịch chuyển ngang của gối. Mô đuyn trượt được xác định trong phạm vi dịch chuyển tương ứng 0,3Hcs và 0,7Hcs (Hcs: là tổng chiều cao các lớp cao su). Chỉ tiêu này đánh giá khả năng bám dính của các lớp cao su với cốt bản thép trên gối đã hoạn thiện, vì khi gối làm việc nén và kéo ngang đồng thời nếu lớp bám dính giữa các lớp cao su và cốt bản thép không được tốt sẽ bị bóc tách và phá hoại gối khi làm việc. 5 KẾT LUẬN VÀ ĐỊNH HƯỚNG NÂNG CAO CÔNG TÁC THÍ NGHIỆM 5.1 Kết luận Phòng Thí nghiệm Công trình có đầy đủ năng lực thí nghiệm các loại gối cầu và gối cho công trình dân dụng. Các thí nghiệm đáp ứng được yêu cầu theo các tiêu chuẩn của Anh, Mỹ, Việt Nam. Hiện nay có thể nói, Phòng TNCT là đơn vị hàng đầu Việt Nam về thí nghiệm các loại gối tải trọng lớn, là địa chỉ tin cậy của khách hàng trong và ngoài nước. Ngoài các thiết bị được trang bị sẵn, Phòng đã chủ động đầu tư mạnh mẽ về thiết bị để đáp ứng yêu cầu thí nghiệm. Quy trình quản lý chất lượng các thí nghiệm về gối của Phòng TNCT đạt chất lượng theo Tiêu chuẩn ISO 9001:2008. Kinh nghiệm triển khai công tác thí nghiệm các loại gối cho thấy chỉ tiêu thí nghiệm tải trọng nén thẳng đứng dài hạn và thí nghiệm mô đun trượt của gối cao su là hai chỉ tiêu rất quan trọng cần bắt buộc thực hiện khi tiến hành thí nghiệm đánh giá chất lượng các sản phẩm gối cầu. 5.2 Định hướng trong thời gian tới Để hoàn thiện và nâng cao chất lượng của công tác thí nghiệm các loại gối cầu Phòng TNCT tiếp tục triển khai các công việc sau: - Triển khai công tác quản lý chất lượng công việc theo ISO vào tất cả các khâu từ nhận mẫu thí nghiệm đến triển khai thí nghiệm và trả kết quả cho khách hàng. 198

- Về tiêu chuẩn phương pháp thử, phòng TNCT sẽ tiếp tục cập nhật và áp dụng các tiêu chuẩn mới nhất liên quan đến việc thí nghiệm gối, đáp ứng yêu cầu của các dự án. - Về thiết bị: cùng với sự phát triển của công nghệ xây dựng ngành cầu đường thì các sản phẩm gối cầu cũng ngày càng đa dạng, đặc biệt là tải trọng gối ngày càng cao vượt quá năng lực thiết bị hiện có của phòng. Hiện tại đã xuất hiện những công trình sử dụng các loại gối từ 6.000 Tấn đến 30.000 Tấn (VD: công trình cao tốc Hà Nội – Lào Cai và dự án cao tốc Hà Nội – Hải Phòng) và tương lai tải trọng của gối sẽ ngày càng cao vì vậy phòng TNCT sẽ phải tiếp tục đầu tư nâng cao khả năng của thiết bị bao gồm khung gia tải, kích thủy lực, các đồng hồ có độ chính xác và tự động hóa cao. - Về con người: sẽ xây dựng các quy trình thí nghiệm chuẩn cho cán bộ của phòng để nâng cao tay nghề và chuyên nghiệp hóa đáp ứng các yêu cầu mới của thí nghiệm công trình nói chung và thí nghiệm gối cầu nói riêng. - Về mở rộng thị trường: hiện nay các công trình cầu tập trung rất nhiều ở các tỉnh miền Nam nên để đáp ứng cho tiến độ cũng như sự thuận lợi cho khách hàng, Phòng TNCT cần nghiên cứu bố trí một số trang thiết bị thí nghiệm tại chỗ để thực hiện các thí nghiệm gối nhỏ được kịp thời. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. ASTM D5977 – 03 Standard Specification for High Load Rotational Spherical Bearings for Bridges and Structures; 2. ASTM D5212 – 91 Standard Specification for High Load Rotational Confined Elastomeric Bearings for Bridges and Structures; 3. ASTM D573 -04 Standard Test Methods for Rubber - Deterioration in an Air Oven; 4. AASHTO M 251-97 Plain and Laminated Elastomeric Bridges Bearings; 5. ASTM D4014-03 Standard Specification for Plain and Steel-Laminated Elastomeric Bearings for Bridges; 6. 22TCN-217-94 Gối cầu cao su cốt bản thép – Tiêu chuẩn chế tạo, nghiệm thu, lắp đặt; 7. ASTM D2240 -05 Standard Test Methods for Rubber Properly – Durometer Hardness; 8. ASTM D412 -06a Standard Test Methods for Vulcanized Rubber and Thermoplastic ElastomersTension; 9. ASTM D429 -03 Standard Test Methods for Rubber Properly – Adhesion to Rigid Substrates; 10. TCVN 1595-88 Cao su – Phương pháp xác định độ cứng shore A; 11. TCVN 2229-77 Cao su – Phương pháp xác định hệ số già hóa; 12. TCVN4867-89 Cao su lưu hóa-Xác định độ bám dính với kim loại. Phương pháp một tấm.

199

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

PHƯƠNG PHÁP XÂY DỰNG BIỂU ĐỒ TƯƠNG TÁC VÀ TÍNH TOÁN DIỆN TÍCH CỐT THÉP CHO CẤU KIỆN CHỊU NÉN LỆCH TÂM XIÊN Hồ Việt Hùng*, Phạm Xuân Đạt, Nguyễn Trọng Huy TÓM TẮT: Biểu đồ tương tác đã được sử dụng phổ biến tại các nước trên thế giới và đã được đưa vào trong các tiêu chuẩn thiết kế như ACI-318 (Mỹ), BS-8110 (Anh), hay AS-3600 (Úc) v.v.. Ở Việt Nam, các nghiên cứu gần đây cũng đã đề cập nhiều đến việc xây dựng biểu đồ tương tác. Bài viết này tổng hợp lại phương pháp xây dựng biểu đồ tương tác cho cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên theo tiêu chuẩn Việt Nam, và tiến hành một ví dụ tính toán để làm sáng tỏ các bước thực hành. TỪ KHÓA: Biểu đồ tương tác, nén lệch tâm xiên, tính toán diện tích cốt thép.

1 BIỂU ĐỒ TƯƠNG TÁC Biểu đồ tương tác thông thường có dạng như Hình 1, với 3 trục lần lượt thể hiện các giá trị lực dọc Nz và các mô men uốn Mx, My. Khả năng chịu lực của một cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên được biểu thị thông qua mặt cong trong biểu đồ tương tác. Mặt cong này giới hạn phần không gian mà nếu tất cả các điểm biểu diễn nội lực của tiết diện nằm trong đó thì có thể kết luận tiết diện đảm bảo khả năng chịu lực.

Hình 1. Biểu đồ tương tác Về mặt định lượng, với một cặp nội lực (Nz, Mx, My) được biểu diễn thông qua điểm L trên biểu đồ tương tác (Hình 1), tiết diện được coi là đảm bảo khả năng chịu lực khi tỉ số CR = OL/OC ≤ 1, trong đó C là giao điểm giữa tia OL với mặt của biểu đồ tương tác. *

Hồ Việt Hùng, Công ty CPĐT và TKXD Việt Nam (CDC), hoviethung.htc@gmail.com, +84915236184

200

2 PHƯƠNG PHÁP XÂY DỰNG BIỂU ĐỒ TƯƠNG TÁC Phương pháp xây dựng biểu đồ tương tác cho tiết diện hình chữ nhật được giới thiệu trong [1] (theo TCXDVN 356:2005, hiện nay đã chuyển thành TCVN 5574:2012 với nội dung tính toán không thay đổi), và [3] (theo BS 8110-97). Về cơ bản, phương pháp xây dựng biểu đồ tương tác nêu trong các tài liệu này là giống nhau. Việc xây dựng biểu đồ tương tác cho tiết diện được bắt đầu từ việc giả thiết vị trí của đường giới hạn của vùng nén, đối với tiêu chuẩn Việt Nam thì chính là đường giới hạn của vùng nén quy ước. Với mỗi vị trí của đường giới hạn vùng nén, các quy tắc sau đây được sử dụng để xác định ứng suất của bê tông và cốt thép theo tiêu chuẩn Việt Nam: •

Độ bền chịu nén của bê tông được quy ước là ứng suất nén của bê tông, có giá trị bằng Rb và phân bố đều trên vùng chịu nén của tiết diện.

•

Bỏ qua sự làm việc của bê tông chịu kéo.

•

Ứng suất của các thanh cốt thép được xác định theo công thức (1). (1)

Trong công thức (1): •

ω và σsc,u lần lượt là đặc trưng vùng nén của bê tông và ứng suất giới hạn của cốt thép trong vùng nén, được xác định theo điều 6.2.2.3 của TCVN 5574:2012;

•

ξi là chiều cao tương đối vùng chịu nén của bê tông, ξi = x / hoi, trong đó x và hoi là

chiều cao vùng nén và khoảng cách trọng tâm của thanh cốt thép thứ i tới đường thẳng đi qua đỉnh nén và song song với đường giới hạn vùng nén (Hình 2).

Hình 2. Sơ đồ xác định ứng suất của bê tông và cốt thép Sau khi xác định được ứng suất của bê tông và của cốt thép, khả năng chịu lực của tiết diện Nz, Mx, và My được xác định thông qua các công thức (2), (3) và (4). (2) 201

(3)

(4) Trong các công thức (2), (3), và (4): •

Ab và Asi lần lượt là diện tích của vùng bê tông chịu nén và của thanh cốt thép thứ i ;

•

xGb, yGb, xsi, và ysi lần lượt là tọa độ theo phương x và y của trọng tâm vùng bê tông chịu nén và của thanh cốt thép thứ i so với gốc tọa độ là trọng tâm ban đầu của tiết diện.

Như vậy, với mỗi vị trí của đường giới hạn vùng nén, từ các công thức (1), (2), (3) và (4) xác định được một cặp giá trị (Nz, Mx, My) là khả năng chịu lực của tiết diện. Khi thay đổi vị trí của đường giới hạn vùng nén thì sẽ thu được một tập hợp giá trị tạo nên mặt cong biểu thị khả năng chịu lực của tiết diện trên biểu đồ tương tác. Đối với tiết diện chữ nhật, các vị trí khác nhau của đường giới hạn vùng nén có thể hình thành 3 dạng vùng nén là hình tam giác, tứ giác, và ngũ giác (Hình 3a, 3b, 3c). Đối với các dạng tiết diện khác, thì dạng vùng nén sẽ phức tạp hơn và số lượng dạng vùng nén sẽ tăng lên rất nhiều (Hình 3d, 3e)

Hình 3. Các dạng vùng nén Việc lập công thức để xác định diện tích và tọa độ trọng tâm của vùng nén đối với các trường hợp khác nhau của vùng nén là tương đối khó khăn, đặc biệt khi dạng vùng nén phức tạp như Hình 3d và 3e. Để giải quyết vấn đề này, có thể sử dụng các phương pháp chia nhỏ tiết diện thành các vùng tiết diện có hình dạng cơ bản (hình tam giác, chữ nhật) như đề xuất trong Hình 4.

Hình 4. Các phương án chia nhỏ tiết diện để xác định nội lực của bê tông Trong phương án chia nhỏ tiết diện thứ nhất (Hình 4a), tiết diện bê tông được chia thành các 202

phần tử hình chữ nhật, diện tích và vị trí trọng tâm của các phần tử là biết trước dựa vào quy tắc chia hình. Ứng suất trong mỗi phần tử được xác định dựa vào tương quan vị trí của phần tử và điểm xa nhất của vùng nén (từ đây gọi là đỉnh nén) so với đường giới hạn vùng nén. Trong phương án chia nhỏ diện tích thứ hai (Hình 4b), vùng nén được chia thành các hình chữ nhật và tam giác. Đối với hình tam giác, diện tích Abi và các tọa độ trọng tâm (xGi, yGi) có thể xác định bằng các công thức sau: (5) (6) (7) 3 KIỂM TRA KHẢ NĂNG CHỊU LỰC CỦA TIẾT DIỆN Như đã trình bày trong mục 1, khả năng chịu lực của tiết diện được đánh giá qua tỉ số CR= OL / OC, hay còn gọi là hệ số huy động. Nếu hệ số huy động bé hơn 1 thì có thể kết luận tiết diện đảm bảo khả năng chịu lực. Như vậy, bài toán kiểm tra khả năng chịu lực của tiết diện đòi hỏi phải xác định được điểm C là điểm biểu diễn khả năng chịu lực của tiết diện, chính là giao điểm giữa tia OL và mặt của biểu đồ tương tác (Hình 1). Với mặt của biểu đồ tương tác đã biết trước, điểm L trên biểu đồ có thể xác định được thông qua điều kiện: (8) Trên thực tế, mặt của biểu đồ tương tác xác định được thông qua quy trình đã trình bày trong mục 2 là tập hợp của các điểm rời rạc, mỗi điểm tương ứng là khả năng chịu lực của tiết diện xác định dựa trên một vị trí của đường giới hạn vùng nén. Do đó, cần phải sử dụng phương pháp nội suy để xác định điểm C. Một phương pháp nội suy đơn giản có thể áp dụng là phương pháp trung bình có trọng số (Inverse Distance Weighted Average - IDWA) [2]. Đây là phương pháp nội suy có xét đến ảnh hưởng của khoảng cách từ điểm khảo sát tới các điểm đã biết (dữ liệu) lân cận, theo đó dữ liệu càng gần điểm khảo sát sẽ ảnh hưởng càng nhiều tới giá trị của điểm khảo sát. Để nội suy, trước tiên cần biến đổi hệ tọa độ (Nz, Mx, My) sang hệ tọa độ cầu (u, v, R) thông qua các công thức sau: (9)

(10) 203

(11)

Trong đó: No và Mo là các giá trị lực dọc và mô men được chọn làm đơn vị. Trong hệ tọa độ cầu, do C nằm trên tia OL nên tọa độ (u, v) của điểm C cũng chính là tọa độ (u,v) của điểm L. Khoảng cách RC từ điểm gốc tọa độ tới điểm C có thể xác định dựa vào công thức nội suy số (12):

(12)

Trong đó: di là khoảng cách từ điểm cần nội suy tới các điểm lân cận, xác định theo công thức: (13)

Hình 5. Nội suy điểm C từ các giá trị biết trước của biểu đồ tương tác. Sau khi xác định được RC, hệ số huy động CR được xác định theo các công thức (14): (14) 4 TÍNH TOÁN DIỆN TÍCH CỐT THÉP CHO CẤU KIỆN CHỊU NÉN LỆCH TÂM XIÊN Khả năng chịu lực của một tiết diện phụ thuộc vào vật liệu sử dụng, kích thước tiết diện cột, và hàm lượng cốt thép của cột. Như đã đề cập ở các phần trước, tiết diện được coi là đảm bảo khả năng chịu lực khi điểm biểu diễn nội lực nằm trong phần không gian giới hạn bởi biểu đồ tương tác, hay nói cách khác, hệ số huy động CR ≤ 1. Bài toán tính toán diện tích cốt thép cho cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên chính là bài toán tìm hàm lượng cốt thép thỏa mãn hệ số huy động CR bé 204

hơn và xấp xỉ bằng 1. Để xác định hàm lượng cốt thép yêu cầu, có thể sử dụng quy trình đúng dần được thể hiện trong Hình 6.

Hình 6. Xác định hàm lượng cốt thép yêu cầu theo quy trình đúng dần. Hình 6 thể hiện mặt cắt của biểu đồ tương tác đi qua điểm biểu diễn nội lực. Các đường 1, 2, 3, 4 là các đường biểu diễn khả năng chịu lực của cấu kiện ứng với các hàm lượng cốt thép khác nhau của tiết diện. Đường số 1 và số 2 là các đường biểu diễn khả năng chịu lực ứng với hàm lượng cốt thép tối thiểu và hàm lượng cốt thép tối đa được quy định trong tiêu chuẩn tiêu chuẩn thiết kế. Nếu điểm biểu diễn nội lực (điểm L) nằm trong vùng A (trong vùng giới hạn bởi đường số 1) thì có thể kết luận hàm lượng cốt thép yêu cầu là hàm lượng tối thiểu. Nếu điểm L nằm trong vùng B (ngoài vùng giới hạn bởi đường số 2) thì có thể kết luận cấu kiện không đảm bảo khả năng chịu lực (cần tăng kích thước tiết diện hoặc thay đổi đặc trưng vật liệu). Quy trình đúng dần được thực hiện khi điểm biểu diễn khả năng chịu lực nằm trong vùng giới hạn bởi đường số 1 và số 2. Lần lượt cho thay đổi hàm lượng cốt thép từ μmin đến μmax để tìm ra hàm lượng cốt thép thỏa mãn CR ≤ 1. Có thể sử dụng quy trình đúng dần theo bước chia 1/2 để giảm số vòng lặp và tăng nhanh mức độ chính xác. Quy trình này có thể diễn giải như sau (Hình 6): Tính toán hệ số CR3 ứng với μ3 = (μmin + μmax)/2. Nếu CR3 > 1, tính toán CR4 ứng với μ4 = (μ3 + μmax)/2. Nếu CR4 < 1, tiếp tục tính toán CR5 ứng với μ5 = (μ3 + μ4)/2; ngược lại, nếu CR4 > 1, tính toán CR5 ứng với μ5 = (μ4 + μmax)/2. Sau n vòng lặp, hàm lượng cốt thép yêu cầu là hàm lượng cốt thép bé nhất trong các bước lặp và có CR ≤ 1; sai số của phương pháp này là 1/2n. 5 VÍ DỤ TÍNH TOÁN Ví dụ tính toán dưới đây bao gồm các bước xây dựng biểu đồ tương tác, nội suy để tìm điểm C (Hình 5) và tính toán hệ số huy động CF cho trường hợp cấu kiện tiết diện chữ T chịu nén lệch tâm xiên. Tiết diện chữ T có kích thước và các thông số về vật liệu như Hình 7a, các thanh cốt thép có đường kính Φ20 và được đánh số từ 1 đến 10. Tiết diện được chia thành 2 hình chữ nhật như Hình 7b, các góc của mỗi hình được đánh số theo chiều kim đồng hồ. 205

Hình 7. Các thông số về tiết diện, vật liệu; phương pháp chia tiết diện; và một vị trí giả thiết của đường giới hạn vùng nén Phương trình của đường giới hạn vùng nén được viết dưới dạng: A × X + B × Y + C = 0. Giả thiết đường giới hạn vùng nén nghiêng góc α = 25º so với trục X (Hình 7c). Các hệ số: A = tg(25º), B = 1. Đỉnh nén (Xc, Yc) là đỉnh của tiết diện có khoảng cách xa nhất tới đường thẳng có phương trình A × X + B ×Y = 0 (đường thẳng song song với đường giới hạn vùng nén và đi qua trọng tâm tiết diện). Có 2 trường hợp của đỉnh nén ứng với các hệ số Cmax và Cmin, ví dụ này sử dụng đỉnh nén ứng với Cmax. Với mỗi góc nghiêng α, vị trí đường giới hạn vùng nén được xác định thông qua hệ số C. Ví dụ này sử dụng 9 bước nhảy của C, ứng với bước nhảy thứ 6 thì hệ số C = -56.6 . Bảng 1. Các hệ số (A, B, C) của đường giới hạn vùng nén và tọa độ (Xc, Yc) của đỉnh nén A -0.47

B 1.00

C -56.6

Xc 125

Yc -475

Dc -534.6

Trong Bảng 1, Dc là khoảng các từ đỉnh nén tới đường giới hạn vùng nén, xác định theo công thức tính khoảng cách từ một điểm tới đường thẳng (18), giá trị x = |Dc| chính là chiều cao của vùng nén. (18)

Bảng 2. Tọa độ, ứng suất, và phần nội lực đóng góp bởi các thanh cốt thép STT

(mm)

-90

-440

122.6

534.6

-440

46.5

-340

-90

ξi = x/ho

σi_o

σi

Nsi

Mx_si

My_si

(MPa)

(kN)

(kNm)

4.36

999.9

365.0

114.7

50.5

-10.3

534.6

11.49

1125.4

365.0

114.7

50.5

10.3

681.4

534.6

0.78

77.5

24.4

-1.5

-8.3

575.7

534.6

0.93

251.9

79.1

-4.7

-7.1

206

499.7

534.6

1.07

377.5

365.0

114.7

-6.9

10.3

340

394.0

534.6

1.36

551.9

365.0

114.7

-6.9

39.0

-340

240

844.5

534.6

0.63

-191.7

-60.2

14.5

20.5

-90

240

738.9

534.6

0.72

-17.3

-5.4

1.3

0.5

240

662.8

534.6

0.81

108.2

34.0

-8.2

3.1

340

240

557.1

534.6

0.96

282.6

88.8

-21.3

30.2

619.3

67.2

88.1

Trong Bảng 2, Xi và Yi là tọa độ của các thanh thép so với trọng tâm tiết diện; ho là khoảng cách từ các thanh cốt thép tới đường thẳng đi qua đỉnh nén và song song với đường giới hạn vùng nén; x được xác định thông qua giá trị Dc của Bảng 1; σi_o là ứng suất trong các thanh cốt thép được xác định theo công thức (1) và đã được đổi dấu theo quy tắc thanh chịu nén có ứng suất dương; σi là ứng suất trong các thanh cốt thép sau khi được giới hạn bởi các giá trị Rs và Rsc; sau khi có ứng suất trong các thanh cốt thép, xác định được Nsi, Mx_si, My_si là thành phần nội lực đóng góp bởi các thanh cốt thép. Bảng 3. Tọa độ các đỉnh của các phần tiết diện và khoảng cách tới đường giới hạn vùng nén Đỉnh 1 2 3 4

Phần tiết diện thứ nhất Xi Yi Di (mm) (mm) (mm) -125.0 -475.0 -429.0 -125.0 25.0 24.2 125.0 25.0 -81.5 125.0 -475.0 -534.6

Đỉnh 1 2 3 4

Phần thiết diện thứ hai Xi Yi Di (mm) (mm) (mm) -375 25 129.8 -375 275 356.4 375 275 39.5 375 25 -187.1

Bảng 3 liệt kê tọa độ các đỉnh của các phần tiết diện, và khoảng cách Di từ các đỉnh này tới đường giới hạn vùng nén. Từ giá trị Di (Bảng 3) và Dc (Bảng 1) có thể xác định được vùng nén của một phần tiết diện thông qua các quy tắc sau: • •

Đỉnh có tích Di × Dc > 0 sẽ nằm trong vùng nén. Đỉnh nằm trong vùng nén sẽ là một đỉnh của vùng nén. Cạnh có tích Di × Di+1 ≤ 0 sẽ chứa một đỉnh của vùng nén.

Các điều kiện trên nếu đúng được đánh số là 1 trong Bảng 4, nếu sai đánh số 0. Diễn giải ngắn gọn quá trình xây dựng Bảng 4 như sau, xét phần tiết diện thứ nhất: • •

• •

Đỉnh 1 có: D1 × Dc = (-429.0) × (-534.6) > 0, kết luận đỉnh 1 là một đỉnh của vùng nén Cạnh 1-2 có: D1 × D2 = (-429.0) × (24.2) < 0, kết luận cạnh 1-2 chứa một đỉnh của vùng nén. Từ tọa độ của các đỉnh 1, 2 (Bảng 3) và các hệ số của phương trình đường giới hạn vùng nén (Bảng 1) có thể xác định được tọa độ giao điểm (đỉnh của vùng nén) là (-67.8, 25.0). Đỉnh 2 có: D2 × Dc = (24.2) × (-534.6) < 0, kết luận đỉnh 2 không phải là đỉnh của vùng nén Cạnh 3-4 có: D3 × D4 = (-84.5) × (-534.6) > 0, kết luận cạnh 3-4 không chứa đỉnh của vùng nén. 207

Bảng 4. Xác định các đỉnh của vùng nén trong các phần tiết diện Phần tiết diện thứ nhất Đỉnh hoặc cạnh 1 1-2 2 2-3 3 3-4 4 4-1

Phần tiết diện thứ 2 Đỉnh hoặc cạnh 1 1-2 2 2-3 3 3-4 4 4-1

Các đỉnh của vùng nén

Điều kiện 1 1 0 1 1 0 1 0

STT 1 2

Xi -125.0 -125.0

Yi -475.0 -1.7

3 4

-67.8 125.0

25.0 25.0

125.0

-475.0

Các đỉnh của vùng nén

Điều kiện

STT 0 0 0 0 0 1 1 1

1 2 3

375.0 375.0 -67.8

231.5 25.0 25.0

Sau khi khác định được số đỉnh của vùng nén có trong các phần của tiết diện, tiến hành chia vùng nén thành các tam giác, trong đó 1 đỉnh của các tam giác là đỉnh thứ nhất của vùng nén, đỉnh thứ 2 và thứ 3 của tam giác là hai trong số các đỉnh còn lại. Bảng 5. Các tam giác trong phần tiết diện thứ nhất, và phần nội lực đóng góp STT

Abi

Xgi

Ygi

Nbi

Mxbi

Mybi

(mm)

(mm2)

(mm)

(kN)

(kNm)

-125.0

-475.0

-125.0

-1.7

-67.8

25.0

13542.8

-105.9

-150.6

196.4

29.6

-20.8

-125.0

-475.0

-67.8

25.0

125.0

25.0

48193.7

-22.6

-141.7

698.8

99.0

-15.8

-125.0

-475.0

125.0

25.0

125.0

-475.0

62500.0

41.7

-308.3

906.3

279.4

37.8

1801.4

408.0

1.2

Bảng 6. Các tam giác trong phần tiết diện thứ hai, và phần nội lực đóng góp STT 1

Abi

Xgi

Ygi

Nbi

Mxbi

Mybi

(mm)

(mm2)

(mm)

(kN)

(kNm)

375.0

231.5

375.0

25.0

-67.8

25.0

45709.7

227.4

93.8

662.8

-62.2

150.7

662.8

-62.2

150.7

Từ Bảng 2, Bảng 4, và Bảng 6 xác định được giá trị của biểu đồ tương tác ứng với trường hợp đường giới hạn vùng nén có phương trình: -0.47 × X + Y – 56.6 = 0 (α = 25º, C ở bước nhảy thứ 6) và tọa độ đỉnh nén (Xc, Yc) = (125,-475) như sau: Nz = 619.3 + 1801.4 + 662.8 = 3083.5 kN Mx = 67.2 + 408.0 – 62.2 = 413.0 kNm My = 88.1 + 1.2 + 150.7 = 240.0 kNm Tiến hành thay đổi góc α từ 0º đến 175º (bước nhảy 5º) và bước nhảy hệ số C từ 1 đến 9, thu được tập hợp các điểm của biểu đồ tương tác biểu diễn khả năng chịu lực của cột, các giá trị này được trình bày ngắn gọn trong Bảng 8. Bảng 7. Nội lực để kiểm tra tiết diện (NzL, MxL, MyL), lực chọn làm đơn vị (No, Mo), và các giá trị khi đổi sang toạ độ cầu (RL, u, v) NzL (kN) 2215.3

MxL (kNm) 320.0

MyL (kNm) 231.3

No (kN) 5000

Mo (kNm) 600

0.79

0.63

0.59

Bảng 8 là tập hợp các giá trị của biểu đồ tương tác, được sắp xếp theo thứ tự di tăng dần, trong 208

đó di được xác định theo công thức (13) Bảng 8. Các giá trị của biểu đồ tương tác α

Bước nhảy C

Đường giới hạn vùng nén A B C

(º) 40 35 25 30 45 50 45 55 35 30 20 50 60 15 20 55 60

5 5 6 6 5 4 4 4 6 5 6 5 4 7 7 3 3

-0.839 -0.700 -0.466 -0.577 -1.000 -1.192 -1.000 -1.428 -0.700 -0.577 -0.364 -1.192 -1.732 -0.268 -0.364 -1.428 -1.732

1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1

-4.9 12.5 -56.6 -76.0 -25.0 85.6 100.0 67.9 -97.5 27.8 -38.7 -49.0 45.1 -110.3 -131.9 214.3 206.7

Đỉnh nén

Giá trị BDTT

(mm)

(kN)

(kNm)

125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125 125

-475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475 -475

2819.7 2516.2 3083.5 3375.2 3053.5 2198.9 1898.3 2463.5 3599.2 2215.3 2796.7 3252.5 2708.7 3568.7 3862.3 1283.1 1556.7

412.2 460.4 413.0 360.8 374.8 430.3 471.9 393.5 319.7 501.4 455.3 342.1 357.0 361.5 305.8 414.5 371.0

348.0 291.3 240.0 295.7 379.4 374.0 318.0 409.0 325.4 231.3 185.5 398.5 432.1 175.3 230.1 327.2 381.6

Tọa độ cầu Ri

1.06 1.04 1.01 1.03 1.08 1.05 1.02 1.07 1.05 1.02 0.99 1.09 1.08 0.98 1.00 0.92 0.94

0.70 0.56 0.53 0.69 0.79 0.72 0.59 0.80 0.79 0.43 0.39 0.86 0.88 0.45 0.64 0.67 0.80

0.56 0.51 0.66 0.71 0.60 0.43 0.38 0.48 0.76 0.45 0.60 0.64 0.53 0.82 0.88 0.28 0.34

1/di

Ri * 1/di

0.08 0.11 0.12 0.14 0.17 0.18 0.21 0.21 0.24 0.24 0.24 0.24 0.26 0.28 0.29 0.31 0.31

12.20 9.41 8.36 7.32 6.03 5.48 4.67 4.73 4.23 4.14 4.18 4.16 3.80 3.52 3.46 3.21 3.24

12.95 9.77 8.42 7.54 6.50 5.73 4.77 5.05 4.43 4.23 4.15 4.54 4.10 3.44 3.47 2.94 3.05

Sử dụng công thức nội suy (12) cho 10 giá trị đầu tiên của bảng 8, thu được RC = 1.042, hệ số huy động CR = RL/RC = 0.761 < 1, kết luận tiết diện đảm bảo khả năng chịu lực. 6 KẾT LUẬN Bài viết này đã trình bày phương pháp xây dựng biểu đồ tương tác cho cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên, và cách sử dụng biểu đồ tương tác để xác định diện tích cốt thép yêu cầu. Quá trình thực hành đòi hỏi phải thực hiện một số lượng lớn các phép tính và trải qua nhiều vòng lặp. Do đó, để giải quyết bài toán cấu kiện chịu nén lệch tâm xiên, cần xây dựng một phần mềm có khả năng ghi nhớ một lượng lớn dữ liệu (các giá trị tạo nên mặt của BDTT) và thực hiện vòng lặp nội suy để xác định diện tích cốt thép yêu cầu. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Đình Cống, Tính toán thực hành cấu kiện bê tông cốt thép theo tiêu chuẩn TCXDVN 356:2005, NXB Xây Dựng, Hà Nội, (2008), tr.60-64. 2. Lund University GIS Center (Sweden), Interpolation, 2004. 3. Prab Bhatt, Reinforced Concrete - Design theory and examples, Taylor & Francis Group, London, (2006), pp.330-335. 4. TCVN 5574:2012, Kết cấu Bê tông và Bê tông cốt thép - Tiêu chuẩn thiết kế.

209

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CÔNG NGHỆ SẢN XUẤT VÀ THI CÔNG CỌC CỪ BÊ TÔNG DỰ ỨNG LỰC LÀM TƯỜNG VÂY TẦNG HẦM Nguyễn Tiến Huy*, Nguyễn Thanh Hưng TÓM TẮT: Giới thiệu công nghệ thi công cọc cừ bê tông dự ứng lực làm tường vây tầng hầm. Tổng kết một số kinh nghiệm trong quá trình thi công và quản lý chất lượng trong công tác thi công cọc cừ bê tông dự ứng lực tòa nhà CT2 – Ngô Thì Nhậm – Hà Đông. TỪ KHÓA: Công nghệ, cọc cừ, dự ứng lực, tầng hầm, tường vây.

1 GIẢI PHÁP TRONG XỬ LÝ PHẦN NGẦM Ở Việt Nam, các tòa nhà chung cư hiện nay thường được thiết kế có từ 02 đến 03 tầng hầm nên giải pháp kết cấu cho tường tầng hầm là một vấn đề lớn. Với giải pháp thi công truyền thống như dùng hệ tường cừ, cọc khoan nhồi tiết diện nhỏ, cọc xi măng đất ... làm tường chắn đất thi công đào mở thì yêu cầu về biện pháp thi công phức tạp và thời gian thi công bị kéo dài, có chi phí cao hoặc giải pháp khác là sử dụng tường barret thì chi phí cao, thời gian thi công bị kéo dài và kiểm soát chất lượng đổ bê tông ngoài công trường gặp nhiều khó khăn. Sản phẩm cọc cừ bê tông cốt thép DƯL thay thế hệ tường chắn, tường barret với các ưu điểm vượt trội của sản phẩm bê tông DƯL: -

Tiết kiệm vật liệu; Đẩy nhanh tiến độ thi công; có thể ứng dụng trong nhiều điều kiện địa chất khác nhau; Phương pháp thi công đơn giản thân thiện với môi trường; Chất lượng sản phẩm được kiểm soát chặt chẽ trong nhà máy.

2 QUY TRÌNH, BIỆN PHÁP THI CÔNG CỌC CỪ DỰ ỨNG LỰC, CÔNG TÁC QUẢN LÝ CHẤT LƯỢNG ÉP CỪ 2.1 Dự án Nhà ở chung cư cao tầng Ngô Thì Nhậm Chủ đầu tư: Công ty CP BT & XD Vinaconex Xuân Mai - CN Hà Đông; Tư vấn thiết kế: Công ty CP TVTK Vinaconex Xuân Mai; Nhà thầu thi công: Công ty CP số 5 -Vinaconex, Công ty CP Xây lắp Vinaconex Xuân Mai Dự án nhà ở Chung cư cao tầng Ngô Thì Nhậm là khu phức hợp dịch vụ thương mại và chung cư, được xây dựng trên khu đất 5431 m2 thuộc thuộc Quận Hà Đông có vị trí liền kề khu trung tâm hành chính Quận Hà Đông (cách đường QL6 khoảng 350 m); - Dự án bao gồm 02 công trình cao 25 tầng: Khối nhà chính sách CT1 và khối nhà thương mại CT2. -

2.2 Giải pháp kết cấu móng và tường tầng hầm - Giải pháp móng của công trình sử dụng cọc khoan nhồi D1000, D1200 và cọc ép BTDƯL *

Nguyễn Tiến Huy, Viện KHCN Xây dựng, ceccibst@gmail.com, +84 983 457 482

210

400x400 trong đó: + Cọc khoan nhồi được sử dụng cho toàn bộ diện tích khối nhà ở; + Cọc ép được sử dụng trên diện tích mở rộng của khối đế và tầng hầm. - Giải pháp kết cấu tường tầng hầm: Đây là công trình đầu tiên ở Việt Nam áp dụng công nghệ cọc cừ BTDƯL làm tường vây tầng hầm. Cọc cừ bê tông dự ứng lực được sản xuất trong nhà máy với độ chính xác cao, sử dụng bê tông mác cao kết hợp với cáp dự ứng lực cường độ cao cho phép tiết kiệm vật liệu, hạ cọc bằng máy ép robot thuỷ lực với lực ép lên tới 800 T. 2.3 Các dạng mặt cắt ngang cừ

Hình 1. Chi tiết các mặt cắt cọc cừ dự án Ngô Thì Nhậm 2.4 Quy trình sản xuất cọc cừ dự ứng lực trong nhà máy Cấu kiện dự ứng lực tiền chế được sản xuất trong nhà máy theo một dây chuyền chuyên dụng. Gia công lắp đặt cốt thép thường: Cốt thép được gia công và lắp đặt đúng theo thiết kế, đảm bảo chắc chắn cho công tác tạo hình sản phẩm. Kéo căng thép dự ứng lực: Dùng máy kéo thuỷ lực kéo căng thép và cáp theo trình tự đối xứng qua trục đứng và từ dưới lên trên. Các công tác lắp đặt ván khuôn, đổ bê tông, dưỡng hộ sản phẩm, tháo ván khuôn và cắt thép DƯL được thực hiện theo đúng quy trình và được kiểm soát chặt chẽ trong nhà máy. 2.5 Công tác ép cọc cừ dự ứng lực - Ép cừ xuống đến hết hành trình máy. Đồng thời trong lúc ép gần xong đoạn cừ thì dùng cẩu đưa đoạn cọc giả lên giàn ép; - Đặt gối ép lên đỉnh cừ. Đưa đoạn cọc giả vào ngàm kẹp, hạ cọc giả xuống cho mũi cọc tiếp xúc với gối ép, căn chỉnh cho cọc giả thẳng đứng, kẹp chặt cọc giả. (Trong trường hợp lực ép không lớn P < 150 T, có thể dùng trực tiếp đoạn cọc thứ hai thay cọc giả để ép đoạn thứ nhất); 211

- Ép cừ xuống đến vị trí cao độ đỉnh cừ thiết kế thì dừng công tác ép; - Nhả ngàm kẹp, rút đoạn cọc cừ giả lên và đưa ra ngoài; - Kết thúc quá trình ép cừ: Sau khi dùng cọc giả ép âm cọc cừ đến cao độ thiết kế thì kết thúc một chu trình ép. Tiếp tục di chuyển đến vị trí mới và quá trình ép lại được lập lại như chu trình trên;

Hình 2. Công tác ép cọc cừ bằng robốt tự hành 2.6 Các công tác thi công tiếp theo sau khi ép cừ a) Công tác thi công dầm bo đỉnh cừ Sau khi thi công ép cừ dự ứng lực xong toàn bộ chu vi tầng hầm, tiến hành thi công hệ dầm bo đỉnh cừ để liên kết các cừ lại với nhau. Dầm bo đỉnh cừ này sẽ được thi công một phần đến đáy sàn cao độ mặt sân, phần còn lại sẽ được thi công cùng với dầm sàn cao độ mặt sân. b) Công tác thi công dầm bo sàn tầng hầm 1 Sau khi thi công đào đất tầng hầm 1 đến cao độ thiết kế, tiến hành thi công dầm bo tầng hầm 1 theo các bước sau: - Đục tẩy bê tông tường cừ để lấy thép chờ dầm bo tầng hầm 1; - Tiến hành vệ sinh, lắp dựng thép, cốp pha dầm bo tầng hầm 1; - Đổ bê tông dầm bo tầng hầm 1 đến cao độ đáy sàn tầng hầm 1, đoạn còn lại sẽ được đổ cùng với sàn tầng hầm 1. c) Các công tác sau khi thi công dầm bo sàn tầng hầm 1 - Thi công đào đất và các đài móng phía trong; - Thi công văng chống hệ thép hình để giữ ổn định cho hệ tường cừ; - Thi công đào đất các đài móng giáp dầm bo tầng hầm 2: Thi công đào đất, các đài giáp dầm bo tầng hầm 2 tương tự theo các bước đã nêu trên;

212

Hình 3. Thi công dầm bo tầng hầm 1 3 TỔNG HỢP MỘT SỐ KINH NGHIỆM THI CÔNG VÀ NGHIỆM THU 3.1 Nhận xét 3.1.1 Ưu điểm - Cọc cừ Bê tông dự ứng lực được sản xuất trong nhà máy với độ chính xác cao, dễ hiện đại hoá, dễ kiểm tra chất lượng, năng suất cao, sản xuất với số lượng lớn giá thành sẽ hạ, có thể sản xuất nhiều chủng loại sản phẩm có quy cách khác nhau, đáp ứng theo nhiều dạng địa hình và địa chất khác nhau; - Sử dụng bê tông mác cao kết hợp cáp dự ứng lực cường độ cao, tận dụng hết khả năng làm việc của vật liệu trong quá trình thi công lắp dựng cũng như trong quá trình sử dụng, do đó tiết kiệm vật liệu; - Có thể ứng dụng trong nhiều điều kiện địa chất khác nhau; - Phương pháp thi công bằng thiết bị thủy lực chuyên dụng sẽ đảm bảo độ thẳng đứng, giảm tiếng ồn khi thi công và thân thiện với môi trường; - Rút ngắn thời gian thi công, có thể thi công được từ 8-15 m/ngày (mét dài đoạn tường cừ tính trên mặt bằng) với chiều sâu tường cừ từ 10-20 m, do tăng tỷ lệ khối lượng thi công bằng cơ giới. 3.1.2 Nhược điểm - Do cọc thường có kích thước lớn nên thi công khá nguy hiểm khi cẩu cọc nặng lên cao, dễ mất an toàn lao động; - Khi thi công giữa các đoạn tường cừ thường có khe hở (do sai số trong quá trình sản xuất cọc, trong quá trình thi công ép cọc…) làm cho độ kín của tường cừ không tốt, việc xử lý khớp nối tại vị trí góc tường, vị trí nối giữa các phân đoạn tường cừ khá khó khăn, khó thi công theo các đoạn đường cong có bán kính nhỏ; - Trong quá trình thi công cẩu lắp, vận chuyển dễ bị va chạm làm ảnh hưởng đến chất lượng cọc cừ; - Do cọc đóng sau ma sát với cọc cừ đã đóng trước đó có thể làm vỡ bê tông, làm hở cốt thép, phần cốt thép sẽ tiếp xúc trực tiếp với đất lâu dài sẽ bị oxy hóa làm bung và hỏng cừ, ảnh hưởng đến chất lượng công trình; 213

- Thi công đòi hỏi độ chính xác cao, thiết bị thi công hiện đại.

Hình 4. Nước chảy ra từ các khe giữa 2 cừ cạnh nhau 3.2 Tổng hợp một số kinh nghiệm thi công và nghiệm thu để áp dụng cho các công trình sử dụng công nghệ ép cọc cừ dự ứng lực làm tường vây tầng hầm 3.2.1 Công tác sản xuất cọc cừ dự ứng lực - Tuân thủ chặt chẽ các yêu cầu, quy định, trình tự thi công trong tiêu chuẩn cũng như biện pháp thi công; - Cần kiểm tra chặt chẽ các công đoạn khi sản xuất vì cọc cừ phải sản xuất với độ chính xác rất cao; - Đầu cọc cừ bắt buộc phải phẳng và vuông góc 90o với trục cừ; - Trong công tác đổ bê tông yêu cầu bê tông đồng đều không được để hạt mịn nổi lên nhiều gây bong rộp. 3.2.2 Công tác trắc địa - Toàn bộ hệ tim trục của công trình kiểm soát bằng bảng tọa độ, được lập từ mốc chuẩn của công trình; - Trong trắc địa của công tác ép cọc cừ có khác với thi công cọc ép đó là thi công ép cọc trắc địa cần xác định tọa độ tâm cọc nhưng đối với cọc cừ cần xác định điểm trên bề mặt đoạn tường và điểm hai đầu của đoạn tường đó, sau đó đóng cọc sắt căng dây, về sau trong quá trình ép cừ thì lấy bề mặt cừ so với dây đã căng để kiểm tra. 3.2.3 Công tác ép cọc cừ - Cần kiểm tra kỹ cừ trước khi cẩu lên máy ép; - Cần phải đảm bảo vị trí khớp cánh giữa cừ đã ép trước với cừ đang ép; - Liên tục theo dõi độ thẳng đứng của cừ; 214

- Kiểm soát độ thẳng đứng, độ nghiêng bằng máy thủy bình theo hai phương x, y của cọc cừ tổ hợp sai số cho phép ≤ 0,5 mm; - Độ lệch ngang theo tuyến cho phép: d = ± 5cm; - Sai số tương đối giữa giữa hai tấm cừ cho phép: phương trục tuyến cừ d1 = ± 2cm; phương vuông góc với trục tuyến cừ: d2 = ± 2cm. 3.3 Biện pháp khắc phục, xử lý những tồn tại về chất lượng 3.3.1 Khắc phục, xử lý những tồn tại về chất lượng trong công tác ép cọc cừ dự ứng lực - Do các yêu cầu của cọc cừ phải sản xuất với độ chính xác rất cao và tiêu chuẩn của cấu kiện BTCT DƯL cũng rất chặt chẽ nên các trường hợp cọc cừ bị cong và trường hợp thân cọc cừ bị nứt thì đều phải bị loại bỏ trước khi đưa vào thi công; - Trường hợp cọc cừ bị gãy trong quá trình ép thì lập tức cọc cừ đó phải được rút lên ngay và được thay thế bằng cọc cừ khác. Cố gắng kiểm soạt chặt chẽ trong quá trình thi công để tránh các sự cố đáng tiếc xảy ra trong quá trình thi công; - Trường hợp cọc cừ bị xiên: Trong quá trình ép cừ thường xuyên kiểm tra độ thẳng đứng của cừ khi có hiện tượng nghiêng hay xiên lập tức phải dừng ép và kiểm tra nguyên nhân cừ xiên, nghiêng. Nếu cừ nghiêng xiên do chệch khớp với cừ đã ép trước thì phải rút cừ lên và ép lại còn nếu cừ nghiêng xiên không bị chệch khớp với cừ đã ép trước thì chỉ cần điều chỉnh máy ép cho đảm bảo lại rồi tiếp tục ép tiếp; - Trường hợp tường cừ bị đẩy nghiêng do đào đất không đúng biện pháp: Ngay lập tức dừng công tác đào đất trong tầng hầm lại và tiến hành đào đất giảm áp lực bên ngoài tường cừ. 3.3.2 Biện pháp xử lý thấm nước cho tầng hầm - Xây tường gạch 220 cách tường cừ 40 cm và đổ các mương trên mặt sàn tầng hầm thu nước thấm từ tường cừ về hố ga của tầng hầm và nước thấm được bơm ra ngoài theo hệ thống thoát nước; + Ưu điểm của biện pháp này là dễ thi công, chi phí xử lý chống thấm thấp; + Nhược điểm: Giảm diện tích sử dụng tầng hầm, vẫn có hiện tượng thấm tường do khối xây không được thiết kế chống thấm, bùn đất chảy ra từ các khe cừ lâu ngày sẽ làm tắc đường ống thoát nước là nguyên nhân dẫn tới thấm chân tường. - Đổ thêm một tường bằng bê tông cốt thép bên trong tầng hầm liên kết với mặt trong cừ lại (Biện pháp này đã được sử dụng cho công trình Hemisco – Hà Đông – Hà Nội và dự án Chợ Mơ – Minh Khai – Hà Nội); + Sử dụng loại tường cừ tiết diện chữ H, phần bụng giữa 2 tường cừ có khoảng trống, sau khi ép xong sẽ nhồi một lớp bê tông liên tục từ đỉnh cừ xuống sâu hơn 2 m phía dưới đáy tầng hầm cuối. + Biện pháp đổ bê tông mặt trong tường cừ chưa xử lý dứt điểm được hiện tượng thấm từ các khe hở giữa 2 cừ cạnh nhau và vẫn cần bổ sung lớp màng chống thấm phía mặt trong tầng hầm tại các vị trí khe nối. Tuy nhiên đây là biện pháp mang lại hiệu quả tốt hơn so với việc sử dụng dạng tường cừ tiết diện chữ T.

215

Hình 5. Biện pháp đổ bê tông mặt trong tường cừ 3.4 Một số vấn đề cần lưu ý về công nghệ sản xuất và thi công cọc cừ BTDƯL làm tường vây tầng hầm. - Đối với các công trình cao tầng có từ 1÷3 tầng hầm, một trong các giải pháp có thể áp

dụng là sử dụng công nghệ cọc cừ BTDƯL, trong nhiều trường hợp có thể đạt được hiệu quả về kinh tế, giải pháp thi công và tiến độ của hạng mục công trình. Giải pháp này cũng phù hợp với nhiều loại điều kiện địa chất, tuy nhiên đối với từng trường hợp cụ thể trong quá trình thi công có một số trường hợp đắc biệt có thể cần phải kết hợp thêm một số biện pháp như khoan dẫn, bổ sung neo… Trong thiết kế và thi công ép cọc cừ dự ứng lực cần đặc biệt phải chú trọng tới vị trí khớp nối giữa hai cọc cừ vì vị trí này có cấu tạo phức tạp có thể ảnh hưởng lớn đến chất lượng công trình. Do đó sử dụng các dạng tường cừ với các dạng mặt cắt khác nhau phù hợp với từng công trình và thiết kế vị trí khớp nối, đổ bê tông phía trong tường cừ để có thể hạn chế tối đa việc thấm nước qua các khe hở ở vị trí khớp nối giữa hai tường cừ; Các thép chờ dầm bo đặt sẵn trong thân cừ sau đó trong quá trình thi công dầm bo sẽ đục thân cừ và bẻ ra ngoài có thể ảnh hưởng đến chất lượng cọc cũng như cốt thép, có thể nghiên cứu các biện pháp đặt sẵn coupler trong thân cừ sau đó thép dầm bo sẽ nối với thân cừ thông qua các coupler này; Trong công nghệ thi công cọc cừ bê tông dự ứng lực làm tường vây tầng hầm việc lập biện pháp thi công tổng thể và biện pháp thi công chi tiết đóng vai trò quyết định đến triển khai thi công trên công trường, trong đó cơ giới hóa các công đoạn trong biện pháp sẽ đạt hiệu quả cao về chất lượng và tiến độ của hạng mục công trình. Việc lập các biện pháp neo, chống, đào đất … cần có tính toán cụ thể và kiểm tra đối chiếu với thực tế thi công, từ đó có thể rút ra những kinh nghiệm cần thiết áp dụng cho các công trình trong tương lai; Một trong những yếu tố quan trọng khác để đảm bảo chất lượng thi công tường cừ là khống chế chặt chẽ các sai số khi sản xuất và thi công cừ bê tông DƯL, tuân thủ nghiêm ngặt các bước thi công đào đất, thi công dầm bo, thi công văng chống. Kết hợp với các 216

công nghệ thi công khác (top-down hay bán top-down …) để có thể đem lại hiệu quả nhất đối với từng công trình cụ thể; - Công nghệ cọc cừ bê tông DƯL cũng có thể là giái pháp mang lại hiệu quả cao cho các công trình khác như kè chống sạt lở bờ sông, kè biển, kè cầu cảng, kè đường... 4 KẾT LUẬN Công nghệ sản xuất và thi công cọc cừ bê tông dự ứng lực làm tường vây tầng hầm là công nghệ mới được áp dụng ở nước ta và thực tế đã có một số công trình áp dụng thành công, đem lại hiệu quả. Trong quá trình phát triển, công nghệ này dần khắc phục được các nhược điểm vốn có, qua đó các kỹ sư có thêm phương án lựa chọn trong quá trình thiết kế, các công trình có thêm giải pháp mới cho thi công tầng hầm để đạt được hiệu quả cao nhất. Trong tương lai công nghệ này hứa hẹn sẽ được ứng dụng ngày càng nhiều trong các công trình ở nước ta, vì vậy việc tìm hiểu và nghiên cứu về công nghệ này là hết sức cần thiết để có thể đề ra các biện pháp xử lý các vấn đề gặp phải trong quá trình thiết kế, thi công cũng như mở rộng phạm vi ứng dụng của công nghệ, đáp ứng được nhu cầu và thực tế xây dựng hiện nay. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Hồ sơ thiết kế bản vẽ thi công cọc cừ tầng hầm Tòa nhà CT2 - Ngô Thì Nhậm - Hà Đông; 2. Lê Thanh Huấn, Nguyễn Hữu Việt, Nguyễn Tất Tâm, Kết cấu bê tông ứng lực trước căng sau trong nhà nhiều tầng, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 2010. 3. Nguyễn Bá Kế, Thiết kế và thi công hố móng sâu, NXB Xây dựng, 2002. 4. Sami Khan Martin Williams, Post-Tensioned concrete floors, Butterworth-Heinemann, London, 1995. 5. ACI 318M-05, Building Code Requirements for Structural Concrete and Commentary

217

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU THỰC NGHIỆM CƠ CẤU CHỐNG PHÁ HỦY LŨY TIẾN CỦA NHÀ CAO TẦNG Nguyễn Trọng Huy*, Phạm Xuân Đạt, Hồ Việt Hùng TÓM TẮT:Khả năng chống phá hủy lũy tiến của kết cấu nhà bê tông cốt thép có thể được đánh giá thông qua giả thiết một cột chịu lực bị phá hoại. Sự phá hủy một cột cận biên là một trong những trường hợp nguy hiểm nhất bởi hệ kết cấu còn lại có bậc siêu tĩnh thấp nhất. Trong điều kiện biến dạng lớn, hiệu ứng dây xích, vốn là cơ cấu hữu hiệu chống lại sự phá hủy lũy tiến, được cho là sẽ chỉ phụ thuộc vào độ bền của nửa vành cứng được hình thành trong vùng sàn biến dạng. Bài báo này giới thiệu một nghiên cứu thực nghiệm đối với ứng xử của hệ kết cấu dầm-sàn-gấp-đôi-nhịp trong điều kiện một cột cận biên bị phá hủy. Hai mẫu thí nghiệm tỉ lệ 1/3 được thiết kế, xây dựng và thí nghiệm dưới điều kiện tải trọng phân bố đều. Một hệ gia tải 12 điểm sẽ được sử dụng để tạo tải trọng phân bố đều. Cơ cấu chịu tải trọng được xác định là hệ mô men âm dọc theo đường biên của mẫu thí nghiệm. Khả năng chịu mô men này được tăng cường đáng kể nhờ hiệu ứng dầm chữ T và hiệu ứng dây xích tại khu vực trung tâm. Khả năng chịu tải của mẫu thí nghiệm khoảng 1.4 lần khả năng chịu uốn cực hạn. Sự phá hoại do nén của vành cứng dưới tác dụng của lực kéo dây xích trong dầm-gấp-đôi-nhịp được xác định là cơ cấu sụp đổ khả dĩ của kết cấu nhà BTCT trong điều kiện một cột cận biên bị phá hủy. TỪ KHÓA:Phá hủy lũy tiến, cột cận biên, dầm-gấp-đôi-nhịp, hiệu ứng dầm chữ T, hiệu ứng dây xích.

1 MỞ ĐẦU Phá hủy lũy tiến (PHLT) là hiện tượng mà sự phá hoại của cấu kiện chịu lực chính kéo theo sự phá hoại của các cấu kiện lân cận, dẫn đến sự sụp đổ một phần hoặc toàn bộ kết cấu. Tổng thiệt hại do PHLT lớn hơn nhiều so với mức phá hoại cục bộ ban đầu [1]. Những vụ sụp đổ công trình gần đây đã minh chứng: nguy cơ PHLT do sự phá hoại của một cột chịu lực lớn hơn nhiều so với các cấu kiện kết cấu khác. Hiện nay, trường hợp cột bị phá hoại đột ngột đã được đưa vào một số tài liệu thiết kế mới nhất của Mỹ [1,2,3]. Các cột bị phá hoại có thể là cột giữa, cột biên hoặc cột góc. Dưới tác động của sự phá hoại đột ngột của một cột chịu lực, mô men âm vốn có trong kết cấu dầm-sàn xung quanh vị trí cột này sẽ đổi dấu và tăng lên rất nhiều do sự tăng gấp đôi của nhịp dầm-sàn và hiệu ứng động của tải trọng đứng. Ngoài ra, tại các nút liên kết dầm-cột lân cận, giá trị mô men âm có thể tăng lên 8 lần. Nếu kết cấu dầm sàn liên quan không thỏa mãn được lượng mô men tăng thêm nói trên, hiệu ứng dây xích và hiệu ứng màng xuất hiện trong dầm và sàn khi biến dạng lớn được cho là có thể cải thiện sức bền tổng thể của kết cấu và do đó hạn chế được sự PHLT. Bài báo sẽ giới thiệu một hệ thống thí nghiệm để nghiên cứu sự ứng xử tĩnh của hệ kết cấu dầmsàn-gấp-đôi-nhịp xung quanh cột bị phá hoại; từ đó đánh giá tác động đồng thời của hiệu ứng

Nguyễn Trọng Huy, Công ty CPĐT và TKXD Việt Nam (CDC), huylt2610@gmail.com, 0983992610

218

dây xích và hiệu ứng dầm chữ T đối với khả năng chống PHLT của kết cấu. 2 HỆ THỐNG THÍ NGHIỆM 2.1 Thiết kế mẫu thí nghiệm Thí nghiệm tập trung nghiên cứu ứng xử của công trình BTCT chịu tải đứng trong trường hợp cột cận biên bị phá hủy. Đây là một trong những trường hợp phá hoại nguy hiểm nhất do hệ kết cấu còn lại có bậc siêu tĩnh thấp nhất.

a) Trạng thái tự cân bằng

b) Dạng phá hủy có thể xảy ra

Hình 1. Kết cấu công trình trong trường hợp một cột cận biên bị phá hoại Những mẫu thí nghiệm với tỉ lệ 1/3 so với thực tế sẽ được thiết kế theo tiêu chuẩn BS 8110-97. Chi tiết mẫu thí nghiệm được thể hiện trên Hình 2. Các cột C-1 đến C-5 bao gồm 2 phần: phần trên bằng BTCT, tiết diện 200x250m; phần dưới là cột thép. 2 phần được liên kết với nhau bởi 8 bu lông. Tại điểm "A", một liên kết ngăn cản chuyển vị ngang theo 2 phương x, y được thiết lập nhằm mô phỏng ảnh hưởng của các dầm sàn lân cận đối với khu vực dầm sàn có cột bị phá hoại.

Hình 2. Chi tiết mẫu thí nghiệm [4] 219

Bê tông được sử dụng trong thí nghiệm có các thành phần cấp phối nhỏ với cường độ 38 Mpa.Đối với cốt thép, tác giả sử dụng loại thép có giới hạn chảy 460 MPa, biến dạng đứt cho cốt thép R6 và T13 lần lượt là 15% và 20%.Chi tiết 2 mẫu thí nghiệm được thể hiện trong Bảng 1. Bảng1. Chi tiết cốt thép của các mẫu thí nghiệm Mẫu

Kích thước sàn (tỉ lệ cạnh)

PE-2B

2100×2100(a = 1.0)

PE-2S

2100×3000(a = 1.4)

Cốt thép sàn lớp trên Φ6@100/150 (ρt = 0.52%/0.38%) Φ6@100/150 (ρt = 0.52%/0.38%)

Cốt thép sàn lớp dưới Φ6 @150 (ρbx,y = 0.38%) Φ6 @150 (ρbx,y = 0.38%)

2.2 Thiết lập thí nghiệm Thiết kế thí nghiệm dựa trên 3 giả thiết. Giả thiết đầu tiên với tải trọng thí nghiệm là tải phân bố đều. Khi một cột chịu lực bị phá hoại, lực nén trong các cột ở phía trên cột này sẽ biến mất trong vòng khoảng một vài phần trăm giây [4]. Hệ quả là toàn bộ sàn sẽ chỉ chịu tác dụng của tải trọng đứng phân bố đều. Giả thiết thứ 2 là trong nhà cao tầng, các tầng có khối lượng và độ cứng giống nhau. Khi đó, ứng xử của dầm sàn các tầng khi một cột chịu lực bị phá hoại là tương tự nhau. Do vậy, một sàn điển hình sẽ được thí nghiệm thay cho tất cả các sàn. Giả thiết thứ 3 là mẫu thí nghiệm bị hạn chế chuyển vị theo phương đứng và xoay nhưng có thể dịch chuyển theo phương ngang. Điều kiện biên chuyển vị tự do theo phương ngang là tương tự trường hợp một cột cận biên bị phá hủy, như đã thể hiện trong Hình 1b. Khi đó, mọi sự huy động hiệu ứng dây xích sẽ chỉ phụ thuộc vào độ cứng và độ bền của một nửa vành nén hình thành trong vùng sàn biến dạng. Dựa vào 3 giả thiết trên, hệ thống thí nghiệm đã được thiết kế và được thể hiện trong Hình 3. Hình 4 mô tả cơ cấu gia tải của thí nghiệm. Các tấm thép tam giác được sử dụng để bảo đảm sự tiếp xúc của hệ gia tải với sàn khi sàn xuất hiện biến dạng lớn.

Hình 3. Hệ thống thí nghiệm điển hình 1 Mẫu thí nghiệm 3

2 Cơ cấu tạo tải 200 tấn 3a

2a Dầm đơn giản bằng thép 3b

Cột khớp ở chân

Liên kết khớp

Bản đế thép dày 15mm

Hình 4. Cơ cấu gia tải 2b Bản thép tam giác 4 Thiết bị đo độ võng theo phương đứng

220

Khớp cầu

Đế truyền tải

5 Thiết bị đo chuyển vị theo phương ngang

6 Liên kết phụ thêm

Sơ đồ thiết bị đo lường được thể hiện trong Hình 5,6.

Hình 5. Sơ đồ thiết bị đo gắn trên cột

Hình 6. Sơ đồ thiết bị đo gắn trên sàn

Hình 5 thể hiện sơ đồ bố trí các thiết bị đo trên cột. Các thiết bị đo biến dạng được dán tại 2 mặt cắt trên cột, mỗi mặt cắt sử dụng 4 thiết bị. Lực dọc và mô men trên cột được xác định như sau: N1−1 = Es As (ε 1 + ε 2 + ε 3 + ε 4 ) / 4; M 1−1 = Es I s (ε 3 − ε tb ) / R

(1)

Trong đó: - As, I, R lần lượt là diện tích, mô men quán tính và bán kính ngoài của cột rỗng. - ε1, ε2, ε3, ε4 là số đọc trên các biến dạng kế SG-1, SG-2, SG-3, SG-4 Sơ đồ các thiết bị đo gắn trên sàn được thể hiện trong Hình 6. Chuyển vị đứng trên sàn được đo bởi 7 cảm biến VD-1 đến VD-7.Số đọc của cảm biến gắn tại vị trí cột bị phá hoại (VD-1) sẽ được sử dụng để xây dựng biểu đồ quan hệ tải trọng- biến dạng và biểu đồ mô men trong cột. Chuyển vị ngang của vành nén được xác định thông qua 2 cảm biến (LD-1và LD-2). Cần lưu ý rằng, chuyển vị ngang hướng nội của cột C-1 đủ lớn sẽ gây ra sự phá hoại của vành nén. 3 KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM Các mẫu được thí nghiệm đến phá hoại bằng cách sử dụng một hệ thống đo lường chuyển vị tại vị trí cột bị hư hỏng trong suốt quá trình nén tải. Trong giai đoạn đầu, các mẫu thí nghiệm được gia tải sao cho số gia biến dạng là 1mm. Khi các vết nứt mới không tiếp tục xuất hiện trên mặt mẫu thí nghiệm, số gia biến dạng được tăng lên 5mm. Sau mỗi bước gia tải, các thông số thí nghiệm từ thiết bị đo biến dạng, tải trọng thí nghiệm và chuyển vị sẽ được ghi lại nhờ hệ thống ghi dữ liệu. Tổng thời gian cho mỗi thí nghiệm khoảng 4 giờ. Độ ổn định của thí nghiệm sẽ được kiểm chứng bằng các phương pháp như sau: - Thứ nhất, kiểm tra sự cân bằng lực của mẫu thí nghiệm. Tại từng giai đoạn gia tải, tổng lực dọc trong 5 cột thí nghiệm phải tương đương với ngoại lực tác dụng. - Thứ hai, mô men uốn trong cột phải bằng 0 tại các vị trí chốt để bảo đảm điều kiện biên không ngàm theo phương ngang. Ứng xử của mẫu thí nghiệm được thể hiện trong các Hình 7, 221

8, 9. Trong Hình 7(b), 9(b), mô men uốn quanh trục y đo tại các cột C-1, C-2 lần lượt là M1y, M2y; giá trị trung bình của mô men uốn trong cột C-3, C-4 là M3,4x và M3,4y. Trong khi đó, M5x là tổng mô men trong cột C-5 và mô men do phản lực theo phương đứng tại điểm "A". 3.1 Mẫu thí nghiệm PE-2B Ứng xử của mẫu thí nghiệm PE-2B được tóm tắt trong Hình 7.

a) Tải trọng và phản lực theo chuyển vị

Giai đoạn 1 (ch.vị = 0 mm đến 90 mm)

b) Phản lực mô men trong cột

Giai đoạn 2 (ch.vị = 90 mm đến 220 mm)

Giai đoạn 3 (ch.vị =220 mm trở lên)

c) Ba giai đoạn chính Hình 7. Số liệu đo đạc và kết quả quan sát trong thí nghiệm PE-2B [7] Những quan sát từ thí nghiệm được tóm tắt theo 3 giai đoạn. Giai đoạn thứ nhất, vết nứt do mô men âm xuất hiện tại mặt trên của mẫu thí nghiệm. Những vết nứt này có thể quan sát được bằng mắt thường, xuất hiện gần các cột C-1, C-2, C-5 khi chuyển vị tại vị trí cột bị phá hoại khoảng 10mm, sau đó mở rộng dọc theo các dầm bo về phía góc mẫu thí nghiệm. Tại góc của 2 mẫu thí nghiệm, các vết nứt có hướng tới tới gần cột C-4 hơn so với cột C-3 (Hình 7c). Giai đoạn thứ hai, sự phá hoại bê tông xuất hiện ở mặt dưới dầm, tại vị trí liên kết với cột C-1, C-2 và C-5 khi chuyển vị khoảng 100 mm. Cùng thời điểm, chuyển vị hướng ngoại của cột C-1 đạt giá trị cực đại khoảng 15 mm. Sau đó, cột bắt đầu chuyển động vào trong, hướng về vị trí ban đầu. Giai đoạn cuối cùng (giai đoạn 3) được bắt đầu khi cột C-1 quay trở lại vị trí ban đầu tại chuyển vị khoảng 220 mm. Bê tông bị phá hoại tại mặt trên sàn tại khu vực góc gần cột C-4. Sau đó, cột C222

1 liên tục dịch chuyển vào trong và đạt tới chuyển vị ngang 40 mm so với vị trí ban đầu, khi chuyển vị đứng đạt 330mm. Sự phá hoại cốt thép dưới của dầm-gấp đôi-nhịp cũng xuất hiện trong giai đoạn này. Hình 8 cho thấy dạng phá hoại cơ bản của các mẫu thí nghiệm. Các biến dạng dẻo (các vết nứt, vỡ bê tông, sự phá hoại cốt thép dưới của dầm-gấp-đôi-nhịp) tập trung dọc đường giới hạn dẻo.

a)Mẫu thí nghiệm PE-2B b)Mẫu thí nghiệm PE-2S Hình 8. Dạng phá hoại của các mẫu thí nghiệm 3.2 Mẫu thí nghiệm PE-2S Ứng xử của mẫu thí nghiệm được tóm tắt trong Hình 9.

a) Tải trọng và phản lực theo chuyển vị

Giai đoạn 1(ch.vị= 0 mm đến 30 mm)

b) Phản lực mô men trong cột

Giai đoạn 2(ch.vị =30 mm đến 220 mm)

Giai đoạn 3(ch.vị = 220 mm trở lên)

c) Ba giai đoạn chính Hình 9. Số liệu đo đạc và kết quả quan sát trong thí nghiệm PE-2S [7] Những quan sát từ thí nghiệm là tương tự như trong thí nghiệm trước đó, ngoại trừ (i) ứng xử xoắn của dầm bo (giai đoạn 2 và 3 trên Hình 9c) và (ii) sự đứt gãy cốt thép dưới trong dầm-gấp223

đôi-nhịp khi chuyển vị đạt 170 mm. Sự xuất hiện các vết nứt do xoắn và khớp xoắn ở cả 2 đầu dầm bo có thể quan sát dễ dàng trong dạng phá hoại được thể hiện trong Hình 8b. 3.3 Sự phát triển của hiệu ứng dây xích trong dầm-gấp-đôi-nhịp Hình 10b thể hiện số chỉ trong các biến dạng kế tại tiết diện giữa. Trong giai đoạn bắt đầu, ứng suất kéo trong các thanh thép lớp dưới của dầm (BE-BY2) tăng một cách đều đặn, biến dạng nén trong các thanh thép lớp trên (BE-TY2) cũng tăng cho tới khi đạt tới 1 giá trị cực đại khoảng 150µε. Khi chuyển vị đạt tới 20mm, cả thép lớp trên và dưới đều chịu kéo, hiệu ứng dây xích bắt đầu xuất hiện. Kể từ đó, biến dạng kéo trong các thanh thép lớp trên của dầm vẫn tăng, nhưng không vượt quá giá trị 1000µε. Đối với biến dạng kế ở gần cột, có thể quan sát thấy biến dạng trong các thanh thép lớp dưới của dầm có xu hướng giảm sau khi đạt tới giá trị cực đại khoảng 1000µε. Xu hướng giảm này là do ảnh hưởng của hiệu ứng dây xích truyền tới từ tiết diện giữa dầm. Khi chuyển vị đạt tới khoảng 250mm, toàn bộ tiết diện biên nằm trong miền kéo.

(a) Sơ đồ bố trí các đồng hồ đo biến dạng trên dầm hai nhịp

(b) Tại tiết diện giữa

Hình 10. Biến dạng của cốt thép trong dầm-hai-nhịp 3.4 Chuyển động theo phương x trong mặt phẳng ngang của cột góc Chuyển vị theo phương ngang của cột góc C-1 được chỉ ra trên Hình 11. Từ thí nghiệm có thể nhận thấy: sau khi chuyển động hướng ngoại đạt đến giá trị cực đại khoảng 14mm, cột có xu hướng chuyển động vào bên trong và trở lại vị trí ban đầu khi chuyển vị khoảng 220mm, tương đương khoảng 10% chiều dài 1 nhịp. Sau đó, cột vẫn tiếp tục chuyển động vào bên trong, vượt qua vị trí ban đầu. Nguyên nhân của hiện tượng này là do sự phá hoại của vành nén dưới tác dụng của lực dây xích. Dường như chuyển động ngang của cột góc không phụ thuộc nhiều vào sự thay đổi các điều kiện biên; xu hướng chuyển động giống nhau ở tất cả các thí nghiệm, bất kể sự chênh lệch trong tỉ lệ cạnh và hàm lượng cốt thép của sàn. Khi chuyển vị đứng đạt tới giá trị khoảng 300mm, vành nén bị phá hoại đặc biệt nghiêm trọng do bê tông mặt trên góc sàn đã bị 224

phá vỡ. Trong khi đó, khả năng chịu lực của mẫu thí nghiệm vẫn chỉ xấp xỉ giá trị cực đại. Điều này có thể quan sát thấy trên các Hình 7a, 9a.

Hình 11. Chuyển động theo phương ngang của cột C-1

Hình 12. Dạng phá hoại dẻo trong trường hợp một cột cận biên bị phá hủy

4 KHẢ NĂNG CHỊU TẢI 4.1 So sánh với khả năng chịu uốn cực hạn của kết cấu Khả năng chịu uốn cực hạn của kết cấu được xác định theo phương pháp phân tích đường chảy dẻo. Đó là các giá trị mô men uốn lớn nhất trong kết cấu sau khi các đường chảy dẻo được hình thành. Hình 12 chỉ ra dạng đường chảy dẻo của kết cấu dầm sàn trong trường hợp một cột cận biên bị phá hủy. Khả năng chịu tải của mẫu thí nghiệm sẽ được so sánh với khả năng chịu tải theo phương pháp phân tích đường chảy dẻo này.

(a) PE-2B (b) PE-2S Hình 13. So sánh giữa tải trọng thí nghiệm và khả năng chịu uốn cực hạn Từ Hình 13 có thể quan sát thấy, khả năng chịu tải thực tế lớn hơn đáng kể so với khả năng chịu uốn cực hạn của kết cấu ngay cả khi biến dạng rất lớn, bất chấp sự phá hoại do nén của nút liên kết dầm cột và sự phá hoại xoắn của dầm biên. Sự mâu thuẫn này là minh chứng cho sự đóng góp của hiệu ứng dầm chữ T và hiệu ứng dây xích. 4.2 Hiệu ứng dầm chữ T đối với khả năng chịu mô men âm M'x Hiệu ứng dầm chữ T (μT-beam) đối với mô men uốn M’x có thể đánh giá như sau: 225

μT − beam =

M ' x actual M ' x yieldline

(2)

Trong đó M'x actual là mô men âm thực tế quanh trục x và M'x yieldline là mô men âm lý thuyết được tính toán dựa trên mô men cực hạn của dầm và sàn riêng biệt. Sự tăng cường của hiệu ứng dầm chữ T đối với các mẫu thử được thể hiện trong Hình 14. Quan sát trên biểu đồ, hiệu ứng dầm chữ T có thể tăng khả năng chịu mô men âm thêm 1.4 lần. Nhờ vào khoảng cách đai (40mm) tương đối gần trong dầm giữa, sự tăng cường trong PE-2S là khá ổn định và bền vững.

Hình 14. Sự tăng cường nhờ hiệu ứng dầm chữ T (μT-beam )

Hình 15. Sự tăng cường đối với khả năng chịu tải của dầm-gấp-đôi-nhịp

4.3 Hiệu ứng dầm chữ T và hiệu ứng dây xích đối với khả năng chịu tải của dầm-gấp-đôinhịp Từ việc phân tích kết quả đo biến dạng trong Mục 3.3, nhận thấy có thể khả năng chịu tải của dầm-gấp-đôi-nhịp được tăng cường bởi cả hiệu ứng dầm chữ T và hiệu ứng dây xích. Mức độ tăng cường đối có thể biểu thị qua đại lượng sau:

μbeam =

Wactual Wyieldline

(3)

Trong đó: Wactual là khả năng chịu tải thực tế của dầm, thu được từ việc đo lực dọc trong các cột C-1, C-2 và Wyieldline khả năng chịu tải cực hạn của dầm. Hình 15 thể hiện sự tăng cường đối với khả năng chịu tải của dầm-gấp-đôi-nhịp. Sau khi chuyển vị đạt tới giá trị khoảng 90mm, khả năng chịu tải tăng lên khoảng 1.4 lần so với khả năng chịu tải cực hạn. Nếu một dầm chỉ chịu tải nhờ hiệu ứng dây xích thuần túy, khả năng chịu tải sẽ tỉ lệ với biến dạng đứng. Tuy nhiên, như quan sát trên Hình 15 cho thấy khả năng chịu tải vẫn ổn định ở biến dạng lớn. Nguyên nhân của hiện tượng trên là do trên thực tế, khả năng chịu tải của dầm luôn là sự tổ hợp của khả năng chống uốn và hiệu ứng dây xích. Khi đó, tại mức biến dạng lớn, mức độ tăng của hiệu ứng dây xích không thể cân bằng với sự sụt giảm của khả năng chống uốn. 5 KẾT LUẬN 226

Trong thí nghiệm này, phản ứng tĩnh phi tuyến của kết cấu dầm sàn trong trường hợp một cột cận biên bị phá hủy được xác định bởi tác động dây xích thay thế mô men dương tại vùng trung tâm, và mô men âm tại các gối tựa dọc theo đường biên xung quanh. Hiệu ứng dây xích xuất hiện tại vùng trung tâm của mẫu thí nghiệm ngay từ những giai đoạn gia tải đầu tiên và phát triển liên tục cho tới giai đoạn phá hoại cuối cùng. Nghiên cứu thực nghiệm trên đã chỉ ra rằng kết cấu dầm sàn trong trường hợp một cột cận biên bị phá hủy sẽ bị sụp đổ do sự phá hoại của vành nén, mà không phải là sự đứt cốt thép chịu kéo trong vùng trung tâm do lực kéo từ hiệu ứng dây xích. Sự phá hoại của vành nén là phá hoại dẻo. Có thể thấy rằng, cột góc không chịu tác động lực kéo này cho tới khi chuyển vị đứng tại vị trí cột bị phá hoại đạt tới giá trị 220 mm, bằng khoảng 10% chiều dài một nhịp đơn. Thí nghiệm cũng cho thấy khả năng chịu tải của kết cấu dầm sàn lớn hơn đáng kể so với khả năng chịu tải cực hạn do sự ảnh hưởng của hiệu ứng dầm chữ T và hiệu ứng dây xích. Hiệu ứng dầm chữ T có thể làm khả năng chịu mô men âm tăng lên 1.4 lần so với giá trị lý thuyết được tính toán dựa trên mô men uốn cực hạn của dầm và sàn riêng biệt. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. General Services Administration (GSA), "Progressive Collapse Analysis and Design Guidelines for New Federal Office Buildings and Major Modernization Projects", (2003). 2. Department of Defense (DOD) , "Design of Buildings to Resist Progressive Collapse", Unified Facilities Criteria (UFC), 4-023-03, (2005). 3. American Society of Civil Engineers (ASCE), "Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures", ASCE/SEI 7-05, Reston, Virginia, (2005). 4. Sasani M., Bazan M., and Sagiroglu S., "Experimental and analytical progressive collapse evaluation of actual reinforced concrete structure", ACI Structural Journal 104(6): 731-739, (2007). 5. Pham XuanDat, Tan Kang Hai,"Membrane actions of RC slabs in mitigating progressive collapse of building structures",Engineering Structures,(2011). 6. Pham Xuan Dat, "Progressive collapse of reinforced concrete building structures",PhD thesis,(2012). 7. Pham XuanDat, Tan Kang Hai, "Experimental studies of RC beam-slab structures subject to a Penultimate - External column loss", The 57th PCI Annual Convention and National Bridge Conference, Salt Lake City, Utah, (2011).

227

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

SO SÁNH KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM GỐI CÁCH CHẤN VỚI KẾT QUẢ TÍNH TOÁN BẰNG PHƯƠNG PHÁP PHẦN TỬ HỮU HẠN Lê Thị Thu Huyền* TÓM TẮT: Nội dung của bài báo so sánh kết quả thí nghiệm gối đỡ đàn hồi chịu động đất (gối cách chấn) với kết quả tính toán bằng chương trình tính toán hiện đại (theo phương pháp phần tử hữu hạn). Cụ thể, Bài viết mô tả sơ đồ tiến hành thí nghiệm gối cách chấn và cách xác định giá trị độ cứng của gối kháng chấn. Dựa vào kết quả của thí nghiệm ta xác định giá trị của tần số dao động riêng thứ nhất của gối cách chấn và sau đó xác định độ cứng của gối cách chấn theo công thức đơn giản, tương ứng với mô hình dao động riêng của hệ 1 bậc tự do. Trong bài viết cũng xây dựng mô hình hóa theo phương pháp phần tử hữu hạn và xác định tần số dao động riêng thứ nhất khi cho trước giá trị độ cứng của gối cách chấn. Kết quả tính toán theo thí nghiệm và theo phương pháp phần tử hữu hạn là gần giống nhau. TỪ KHÓA: Động đất, gối cách chấn, dao động, phần tử hữu hạn.

1 MỞ ĐẦU Động đất là một hiện tượng tự nhiên nguy hiểm, vì vậy từ ngày xưa, con người đã cố gắng tránh hoặc làm giảm sự nguy hiểm của nó. Khảo sát sự nguy hại của động đất cho phép từng bước nghiên cứu các biện pháp làm tăng khả năng chống động đất của công trình. Ngày nay, một trong những phương pháp bảo vệ nhà dưới tác động của lực động đất là sử dụng gối cách chấn. Gối cách chấn được cấu tạo từ những lớp thép và cao su ghép xen kẽ, được đặt dưới hệ chịu lực chính của công trình.

Hình 1. Ví dụ cấu tạo của gối cách chấn và sơ đồ lắp đặt của nó ở công trình.

Lê Thị Thu Huyền, Viện KHCN Xây dựng, thuhuyen129@mail.ru, +84983457482

228

Để ứng dụng gối cách chấn vào thực tiễn sau đây tác giả xin giới thiệu thí nghiệm xác định độ cứng của gối cách chấn. 2 THÍ NGHIỆM XÁC ĐỊNH ĐỘ CỨNG CỦA GỐI CÁCH CHẤN Thí nghiệm được tác giả thực hiện trong quá trình làm luận án Tiến sĩ tại phòng thí nghiệm mang tên Stniisk (Matxcova, Nga) năm 2009.

Hình 2. Sơ đồ lắp đặt thí nghiệm. Hình dạng bên ngoài và sơ đồ bố trí của gối cách chấn được thể hiện ở Hình 1. Gối cách chấn được cấu tạo từ các lớp cao su có độ dày 40 mm được liên kết xen kẽ là các lớp đệm sắt có độ dày 4 mm, mặt trên và mặt dưới liên kết vào công trình và móng. Hệ thống này được đặt tại mặt cách chấn, chịu lực theo phương đứng và có tác dụng ngăn cách tải trọng động đất tác dụng trực tiếp ngay tại thời điểm truyền tới công trình. Dịch chuyển nền đất làm cho hệ thống cách chấn đáy biến dạng và dịch chuyển, nhờ có lực ma sát trong các lớp cấu tạo và lực ma sát giữa các lớp cao su và thép mà một phần năng lượng của động đất bị hấp thụ, nên lực tác dụng vào công trình sẽ nhỏ. Ý nghĩa của gối cách chấn là làm giảm lực lớn nhất có thể xuất hiện ở kết cấu của công trình khi xảy ra động đất và giảm giá trị xây dựng so với phương pháp truyền thống [3]. Ứng dụng gối cách chấn kết hợp với phương pháp truyền thống cho phép tăng khả năng cách chấn công trình và làm giảm giá thành xây dựng ở những vùng có khả năng xảy ra động đất. Cao su có các thông số như sau: môđun đàn hồi E= 2,27 Mpa, hệ số Poisson v=0,49. Để giảm được lực động đất tác dụng lên công trình cần phải thực hiện những tính toán động lực học cho toàn bộ công trình có sử dụng gối cách chấn, khi cho trước lực tác động bên ngoài được mô hình hóa như khi xảy ra động đất. Điều kiện tiên quyết để hoàn thành tính toán động lực học là cho trước độ cứng động lực học của gối cách chấn. Với mục đích như vậy, trong phòng thí nghiệm của viện nghiên cứu mang tên Kucherenko, tác giả cùng nhóm nghiên cứu đã thực hiện kiểm tra một loạt các thí nghiệm đối

229

với gối cách chấn. Sơ đồ lắp đặt thí nghiệm để xác định độ cứng của gối cách chấn được mô tả ở Hình 2 và 3.

Hình 3. Gối cách chấn Sơ đồ thí nghiệm bao gồm 1 tấm thép nặng 1516 kg treo trên 1 hệ thép cứng với mối nối dẻo. Chiều dài hệ thép cứng là 2,7 m. Tấm thép được gắn chặt với gối cách chấn. Gối cách chấn được gắn chặt với sàn phản lực với mục đích loại bỏ tất cả những dao động xoắn của tấm thép có tâm khối đặt trong cấu tạo của hệ lò xo để cho phép gối cách chấn trong một mặt phẳng. Tiếp đó, thí nghiệm đưa ra độ lệch của tấm thép so với vị trí ban đầu và thả lỏng tấm thép. Để xác định tần số dao động của hệ trong thí nghiệm đã sử dụng máy đo dao động (Hình 4) và nhận được tần số dao động riêng của hệ. Máy đo dao động mang mã hiệu AP98-100-01 đã được kiểm định chất lượng. Máy đo dao động được đặt ở vị trí tự do gắn với gối cách chấn, cho phép ta đo được gia tốc dao động trong khoảng 3.10-3 - 500 m/c2 ở tần số 0,5-12000 Hz. Máy đo dao động được nối với máy tính và cho phép ghi kết quả của quá trình dao động trên đĩa cứng. Kết quả nhận được từ máy đo dao động cho phép ta xác định được tần số dao động riêng của hệ (Xem Hình 4).

Hình 4. Mối liên hệ của giá trị trung bình bình phương biên độ gia tốc và tần số dao động (trục đứng- m/c2, trục ngang -Hz) 230

Rõ ràng rằng theo Hình 2, trong bước làm tròn đầu tiên thì có thể coi như hệ có 1 bậc tự do – quả nặng treo trên 1 hệ chống dao động được thể hiện trên Hình 6. Sơ đồ rút gọn của thí nghiệm không kể hết đến toàn bộ sự làm việc của của cao su trong gối cách chấn, nhưng cho phép ta xác định tính chất vật lý quan trọng của cao su – mô đun trượt động lực học trong vùng dao động của hệ thí nghiệm. Trong điều kiện làm việc thực tế của gối cách chấn đối với công trình thì các lớp cao su chịu nén, và đàn hồi phi tuyến tính dưới tác động của động đất. Trong khuôn khổ của bài báo này thì ta chỉ xem xét mô hình đơn giản của gối cách chấn giống như phần tử đàn hồi, điều này cho phép ta ứng dụng các chương trình tính toán theo các chương trình tính toán hiện đại.

Hình 5. Máy đo dao động

Hình 6. Sơ đồ thu gọn của thí nghiệm Từ sơ đồ thu gọn của thí nghiệm ta có thể xác định được độ cứng C của gối cách chấn dựa vào công thức gần đúng xác định tần số sau [4]: C ĐLH g + L M

(1)

g⎞ ⎛ 2 C ĐLH = ⎜ [2πf ] − ⎟ M L⎠ ⎝

(2)

f =

1 2π

Từ đó ta tính được giá trị độ cứng:

231

Trong đó: f: Tần số dao động riêng của hệ, Hz; CĐLH: Độ cứng của gối cách chấn (theo tính toán động lực học gối cách chấn), N/m; M: Khối lượng tấm thép, kg; L: Khoảng cách từ tấm thép đến hệ thép cứng, m. 3 TÍNH TOÁN GỐI CÁCH CHẤN BẰNG PHƯƠNG PHÁP PHẦN TỬ HỮU HẠN

Với mục đích kiểm tra kết quả tính toán nhận được ta mô hình hóa thí nghiệm trong chương trình tính toán theo phương pháp phần tử hữu hạn (tác giả sử dụng chương trình tính toán Nastran - chương trình chuyên dụng để mô phỏng tính toán động lực học). Mô hình hóa của gối cách chấn được thể hiện ở Hình 7.

Hình 7. Mô hình phần tử hữu hạn của gối cách chấn (dạng dao động thứ nhất)

Trong mô hình xuất hiện độ cứng liên kết của những điểm phía trên của lò xo. Độ cứng của gối cách chấn được đưa vào mô hình tính toán theo phương pháp phần tử hữu hạn. Sau đó sử dụng phương pháp phân tích cấu tạo gối cách chấn và xác định tần số dao động đầu tiên. Từ thí nghiệm ta nhận được tần số dao động riêng f=5 Hz, áp dụng công thức số (2) ta nhận được giá trị độ cứng của gối cách chấn C=1,4907.106 N/m. Khai báo vào chương trình tính toán Nastran các thông số của gối cách chấn: thống số hình học, giá trị độ cứng nhận được từ thực nghiệm, ta nhận được tần số dao động riêng f=4,98 Hz. Như vậy, tần số dao động riêng nhận được theo thí nghiệm và theo phương pháp phần tử hữu hạn là gần giống nhau. Bảng 1. So sánh kết quả tính toán theo thí nghiệm và theo phương pháp phần tử hữu hạn STT

Thí nghiệm

Theo mô hình tính toán

Giá trị độ cứng được tính theo công thức (2), N/m

Tần số dao động riêng, Hz

Độ cứng cho trước của gối cách chấn, N/m

Tần số dao -động riêng, Hz (kết quả tính toán)

1,4907х106

5,0

1,4907х106

4,98

232

Trong Bảng 1 đưa ra giá trị của tần số dao động riêng và tính được trên cơ sở của giá trị độ cứng gối cách chấn. Ở Bảng 1 cũng đưa ra kết quả tính toán theo phương pháp phần tử hữu hạn của gối cách chấn với việc sử dụng độ cứng nhận được từ thí nghiệm. Theo kết quả nhận được thì giá trị tần số dao động riêng theo phương pháp phần tử hữu hạn và giá trị tần số theo thí nghiệm sai khác nhau nhỏ hơn 0,4%. Đối với gối cách chấn độ cứng trượt được xác định theo công thức: CG =

π .R 2 .G N .h

(3)

Ở đây: R- bán kính của lớp cao su, G- mô đun trượt, N- số lớp cao su, h- chiều dày lớp cao su. Sử dụng công thức (3) ta nhận được độ cứng: CG = 1, 4912.106 N/m

Trong đó: R=0,25 m, Gt=0,3367.106 N/m, N=2, h=0,04 m. Từ kết quả ta nhận thấy giá trị CG tính toán theo công thức toán học cũng gần với kết quả thực nghiệm. 4 KẾT LUẬN

Việc đơn giản hóa tính toán trong mặt phẳng khi xác định độ cứng của gối cách chấn cho ta kết quả ứng dụng trong xây dựng tương đối chính xác. Kết quả tính toán theo thí nghiệm và theo phương pháp phần tử hữu hạn là gần giống nhau. Xác định được độ cứng của gối cách chấn cho phép ta tính toán động lực học cho công trình để có thể giảm được lực động đất tác dụng lên công trình. Ứng dụng kết quả tính toán gối cách chấn đã được kiểm nghiệm bằng thí nghiệm cho phép ta thiết kế gối cách chấn cho công trình xây dựng ở vùng chịu ảnh hưởng của động đất. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Lê Thị Thu Huyền. Nghiên cứu nhà chống động đất với việc sử dụng lớp đệm thép cao su giảm chấn. Luận án tiến sỹ, 2010, trang 25-30. 2. Mal'kov V.M. Cơ học kết cấu nhiều lớp. Nhà xuất bản Saint Petersburg, 1998, trang 320. 3. Panovko Ia.G. Lý thuyết dao động cơ học. Nhà xuất bản Khoa học, 1991, trang 256. 4. Yang J.N., Wu J.C., Reinhorn A.M and Riley M. Control of Sliding-Isolated Buildings Using SlidingMode Control. Journal of Structural Engineering, ASCE. - 1996. - p. 179-186.

233

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ĐÁNH GIÁ HIỆU ỨNG CO NGẮN CỘT (COLUMN SHORTENING) QUA KẾT QUẢ ĐO ĐẠC TẠI MỘT SỐ CÔNG TRÌNH NHÀ SIÊU CAO TẦNG BÊ TÔNG CỐT THÉP Cao Duy Khôi* TÓM TẮT: Trong thiết kế nhà cao tầng và siêu cao tầng, bên cạnh những tính toán kết cấu thông thường, cần lưu ý đến một số đặc thù riêng, chẳng hạn như hiệu ứng co ngắn cột và độ vênh co ngắn. Hiệu ứng này có thể gây ảnh hưởng lớn đến một số cấu kiện chịu lực nằm ngang như hệ dầm-sàn, và làm nứt vỡ các cấu kiện không chịu lực như tường kính, vách ngăn. Vấn đề này đã được nghiên cứu và thực nghiệm trên thế giới từ những năm 70 của thế kỷ trước. Mặc dù vậy, ở Việt Nam, khái niệm co ngắn cột còn tương đối mới và ít nhận được sự quan tâm cần thiết. Thông qua một số công trình thực tế tiêu biểu, bài báo này tổng kết một số vấn đề liên quan đến hiệu ứng co ngắn cột, qua đó người thiết kế có thể lưu tâm hơn đến một trong những vấn đề mới và quan trọng đối với nhà cao tầng ở Việt Nam. TỪ KHÓA: Hiệu ứng co ngắn, co ngắn cột.

1 KHÁI NIỆM “CO NGẮN CỘT” VÀ “ĐỘ VÊNH CO NGẮN” Co ngắn cột (column shortening) là hiện tượng cấu kiện bê tông cốt thép chịu lực theo phương thẳng đứng (cột, lõi) bị biến dạng co ngắn dưới tác dụng của tải trọng, co ngót và từ biến của bê tông [5]. Ở đây sử dụng thuật ngữ “co ngắn cột” đồng nhất với thuật ngữ quốc tế “column shortening”, với ý nghĩa bao hàm tất cả các cấu kiện chịu lực theo phương thẳng đứng. Độ vênh sàn, dầm do co ngắn cột (differential column shortening) là hiện tượng các cột và lõi nằm liền kề có các biến dạng co ngắn khác nhau dưới tác dụng của các tải trọng và các yếu tố khác (từ biến, co ngót), dẫn tới dầm, sàn bị vênh khỏi vị trí thiết kế, gây nứt vỡ các bộ phận phi kết cấu và phát sinh những nội lực phụ thêm do chuyển vị gối đỡ. Dưới đây thuật ngữ chuyên môn “differential column shortening” sẽ được tạm dịch là “độ vênh co ngắn”. Trong hai yếu tố trên, độ vênh co ngắn cần được quan tâm hơn do hậu quả của nó: gây nứt vỡ vách ngăn, tường kính, phát sinh nội lực thứ cấp trong dầm, sàn (do chuyển vị cưỡng bức của gối đỡ), làm nứt dầm, sàn (Hình 1). Giá trị của nội lực thứ cấp tỉ lệ nghịch với nhịp, nghĩa là với cùng một chuyển vị, nhịp càng nhỏ thì nội lực phát sinh càng lớn. Nhịp L

Nứt

Kính

Cột

Độ vênh co ngắn

Nứt

Vách ngăn

Lõi

Cột

Lõi

Vị trí phát sinh ứng suất kéo

Hình 1. Độ vênh co ngắn ảnh hưởng đến khả năng chịu lực của dầm sàn và gây nứt vỡ tường kính, vách ngăn, nứt dầm, sàn [7]. *

Cao Duy Khôi, Viện KHCN Xây dựng, cdkhoi@gmail.com, +84 904 902 781

234

Hiện nay ở Việt Nam chưa nhiều nghiên cứu về co ngắn cột và ảnh hưởng của nó đối với công trình. Vì vậy, mục tiêu của bài báo này là tổng kết hiệu ứng co ngắn cột thông qua một số công trình thực tế để người thiết kế có thể nhận thấy sự ảnh hưởng và lưu ý hơn. 2 NGUYÊN NHÂN GÂY RA HIỆN TƯỢNG CO NGẮN CỘT Biến dạng co ngắn cột là hiện tượng phụ thuộc vào thời gian. Biến dạng này tăng dần trong một thời gian dài và đạt đến giá trị lớn nhất sau khoảng 05 năm kể từ khi xây dựng [5,6]. Hiệu ứng này đã được nghiên cứu cả lý thuyết và thực nghiệm trên thế giới từ những năm 70 của thế kỷ trước. Theo [5,6], những nguyên nhân chính gây ra hiện tượng co ngắn cột bao gồm: Biến dạng đàn hồi do cột chịu tải trọng nén: phụ thuộc vào 9 Cường độ bê tông; 9 Thời gian chất tải; 9 Độ lớn của tải trọng. Co ngót bê tông 9 Độ ẩm môi trường xung quanh; 9 Kích thước cấu kiện; 9 Thành phần bê tông và % cốt thép; Biến dạng do bê tông co ngót không phụ thuộc vào tải trọng. Từ biến 9 Độ ẩm môi trường xung quanh; 9 Kích thước cấu kiện; 9 Thành phần bê tông và % cốt thép; 9 Cường độ bê tông; 9 Độ lớn của tải trọng; 9 Thời gian chất tải. 3 ẢNH HƯỞNG CỦA CO NGẮN CỘT ĐỐI VỚI CÔNG TRÌNH Giá trị biến dạng co ngắn cột cần được xem xét trong thiết kế công trình nhằm hai mục đích chính: 1. Thiết kế các cấu kiện chịu lực có kể đến ảnh hưởng của co ngắn cột, 2. Tính toán giá trị bù lại sự co ngắn, nhằm đảm bảo dầm, sàn được đưa về vị trí nằm ngang. Khó khăn của việc dự đoán giá trị biến dạng co ngắn cột chủ yếu nằm ở việc tính toán giá trị biến dạng do từ biến và bê tông co ngót sao cho sát với thực tế. Các tiêu chuẩn EC-2 [4], BS 8110 [3], ACI 318 [1] đều có mục tính toán cho từ biến và co ngót. Đặc biệt tiêu chuẩn ACI 209R-92 [2] trình bày sâu về vấn đề này. Một số nghiên cứu [5-9] cho thấy, việc tính toán giá trị co ngắn cột có thể cho độ chính xác khá cao so với thực tế. Tiêu biểu là nghiên cứu của M. Fintel, S.K. Ghosh và H. Iyengar [5], trong đó nêu rõ cách tính toán ảnh hưởng co ngắn cột, kết hợp so sánh với các số liệu thực nghiệm. Ở Việt Nam, ảnh hưởng của co ngắn cột đã được nghiên cứu và xử lý thực tế cho các công trình Hanoi

235

Keangnam Landmark Tower (công ty MIDAS, Hàn Quốc), Habico Tower (công ty MIRAE, Hàn Quốc) dựa theo [5]. Chúng ta sẽ xem xét ảnh hưởng của co ngắn cột qua một vài ví dụ cụ thể. 3.1 Công trình Hotel tower Tòa tháp Hotel cao 70 tầng (thực tế là 76 tầng), tương đương chiều cao 330m (hình 2), tọa lạc tại Hà Nội.

Hình 2. Hotel towers [6] Tại giai đoạn thiết kế sơ bộ, khi chưa có số liệu thí nghiệm, để đảm bảo khả năng chịu lực của các cấu kiện nằm ngang dưới tác động chuyển vị cưỡng bức của gối đỡ, bên cạnh các tính toán bằng chương trình máy tính thương mại thông dụng, có thể còn phải giả thiết một giá trị cụ thể của biến dạng từ biến và co ngót của bê tông, nhằm tính được giá trị nội lực thứ cấp phát sinh, từ đó bổ sung thêm cốt thép nếu cần. Theo nghiên cứu của M. Fintel, S.K. Ghosh và H. Iyengar [5], giá trị co ngót có thể lấy trong khoảng 500-800 μmm/mm, giá trị từ biến: 3/f’c – 5/f’c. Hình 3 thể hiện mặt bằng tầng điển hình và giá trị co ngắn cột C8 và vách CW5 theo tính toán [7]. Có hai mốc giới hạn cho phép về độ võng và chuyển vị là L/240 (allowable level), và L/480 (control level), trong đó L/480 là giới hạn để hạn chế nứt, vỡ các bộ phận không chịu lực, theo [1] và [6,7,8] (L là nhịp của dầm, sàn). Từ thời điểm xây dựng, một số cột và vách đã được gắn thiết bị đo biến dạng để theo dõi các biến dạng thực tế của công trình phụ thuộc vào thời gian. Song song với việc này, các mẫu thử bê tông hình trụ đúc tại hiện trường cũng được thí nghiệm trong phòng, nhằm đo đạc sự thay đổi theo thời gian của cường độ chịu nén, mô đun đàn hồi, hệ số giãn nở, từ biến và co ngót. Sau khi có những kết quả thí nghiệm mẫu về cường độ chịu nén, mô đun đàn hồi, giá trị từ biến và co ngót của bê tông, người ta áp dụng những số liệu thực tế này vào tính toán [6,7]. 236

Độ vênh co ngắn Chuyển vị đầu cột

Chuyển vị đầu vách

L/480

L/240

Giá trị co ngắn (mm)

a) b) Hình 3. Hotel tower – a) Mặt bằng tầng điển hình; b)Giá trị co ngắn của cột C8 và vách CW5 [7]. Theo kết quả thí nghiệm trong [6,7,8], có thể nhận thấy giá trị từ biến và co ngót thí nghiệm mẫu chỉ đạt đến 40-50% giá trị giả thiết. Tuy nhiên cũng cần lưu ý rằng các kết quả trên là kết quả thí nghiệm mẫu thử sau 1 năm, nghĩa là giá trị từ biến và co ngót còn có thể tiếp tục tăng thêm, đạt đến giá trị cực đại vào khoảng 5 năm. Theo báo cáo Re-Analysis phiên bản 1 [7], có cập nhật và điều chỉnh theo các số liệu thực nghiệm khoảng 1 năm sau khi bắt đầu đo đạc, ta thấy độ vênh co ngắn của sàn tại vị trí L21 (Hình 3) vượt quá giá trị L/480 ngay từ tầng 10, và vượt quá cả giá trị L/240 từ tầng 32. Do ảnh hưởng của độ vênh co ngắn, giá trị mô men ở dải sàn phía đầu cột lại là mô men dương, ngược với tư duy thiết kế thông thường (tại hai đầu ngàm là mô men âm) (Hình 4).

237

Hình4. Hotel tower – Giá trị mô men tại các dải sàn tầng 70, kNm/m [7]. Kết quả tính toán giá trị co ngắn cột theo [6] khá tiệm cận kết quả đo đạc thực tế tại công trình Hotel tower (Hình 5).

Hình 5. So sánh kết quả thực tế và kết quả tính toán lý thuyết giá trị co ngắn cột 08 tầng hầm 2 của tháp Hotel [6]. 3.2 Công trình Water Tower Place (Chicago, Illinois) Công trình Water Tower Place tọa lạc tại Chicago, Illinois, là kết cấu BTCT, 76 tầng, cao khoảng 262 m. Công trình bao gồm 4 tầng hầm, khối đế 13 tầng kích thước 65,2x161,8 m, khối tháp 63 tầng kích thước 28,7x67,4 m (Hình 6).

238

Hình 6a. Water Tower Place (Chicago, Illinois) [5]

Hình 6b. Chicago Water Tower Place – mặt bằng tầng điển hình của khối tháp [5]

Kết quả tính toán và đo đạc biến dạng của cột D2 tại các tầng khác nhau được cho trên hình 7. Có thể thấy, tính toán co ngắn cột theo [5] khá tương đồng với thực tế.

239

Hình 7. Cột D2 - So sánh kết quả tính toán co ngắn và đo đạc thực tế. Đường liền nét là kết quả tính toán, các chấm là kết quả đo đạc. Một nghiên cứu khác cũng đối với cột D2 này [9] cũng cho thấy sự phù hợp tương đối giữa tính toán và thực tế đo đạc co ngắn cột (hình 8). Tuy nhiên kết quả đo đạc của nghiên cứu này mới chỉ thể hiện trong khoảng 1 năm đầu. Trên hình 9 ta thấy, đối với cột D2 ở tầng hầm B4 và B3, biến dạng co ngót (shrinkage, S) hầu như không đáng kể so với biến dạng đàn hồi (Instaneously, I) và từ biến (I+S≈I). Tại tầng này, biến dạng đàn hồi chiếm một tỉ lệ lớn trong tổng biến dạng (khoảng 75%). Càng lên cao, biến dạng đàn hồi càng nhỏ đi, tỉ lệ trong tổng biến dạng giảm dần (chưa tới 50%), biến dạng từ biến và co ngót tăng lên. Đặc biệt ở tầng 57-58, biến dạng do co ngót và từ biến gấp khoảng 3 lần biến dạng đàn hồi. Điều này cho thấy từ biến và co ngót bê tông có ảnh hưởng đáng kể trong các kết cấu BTCT siêu cao tầng.

240

Hình 8. Cột D2 – theo [9] 4 KẾT LUẬN 4.1 Co ngắn cột và độ vênh co ngắn là những vấn đề cần quan tâm khi thiết kế nhà cao tầng và siêu cao tầng. Co ngắn cột và độ vênh co ngắn gây nứt vỡ các bộ phận không chịu lực (tường kính, vách ngăn…) và làm phát sinh nội lực thứ cấp trong các cấu kiện chịu lực nằm ngang như dầm, sàn. Nhiều nghiên cứu cho thấy, độ vênh co ngắn giữa lõi vách và các cột lân cận là rõ rệt đối với các công trình từ 35 - 40 tầng trở lên. 4.2 Những nguyên nhân chính gây ra co ngắn cột là biến dạng đàn hồi của cấu kiện, từ biến và co ngót của bê tông. Các kết quả đo đạc thực tế tại một số công trình siêu cao tầng BTCT cho thấy ảnh hưởng đáng kể của từ biến và co ngót. 4.3 Hai vấn đề chính cần giải quyết khi không thể bỏ qua ảnh hưởng của co ngắn cột là: nội lực thứ cấp phát sinh trong dầm, sàn và sự sai lệch vị trí của chúng so với thiết kế. Nhịp của dầm, sàn càng nhỏ thì nội lực thứ cấp phát sinh càng lớn. Vấn đề này giải quyết bằng cách thiết kế cấu kiện có kể thêm các nội lực đó. Sự sai lệch vị trí của dầm, sàn so với thiết kế thường được giải quyết bằng biện pháp bù cột (compensation). 4.4 Theo một số kết quả nghiên cứu có so sánh với thực tế, giá trị co ngắn cột có thể được tính toán với độ chính xác chấp nhận được. Tuy nhiên, các số liệu đầu vào để tính toán giá trị co ngắn 241

cột (các đặc trưng của bê tông như cường độ chịu nén, mô đun đàn hồi, giá trị từ biến và co ngót của bê tông) cần được hiệu chỉnh bằng thí nghiệm trên các mẫu thử cùng loại bê tông sử dụng tại công trường.

4.5 Qua thực tế một số công trình nêu trên cho thấy, thiết kế công trình có kể đến co ngắn cột là khá phức tạp và tỉ mỉ, bao gồm nhiều công đoạn (tính toán, thí nghiệm, đo đạc hiện trường, xử lý số liệu) kết hợp chặt chẽ với nhau. Cần những nghiên cứu sâu hơn kết hợp với thực nghiệm để có thể dần dần làm chủ được vấn đề này. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3. 4. 5.

ACI 318-08. Building code requirements for structural concrete and commentary, 2008. ACI 209R-92. Prediction of creep, shrinkage and temperature effects in concrete structures, 1997. BS 8110:1997. Structural use of concrete. BS EN 1992-1:2004. Design of concrete structures. Fintel M., Ghosh S.K., Iyengar H. – Column shortening in tall structures. Prediction and compensation. PCA, 1987.

6. 7. 8. 9.

Hotel Tower Project. Column shortening. Main analysis report. MIDAS IT., 2008. Hotel Tower Project. Column shortening. 1-st re-analysis report. MIDAS IT., 2009. Hotel Tower Project. Column shortening. Mid report for 1-st material test. MIDAS IT., 2008. Russel H.G., Corley W.G. – Time-dependent behavior of columns in Water tower place. Publication RD052B, PCA, Skokie, Illinois, 1977, 10 pages.

242

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

ỨNG DỤNG TƯỜNG CHẮN TRỌNG LỰC SỬ DỤNG KHỐI BÊ TÔNG TRANG TRÍ VÀO SỰ PHÁT TRIỂN XÂY DỰNG BỀN VỮNG Bùi Văn Hồng Lĩnh*, Nguyễn Văn Chánh TÓM TẮT: Việc đúc các khối bê tông để làm tường chắn bằng cách dựa vào trọng lượng bản thân được quan tâm nhiều trong những năm gần đây. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí bao gồm các khối xây bê tông khô, có cách điệu xếp chồng lên nhau nhằm giữ ổn định cho khối đất đắp sau tường. Hệ thống tường chắn trọng lực bằng bê tông trang trí rất hiệu quả với bờ kè đất đắp, tường chắn đất trồng hoa ở công viên, chống xói mòn… Bài báo phân tích hệ thống tường chắn trọng lực và chế tạo khối bê tông từ vật liệu tái chế để phát triển bền vững trong xây dựng, ứng dụng rộng rãi vào thực tế. TỪ KHÓA: Tường chắn trọng lực, khối bê tông trang trí, thiết kế tường chắn, xây dựng bền vững

1 GIỚI THIỆU Hiện nay ở Việt Nam các loại tường chắn trọng lực sử dụng bê tông trang trí còn hạn chế, đa phần tường chắn ở các công trình công cộng đô thị được xây dựng bằng khối bê tông, đá tảng mà chưa có phương pháp tính toán thiết kế thích hợp cụ thể nào.

Hình 1. Tường chắn đất bằng đá khối

Hình 2. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí

Đất đắp được giữ bởi tường chắn theo phương thẳng đứng hoặc gần thẳng đứng, áp lực đất hai bên tác động vào tường gây nên áp lực chủ động và áp lực bị động. Các loại áp lực này có xu hướng gây trượt hoặc gây lật cho tường, do đó tường chắn phải được thiết kế để chống lại các yếu tố trên. Ngoài việc thiết kế kết cấu thì độ bền vững và hệ thống thoát nước cũng cần được quan tâm. Tường chắn trọng lực bằng khối bê tông trang trí (hay còn gọi là tường chắn phân đoạn) bao gồm các khối bê tông cùng hệ mô-đun gắn chặt liên tiếp với nhau. Nếu không được giữ ổn định đất có thể bị trượt gây nên nhiều thiệt hại cho công trình và các khu vực xung quanh. Tường *

Bùi Văn Hồng Lĩnh, Đại Học Bách Khoa TP HCM, vchlinh@gmail.com, +84 1658 202 314

243

chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí được thiết kế và thi công khác với các loại tường chắn thông thường, những bức tường cao và dốc hơn có thể được xây dựng với khả năng chống lại áp lực đất chủ động, loại áp lực được hình thành do quá trình đắp đất. Để thể hiện tính thẩm mỹ, tạo ra nhiều không gian hơn ở khu vực ngoài trời hoặc tạo điểm nổi bật trong kiến trúc tường chắn phân đoạn có thể được lắp đặt trong một loạt các màu sắc, kích thước và kết cấu. Các dạng tường chắn thường được sử dụng khối bê tông có ba mặt vát, khối bê tông hình hộp chữ nhật và khối bê tông có bề mặt thô nhám. Đối với trường hợp tường chắn sử dụng khối bê tông có ba mặt vát, cách thi công đơn giản, các khối xây đơn vị có thể được xếp chồng lên nhau mà không cần vữa kết dính hoặc bê tông hỗ trợ. Tuy nhiên nhược điểm của dạng tường này là điều kiện kết nối các khối xây phức tạp và chiều cao tường thấp, có thể được sử dụng để xây dựng những bức tường cao đến 0,6m.

Hình 3. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông ba mặt vát

Hình 4. Tường chắn sử dụng khối bê tông trang trí có bề mặt thô nhám

Hình 5. Tường chắn sử dụng khối bê tông trang trí hình hộp chữ nhật Dạng khối bê tông hình hộp chữ nhật (hình 5), được lựa chọn khi xây dựng tường chắn trọng lực mà không yêu cầu đặc tính kỹ thuật cao, được xây thẳng đứng và hệ thống tường đảm bảo sự liên kết hoàn hảo ở các vị trí mối nối. Thích hợp cho cả hai loại tường chắn thẳng và cong, ngoài ra cũng được sử dụng để xây dựng hệ thống tường dạng bậc thang. 244

Dạng tường sử dụng khối bê tông trí có bề mặt thô nhám (hình 4) được sử dụng để xây dựng tường chắn cao lên đến 0,9m, xếp chồng lên nhau và liên kết bởi vữa bám dính hoặc có thể kết hợp với gia cường lưới địa kỹ thuật để thiết kế các bức tường có chiều cao lớn hơn 0.9m. 2 PHÂN TÍCH MÔ HÌNH TÍNH TOÁN TƯỜNG CHẮN TRỌNG LỰC 2.1 Ứng xử của hệ tường chắn trọng lực Một số loại đất như đất sét có tính kết dính cao cho phép xây dựng tường thẳng đứng hoặc gần như thẳng đứng, ngay cả khi chịu ảnh hưởng bởi sự làm mềm của nước ngầm. Đất gây áp lực chủ động cho kết cấu tường, hạn chế trượt, lật bởi sự ma sát và độ bám dính giữa móng và nền đất bên dưới, áp lực đất bị động tác động vào tường và khả năng chịu lực của đất bên dưới móng của kết cấu. Khi nước bị giữ lại ở phía sau tường thì khi tính toán phải kể đến áp lực thủy tĩnh bổ sung. Nước ngầm cũng làm giảm độ bám dính và giảm sức kháng cắt của đất. Mô hình tường chắn trọng lực bằng khối bê tông trang trí được thể hiện ở hình 6.

Hình 6. Mô hình tường chắn trọng lực bằng khối bê tông trang trí [5] Tường chắn trọng lực bao gồm các khối bê tông khô trang trí xếp chồng lên nhau theo phân đoạn từng lớp. Khả năng chống lật do tải trọng thẳng đứng của kết cấu bởi trọng lượng bản thân của các khối bê tông. Việc thiết kế một tường chắn bao gồm các phần thiết yếu như phân tích đất trượt, lún, hệ thống thoát nước cũng như tương tự cho việc xem xét toàn bộ và phân tích, thiết kế kết cấu tường chắn đối với khả năng ổn định. Những phân tích này phải được chính xác và cần có kiến thức đầy đủ về tính chất của đất, độ dốc ổn định, vấn đề trượt tiềm ẩn và nước ngầm. Hình 7 là mặt trượt của đất sau lưng tường chắn đơn và tường chắn kép. 245

Hình 7. Mặt trượt xung quanh tường chắn đơn và tường chắn kép [5] Khi thiết kế thường làm giảm chiều cao của tường chắn bằng cách tách một tường thành hai (hoặc nhiều hơn hai) tường, do đó sẽ tạo thành dạng bậc thang. Thiết kế cũng cần tính đến những tác động tải trọng của lớp nền gia cố bên dưới hoặc phía sau tường trong việc xem xét chống trượt. Phân tích cho sự trượt tổng thể được kiểm tra, tính toán bởi những phần mềm chuyên dụng. 2.2 Phương pháp tính toán thiết kế Phương pháp tính toán thiết kế cho các kết cấu tường chắn trọng lực bao gồm: + Thiết kế tải trọng tối đa dựa trên tính chất vật liệu và các đặc trưng của nền đất. Các yếu tố tải trọng phù hợp với tiêu chuẩn thiết kế kết cấu. + Lý thuyết tải trọng giới hạn của Meyerhoff (bao gồm cả yếu tố tải nghiêng và phương xiên tiếp cận) để tính mặt trượt. + Phân tích sự trượt do ma sát, áp lực bị động (nếu có) và độ dính bám của nền đất. Những mở rộng và phân tích các tính năng đã cải thiện đáng kể về áp lực làm việc và khả năng chịu lực của tường chắn. Ở đó các phân tích của Coulomb, Rankine được sử dụng phổ biến. Phương pháp phân tích của Rankine-Bell thường được sử dụng để thiết kế tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí, cụ thể như sau: Sử dụng cho các tường có chiều cao từ 800 mm đến 1200 mm. Độ sâu chôn móng cho phép tỷ lệ với chiều cao tường, tuy nhiên độ sâu chôn móng thường lấy khoảng 600 mm đến 800 mm. Trước khi phân tích tính toán thiết kế tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí, cần biết chính xác điều kiện làm việc của từng dạng kết cấu cụ thể. Mỗi tường chắn phải được thiết kế để chịu được áp lực đất và các phụ tải phía sau và phía trên tường. Phân tích thiết kế là xem xét, kiểm tra trượt (hệ số an toàn SFS =1.5), khả năng chịu tải (hệ số an toàn FSB = 2) và lật đổ của tường (hệ số an toàn SFO = 1.5), cần thiết kiểm tra sự ổn định tổng thể tại công trường [3].

246

Hình 8. Kiểm tra trượt, khả năng chịu tải, lật đổ và ổn định tổng thể của tường [3] 2.3 Sự lún lệch tường chắn

Hình 9. Tác động của lún lệch và khả năng nứt của tường chắn [5] Kỹ thuật tạo mạch ngừng bằng liên kết khớp để giảm hoặc kiểm soát các tác động của lún lệch và khả năng nứt là phân đoạn độc lập các đoạn tường trong khoảng dọc theo chiều dài tường. Khảo sát, thay thế đất và đầm nén đất thật kĩ ở các khu vực đất mềm. Các bước khối xây cơ sở tối đa 200 mm. 3 CHẾ TẠO KHỐI BÊ TÔNG PHÂN ĐOẠN SỬ DỤNG CỐT LIỆU TÁI CHẾ Một sản phẩm xây dựng thân thiện môi trường bao gồm cả vật liệu tự nhiên và vật liệu tái chế. Sỏi, cát từ bê tông phế thải được tái sử dụng. Trong quá trình sản xuất của các khối bê tông phân

247

đoạn trang trí của tường chắn trọng lực. Sử dụng oxit sắt tổng hợp để tạo màu cho các khối bê tông trang trí. Chế tạo khối bê tông phân đoạn sử dụng cốt liệu tái chế bằng cách thiết lập mối quan hệ các vật liệu áp dụng (cốt liệu tái chế ↔ cốt liệu tự nhiên, xi măng portland thông thường (OPC) ↔ xi măng phát triển cường độ sớm) và phương pháp dưỡng hộ (tối đa nhiệt độ và thời gian dưỡng hộ ở nhiệt độ cao nhất) [8]. Cốt liệu tự nhiên là những viên đá nghiền và cốt liệu tái chế là từ bê tông phế liệu, tính chất cốt liệu trình bày ở bảng 1. Bảng 1. Tính chất cốt liệu Cốt liệu Thô Mịn

Đặc điểm cốt liệu Tự nhiên Tái chế Tự nhiên Tái chế

Kích cỡ hạt (mm) 25 25 5 5

Độ hút nước (%) 0.79 1.91 1.16 4.80

Khối lượng riêng (g/cm3) 2.64 2.54 2.60 2.43

Bảng 2. Tỷ lệ cấp phối bê tông Cốt liệu thô (Kg/m3) Cốt liệu mịn (Kg/m3) Ký hiệu ONN-N ON60-2 HR50-0 HR50-1 HR50-2

Nước (lít) Xi măng 180 180 180 180 180

Tự nhiên Tái chế OPC-402 925 0 OPC-402 925 0 HESC-402 371 535 HESC-402 371 535 HESC-402 371 535

Hình 10. Biểu đồ thành phần hạt cốt liệu thô

Tự nhiên 759 759 456 456 456

Tái chế 0 0 285 285 285

Hình 11. Biểu đồ thành phần hạt cốt liệu mịn

Ứng dụng cốt liệu mịn tái chế từ bê tông phế liệu đã được dùng trong các khối bê tông phân đoạn. Tỷ lệ thành phần cấp phối được cho ở bảng 2 và điều kiện dưỡng hộ được thể hiện trong bảng 3. Việc thay thế các cốt liệu tái chế là dựa trên khối lượng thay thế, và tăng nhiệt độ của hơi 248

nước bảo dưỡng đã được thiết lập đến 20 /giờ đó là một phương pháp chung áp dụng tại các công trường xây dựng hiện nay. Sau khi sàng phân tích và tính kết quả phần trăm lọt qua, vẽ đường biểu diễn cấp phối hạt. Nếu đường biểu diễn cấp phối hạt nằm trong phạm vi cho phép thì loại cốt liệu đó đạt tiêu chuẩn về thành phần hạt. Hình 10 và hình 11 biểu diễn thành phần hạt hợp lí của cốt liệu thô và cốt liệu mịn. Bảng 3. Tối ưu hóa quá trình dưỡng hộ các mẫu bê tông Ký hiệu

Xi măng

Cốt liệu

Nhiệt độ dưỡng hộ tối đa

Thời gian lưu nhiệt dưỡng hộ

ONN-N

OPC

N100/N100

Bình thường

ON60-2

OPC

N100/N100

60Ԩ

2 giờ

HR50-0

HESC

R60/R40

50Ԩ

0 giờ

HR50-1 HR50-2

HESC HESC

R60/R40 R60/R40

50Ԩ

1 giờ 2 giờ

N100/N100: Cốt liệu thô tự nhiên 100% và cốt liệu mịn tự nhiên 100% . R60/R40: cốt liệu thô tái chế 60% và cốt liệu mịn tái chế 40%.

Hình 12. Cường độ chịu nén của các mẫu bê tông Trong các kết quả thí nghiệm nén theo độ tuổi cụ thể, bê tông sử dụng cốt liệu tái chế và xi măng phát triển cường độ sớm cho thấy cường độ nén cao hơn so với bê tông sử dụng cốt liệu tự nhiên và xi măng portland thông thường (hình 12). 4 ỨNG DỤNG TƯỜNG CHẮN TRỌNG LỰC SỬ DỤNG KHỐI BÊ TÔNG TRANG TRÍ VÀO SỰ PHÁT TRIỂN XÂY DỰNG BỀN VỮNG Công trình xanh và xây dựng bền vững làm tăng hiệu quả sử dụng các tòa nhà và phát triển các nguồn tài nguyên như năng lượng, nước và nguyên vật liệu, đồng thời giảm các tác động xấu đối với sức khỏe con người và môi trường. Nhiều cơ quan, tổ chức nhận ra tầm quan trọng của việc sử dụng các sản phẩm xanh như một cách để thúc đẩy môi trường, kinh tế, sức khỏe và lợi ích 249

cộng đồng thông qua các lựa chọn những loại kết cấu tốt hơn để phát triển, thiết kế, xây dựng, vận hành, bảo trì và loại bỏ chất gây ô nhiễm. Những lĩnh vực cụ thể của xây dựng công trình xanh bao gồm thiết kế bền vững và kiến trúc xanh. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí đáp ứng được các yêu cầu cho sự phát triển xây dựng bền vững. 4.1 Ngăn chặn xói mòn tại các khu vực nguy hiểm Xói mòn đất là một mối đe dọa môi trường nghiêm trọng và là một nguyên nhân lớn cho sự xuống cấp của chất lượng nước. Gió, mưa và dòng chảy có khả năng làm giảm sự ổn định của các lớp đất ban đầu và làm suy giảm hiệu suất của hệ thống thoát nước ở hạ lưu. Trong nhiều trường hợp, tường phân đoạn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí là một giải pháp hiệu quả để chống xói mòn đất đá, thường được sử dụng để bảo vệ kênh và đường thủy, khu vực gần bờ đất dốc, và trong các ứng dụng quan trọng khác. Bằng cách kết hợp các đơn vị khối xây của bức tường với gia cố đất, khối đất gia cố có thể hỗ trợ áp lực đất lớn hơn và là một cách kinh tế để giảm thiểu hoặc loại bỏ xói mòn.

Hình 13. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí sử dụng để chống xói mòn 4.2 Bảo vệ thảm thực vật Thúc đẩy thực vật phát triển trong các tường chắn là giải pháp thẩm mỹ thân thiện môi trường. Yếu tố quyết định cung cấp một hệ thống trồng sáng tạo có thể tạo ra một tấm thảm thực vật tươi tốt. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí cho phép xây dựng tại hệ thống thủy lợi và hệ thống thoát nước tự nhiên khuyến khích sự phát triển cây xanh và cho phép kết cấu tường tạo nét đẹp kiến trúc cho không gian xung quanh.

Hình 14. Tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí sử dụng bảo vệ thảm thực vật 250

5 KẾT LUẬN Những phân tích mô hình tính toán để thiết kế khả năng chịu lực của tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí bao gồm các phần thiết yếu như phân tích đất trượt, lún, hệ thống thoát nước cũng như tương tự cho việc xem xét toàn bộ và phân tích, thiết kế kết cấu tường chắn đối với khả năng ổn định. Sự bền vững trong xây dựng của kết cấu tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí được chế tạo từ vật liệu tái chế để xây dựng các công trình hiệu quả với bờ kè, tường chắn chống xói mòn, tường chắn giữ đất để tạo thảm thực vật xanh phát triển sự thân thiện với môi trường. Ứng dụng tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông trang trí để xây dựng các công trình công cộng, độ thị nhằm hướng đến sự phát triển xây dựng bền vững. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Acheson and Glover. “Segmental retaining walls specifications”. Anchor build something beautiful, www.acheson-glover.com. 2. Adbri Masonry. “Segmental Retaining Wall Systems Allan Block Technical Specifications”. For commercialand residential applications, August, 2009. 3. Anllan block. “Commercial Installation Manual for Allan Block Retaining Walls”. 2011, 2008 Al lan Block Corporation, www.allanblock.com. 4. Basalite concrete products, LLC. “ Retaining wall solutions”. California Region, www.basalite.com. 5. Bùi Văn Hồng Lĩnh, Nguyễn Văn Chánh. “Thiết kế tường chắn trọng lực sử dụng khối bê tông phân đoạn bằng phương pháp phân tích Rankine-Bell”. National conference on The transport infrastructure of Vietnam with sustainable development, Đà Nẵng, 2013. 6. Concrete Masonry Association of Australia. “Segmental concrete gravity retaining walls – design and construction guide”. Concrete Masonry Association of Australia Limited, March, 2005. 7. NPCA. “Precast Concrete Retaining Wall Products”. NPCA Products Brochure, 2009. 8. Nguyễn Văn Chánh, Bùi Văn Hồng Lĩnh. “ Nghiên cứu chế tạo khối bê tông phân đoạn sử dụng cốt liệu tái chế và thanh gia cường sợi thủy tinh polymer để chống xói mòn”. Hội nghị Khoa học Công nghệ lần 13, phân ban Kỹ Thuật Xây Dựng, Trường ĐHBK TP. HCM, Việt Nam, 31/10 - 01/11/ 2013.

251

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VỀ VIỆC SỬ DỤNG THÉP CỐT CÓ DẠNG GÂN VẰN KHÁC NHAU TRONG KẾT CẤU BÊ TÔNG CỐT THÉP Lê Minh Long* TÓM TẮT: Thép cốt bê tông là một loại sản phẩm được sử dụng nhiều trong xây dựng kết cấu bê tông cốt thép. Cùng với nhịp độ phát triển mạnh mẽ của xây dựng tại Việt Nam đã xuất hiện rất nhiều chủng loại thép trên thị trường, kể cả thép nước ngoài nhập khẩu vào Việt Nam. Đây là một trong những thuận lợi trong tiến trình hội nhập quốc tế trong xây dựng, nhưng khi sử dụng cần phải xem xét không chỉ tính chất cơ lý mà cả cấu tạo hình học các đường gân bề mặt của thép cốt.Bài viết này phân tích những lý do và nguyên tắc sử dụng cũng như những khuyến nghị trong việc áp dụng các loại thép khác nhau trong kết cấu bê tông cốt thép. TỪ KHÓA: Thép cốt, bê tông cốt thép, chiều dài neo, bám dính.

1 MỞ ĐẦU Như chúng ta đã biết, bê tông cốt thép là sản phẩm của sự kết hợp giữa hai vật liệu khác nhau là bê tông và cốt thép. Để chúng làm việc với nhau một cách đồng thời trong cấu kiện bê tông cốt thép thì cốt thép phải bám dính tốt với bê tông, khi đó có thể coi biến dạng trong chúng là bằng nhau. Như vậy, lực trong cốt thép sẽ được truyền sang bê tông thông qua sự bám dính giữa chúng. Tuy nhiên, với các cốt thép có hình dạng tiết diện khác nhau thì lực bám dính về cơ bản cũng sẽ khác nhau. Mặc dù vậy, trong thực tế đôi khixảy ra trường hợp sử dụng các loại thép khác nhau trong cùng một công trình, ví dụ như cung cấp không kịp thời hoặc là loại thép đã thiết kế không có trên thị trường. Khi đó, người thiết kế có khi chỉ chú ý tới cường độ của thép khi cần thay đổi chủng loại thép mà không hề lưu tâm đến vấn đề điều chỉnh chiều dài neo. Và đây là nguyên nhân tiểm ẩn dẫn đến kết cấu có thể bị phá hoại tại những vị trí neo không đầy đủ và chắc chắn. 2 SỰ BÁM DÍNH GIỮA CỐT THÉP VÀ BÊ TÔNG Trong các tiêu chuẩn thiết kế hiện nay đang tồn tại một giả thiết về sự làm việc đồng thời giữa hai vật liệu khác nhau trong cùng một môi trường, đó là bê tông và cốt thép. Về cơ bản, các tiêu chuẩn đều giả thiết là hai vật liệu này làm việc đồng thời trong giới hạn đàn hồi và có biến dạng bằng nhau. Như chúng ta đã biết, sự làm việc đồng thời của cốt thép và bê tông trong cấu kiện bê tông cốt thép được đảm bảo bởi sự bám dính và các cơ cấu neo cốt thép vào bê tông.Sự bám dính giữa cốt thép và bê tông là sự liên kết liên tục của bề mặt tiếp xúc giữa bê tông và cốt thép để đảm bảo sự làm việc đồng thời của chúng. Sự bám dính của cốt thép với bê tông được xác định bởi các đặc *

Lê Minh Long, Viện KHCN Xây dựng, leminhlongibst@gmail.com, +84 912.254.811

252

trưng của cốt thép (trạng thái bề mặt, hình dạng tiết diện, đường kính, các đặc trưng cơ học) và của bê tông (cường độ, tính biến dạng, tuổi, thành phần và tính chất của xi măng, cốt liệu, công nghệ sản xuất hỗn hợp bê tông, các phương pháp đổ và đầm, các điều kiện đóng rắn, trạng thái ứng suất biến dạng). Các yếu tố chính ảnh hưởng đến cường độ bám dính của cốt thép trong bê tông là [13]: - Sự bám dính cơ học của các gân trên bề mặt cốt thép với bê tông; - Sự bám dính vật lý và hóa học do khả năng dính kết của xi măng; - Sự ma sát giữa cốt thép và bê tông phát sinh ở bề mặt tiếp xúc giữa bê tông và cốt thép dưới ảnh hưởng của co ngót (theo các nghiên cứu thì lực ma sát thường rất nhỏ và không được kể đến). Với cốt thép tròn trơn, sự bám dính nhỏ hơn khoảng 5 lần so với cốt thép có gờ. Trong các yếu tố trên thì sự bám dính cơ học có ảnh hưởng lớn nhất đến tổng khả năng bám dính của cốt thép với bê tông. Theo các nghiên cứu thì nó chiếm khoảng 75% tổng độ bám dính [13]. Theo [13], các số liệu thực nghiệm cũng chỉ ra rằng, ứng suất bám dính của cốt thép và bê tông phân bố không đều dọc theo thanh thép (Hình 1), và ứng suất lớn nhất τ c ,max tác dụng ở ngay phần đầu thanh thép và không phụ thuộc vào chiều dài neo thanh thép. Để đánh giá độ bám dính người ta chấp nhận sử dụng ứng suất trung bình τ cm dọc theo chiều dài thanh thép. Đối với thanh thép trơn thì ứng suất trung bình này vào khoảng 2 MPa, còn đối với thanh thép có gân, nó vào khoảng 7 MPa. Biểu diễn lực dọc thông qua ứng suất trong cốt thép ( N = σ sπ d 2 / 4 ) ta được chiều dài neo:

lan = N / (τ cmπ d ) = σ s d / ( 4τ cm )

Hình 1. Bám dính cốt thép với bê tông

253

(1)

Một điều cần ghi nhận là ứng suất bám dính khi nén thanh thép vào bê tông lớn hơn so với khi kéo nó ra khỏi tiết diện bê tông. Khi tăng đường kính d của cốt thép và ứng suất σs trong cốt thép thì cường độ bám dính tăng khi nén và giảm khi kéo.Vì vậy, chiều dài neo các thanh chịu kéo phải lớn hơn so với các thanh chịu nén, và để bám dính tốt thì đường kính của các thanh chịu kéo cần phải được giới hạn. Sự bám dính chắc chắn của cốt thép với bê tông là yếu tổ chính đảm bảo sự làm việc đồng thời của cốt thép và bê tông trong cấu kiện bê tông cốt thép và cho phép cấu kiện làm việc dưới tải trọng như một vật thể liền khối. Khi thiếu bám dính, sự hình thành vết nứt đầu tiên dẫn đến sự chuyển dịch (trượt) trên toàn bộ chiều dài cốt thép, và dẫn đến việc mở rộng đột ngột vết nứt đã hình thành, giảm chiều cao vùng chịu nén của tiết diện, giảm độ cứng chống uốn và giảm khả năng chịu lực của cấu kiện. Để cốt thép trong cấu kiện bê tông cốt thép có thể làm việc với toàn bộ cường độ tính toán của cốt thép, cốt thép cần phải được kéo dài qua tiết diện đang xét một đoạn có chiều dài bằng chiều dài truyền ứng suất từ cốt thép sang bê tông nhờ sự bám dính giữa cốt thép và bê tông hoặc có cơ cấu đặc biệt. Theo tiêu chuẩn Việt Nam TCVN 5574:2012 [3], chiều dài neo cốt thép vào bê tông được tính theo công thức: ⎛ ⎞ R lan = ⎜ ωan s + Δλan ⎟ d Rb ⎝ ⎠

(2)

trong đó: giá trị ωan , Δλ an và λ an cũng như giá trị cho phép tối thiểu l an được xác định theo Bảng 1 Với các loại thép C-II, C-III và ứng với một số cấp bê tông, theo công thức (2) có thể tính được giá trị λ an = l an / d (xemBảng 2). Bảng 1. Giá trị ωan , Δλ an và λ an ωan

Δλ an

λ an,min

l an,min , mm

1. Chịu kéo trong bê tông chịu kéo

0,7

250

2. Chịu nén hoặc kéo trong vùng chịu nén của bê tông

0,5

200

Điều kiện làm việc của cốt thép

Bảng 2. Giá trị λan = lan d Vị trí cốt Nhóm cốt Giá trị λan = lan d ứng với các cấp bê tông thép trong thép B7,5 B10 B12,5 B15 B20 B25 B30 B35 B40 B45 B50 B55 B60 bê tông Chịu kéo:

CII (A-II)

254

l an ≥ 250

CIII III)

Chịu nén:

CII (A-II)

l an ≥

200 CIII

III)

(A- 69

(A- 50

Theo tiêu chuẩn MỹACI 318-08 [4], nếu không xét đến ảnh hưởng của cốt thép ngang thì chiều dài neo tính như sau: - Đối với cốt thép chịu kéo: ⎛ f ψψ ⎞ ld = ⎜ y t e ⎟ db (khi db ≤ 19 ) ⎜ 2,1 f ′ ⎟ c ⎠ ⎝

(3a)

⎛ f yψ tψ e ⎞ ld = ⎜ ⎟ d (khi db ≥ 22 ⎜ 1, 7 f ′ ⎟ b c ⎠ ⎝

(3b)

nhưng không nhỏ hơn 300 mm, trong đó: f y là cường độ chảy dẻo tiêu chuẩn của cốt thép; fc′ là cường độ tiêu chuẩn của bê tông (mẫu trụ d × h = 15 x 30 mm);hệ số ψ t kể đến ảnh hưởng của vị trí cốt thép nằm trong bê tông ( lấy bằng 1,3 khi cốt thép nằm ngang trong lớp bê tông dày hơn 300 mm, = 1,0 trong các trường hợp khác) , ψe là hệ số kể đến lớp phủ bề mặt cốt thép (ví dụ epoxy), lấy bằng 1,0 nếu không sơn phủ. - Đối với cốt thép chịu nén: ⎧⎪⎛ 0, 24 f y ⎞ ⎫⎪ ldc = max ⎨⎜ ⎟ db ; ( 0, 043 f y ) db ⎬ ⎜ f c′ ⎟⎠ ⎪⎩⎝ ⎭⎪

(4)

nhưng không nhỏ hơn 200 mm. Mội số giá trị ld / db và ldc / db ứng với thép của Mỹ theo ASTM A615M-09 [5] có f y = 420 MPatính theo công thức (3) và (4)ghi trong Bảng 3. Bảng 3. Giá trị ld và ldc ứng với thép có f y = 420 MPa Cấp bê tông

B7,5 B10 B12,5 B15 B20 B25 B30 B35 B40 B45 B50 B55 B60 6

ld / db ( d < 22 mm )

32 30

ld / db ( d ≥ 22 mm )

101

fc′ (MPa)

255

ldc / db

CHÚ THÍCH: Trong Bảng 3 sử dụng hệ số quy đổi cường độ mẫu lập phương thành mẫu trụ tròn fc′ là 0,8. Cường độ bám dính theo tiêu chuẩn Mỹ [4] được tính theo công thức:

fbd =

c + Ktr f c′ ⋅ b 4db

(5)

trong đó cb là hệ số liên quan đến chiều dày lớp bê tông bảo vệ; K tr là hệ số kể đến ảnh hưởng của cốt thép ngang ( Ktr = 40 Atr s ⋅ n ); Atr là diện tích tiết diện cốt thép ngang; s là khoảng cách lớn nhất giữa các cốt thép ngang trong phạm vi chiều dài neo; n là số lượng thanh thép cần neo. Khi chỉ neo 1 thanh thép ( n =1) và không có cốt thép ngang ( Ktr = 0 ) và cb = db , thì (5) trở thành: fbd =

f c′ 4

(5a)

Có thể nói là cường độ bám dính theo (5a) là tương đối thấp, nên chiều dài neo tính theo (3a), (3b) và (4) thường là rất lớn. Khi có các yếu tố ảnh hưởng khác thì chiều dài neo có thể giảm xuống. Tiêu chuẩn EN 1992-1-1:2004/AC:2010[8] cho rằng, chiều dài neo cơ sở phụ thuộc vào ứng suất bám dính theo công thức lb ,rqd = (ϕ / 4)(σ sd / f bd )

(6)

1trong đó σsd là ứng suất tính toán trong thanh thép tại vị trí bắt đầu đo chiều dài neo:

σ sd = f yd = f yk / γ S

(7)

f yk cường độ chảy dẻo của cốt thép (hiện nay ở châu Âu đang chỉ sử dụng thép thanh

có f yk = 500 MPa, cao hơn C-III của Việt Nam[1] (395 MPa) và bằng với CB-500); γ S là hệ số an toàn của cốt thép = 1,15;

fbd là giá trị tính toán của ứng suất bám dính giới hạn.Đối với các thanh thép gờ fbd có thể lấy bằng:

fbd = 2, 25η1η2 fctd

(8)

trong đó η1là hệ số liên quan đến chất lượng điều kiện bám dính và vị trí thanh thép khi đổ bê tông; η2 lấy bằng 1,0 khi có điều kiện “tốt” và bằng 0,7 đối với các trường hợp khác và đối với thanh thép trong kết cấu chịu lực được xây dựng theo phương pháp ván khuôn trượt, trừ khi có thể chứng minh được rằng có điều kiện “tốt”;η2liên quan đến đường kính thanh thép, lấy bằng 256

1,0với φ≤ 32 mm và bằng (132 - φ)/100 với φ> 32 mm; fctd là cường độ chịu kéo tính toán của bê tông. Ứng suất bám dính và chiều dài neo cơ sở ứng với một số cấp bê tông theo [8] ghi trong Bảng 5. Bảng 5. Cường độ bám dính và chiều dài neo cơ sở theo EN 1992-1-1 [8]

fck (MPa)

fbd ( d ≤ 32 ,bám dính tốt)

1,6

2,0

2,3

2,7

3,0

3,4

3,7

4,0

4,3

4,5

4,7

fbd ( d ≤ 32 ,bám dính kém)

1,1

1,4

1,6

1,9

2,1

2,4

2,6

2,8

3,0

3,1

3,3

lb , rqd /d (bám dính tốt)

lb , rqd /d (bám dính kém)

Trong tiêu chuẩn Nga mới nhất năm 2012[11], chiều dài neo cơ sở l0,an được tính theo công thức:

l0,an =

d Rs 4 Rbond

(9)

trong đó: Rs là cường độ tính toán của cốt thép và Rbond là cường độ bám dính của cốt thép với bê tông;

Rbond cũng được tính theo công thức (10) tương tự như trong công thức (8) của EN 1992-1-1 [8]: Rbond = 2, 25ηη 1 2 Rbt

(10)

trong đó: η1 là hệ số kể đến ảnh hưởng của dạng bề mặt cốt thép, lấy bằng 2,5 đối với thép có gờ; η2 kể đến ảnh hưởng của đường kính thanh thép, lấy bằng 1,0 với φ≤ 32 mm và bằng 0,9 với φ = 36 và 40 mm; Rbt là cường độ chịu kéo tính toán của bê tông. Ứng suất bám dính và chiều dài neo cơ sở và tính theo các công thức (10) và (9) ứng với một số cấp bê tông và cốt thép ( Rs = 365 MPa) trong Bảng 6. Bảng 6. Cường độ bám dính và chiều dài neo cơ sở theo SP 63.13330.2012[8] Cấp bê tông

B1 5

B2 0

B2 5

B3 0

B3 5

B4 0

B4 5

B5 0

B5 5

B6 0

B7 0

fck (MPa)

Rbond , MPa

1,5 1

2,0 3

2,3 6

2,5 9

2,9 3

3,1 5

3,3 8

3,6

3,8 3

4,0 5

4,2 8

l0,an / d ( d ≤ 32 )

257

Có thể nói là kết quả tính toán chiều dài neo giữa các tiêu chuẩn là rất khác nhau. Để hiểu rõ điều này,cần chú ý tới bản chất sâu xa của vấn đề neo là cường độ bám dính, đặc biệt là phần bám dính cơ học của các gân bề mặt cốt thép với bê tông.Ta xem xét các hình dạng bề mặt cốt thép của các quốc gia khác nhau. Về hình dạng cốt thép, các nước khác nhau sản xuất những thanh thép có hình dạng tiết diện khác nhau và đặc biệt là gân ngang khác nhau, điều đó dẫn đến cường độ bám dính cũng khác nhau. Trước đây, phần lớn thép ở Việt Nam sử dụng thép của Nga, hoặc theo công nghệ của Nga. Trước những năm 1990, ở Nga (và khi đó ở Việt Nam) thực tế chỉ sử dụng thép có một dạng có gờ như trên Hình 1a (tiết diện tròn có gân). Từ những năm 90 đến nay, ngoài dạng đã có, bổ sung thêm dạng có gân tiết diện “lưỡi liềm”. Dạng này dùng khá phổ biến ở châu Âu từ những năm 70 thế kỷ trước và đến nay, dạng này gần như đã chiếm lĩnh thị trường. So với dạng tròn có gờ theo GOST 5781-82 [9], hình dạng tiết diện gân “lưỡi liềm” có một số ưu điểm liên quan tới công nghệ sản xuất. Sự thay đổi dần dần chiều cao các gân“lưỡi liềm” và không cắt ngang gân dọc cho phép tăng khả năng chịu tác dụng của tải trọng lặp. Tuy nhiên, nhược điểm lớn nhất và rất đáng kể của loại gân ngang tiết diện“lưỡi liềm” là độ bền và độ bám dính của cốt thép với bê tông bị suy giảm do diện tích bám dính cục bộ giảm và bước gân tăng.Điều này đã được phản ánh trong tiêu chuẩn của nhiều nước. Trong tiêu chuẩn CEBFiB 1970 [7] và tiêu chuẩn châu Âu hiện nay [8], tiêu chuẩn Mỹ ACI [4], chiều dài neo cơ sở của cốt thép lớn hơn 1,3 đến 2 lần so với yêu cầu trong tiêu chuẩn Việt Nam [3] (và cũng là của Nga trước đây). Rất nhiều nghiên cứu trong giai đoạn này [12] đã chứng minh cơ sở khoa học về các yêu cầu đối với cốt thép có gân ngang tiết diện “lưỡi liềm”. Hiện nay đang phổ biến một số dạng gân ngang là hình “vành khuyên”, hình “lưỡi liềm” hai phía, hình “lưới liềm” 4 phía (Hình 2). a)

Hình 2. Các dạng gân ngang thường gặp a) GOST 5781-82 [9] và TCVN 1651:1985[1]; b) BS EN 10080 [6]; c) TY 14-1-5526-2006 [10] Ở Việt Nam, tiêu chuẩn về thép thanh vằn TCVN 1651-2:2008 [2] quy định hình dạng thanh thép như trên Hình 3 (gân ngang dạng “lưỡi liềm”, không cắt qua gân dọc).

258

Hình 3. Gân ngang theo [2] Tuy nhiên, hiện nay một số nhà sản xuất chính đang nói là sản xuất thép thanh đáp ứng tiêu chuẩn [2] nhưng dạng gân ngang lại giống như trên Hình 4, tức là gân ngang tiết diện vành khuyên (không giống như mô tả trong [2] và một số khác lại sản xuất thép thanh có dạng gân ngang giống như Hình 2b (dạng “lưỡi liềm”).

a) Thép Tisco

b) Thép Vinakyoei

c) Thép Việt Ý

d) Thép Sunsteel

Hình 4. Một số dạng thép ở Việt Nam hiện nay Như vậy, trong thực tế sử dụng tại Việt Nam, hoàn toàn có thể xuất hiện thép thanh có một trong các hình dạng nêu trên, và vì vậy, không thể đảm bảo cho các nhà thiết kế rằng, trong suốt quá trình thi công công trình chỉ dùng một loại hình dạng nào đó. Mà trong thực tế, vấn đề về hình dạng gân trong thép thanh cũng không được quan tâm đúng mức mặc dù nó đóng vai trò rất quan trọng trong việc tạo nên sự bám dính của cốt thép với bê tông. Điều này dẫn tới tình huống là khi thay đổi chủng loại thép (có hình dạng gân ngang khác nhau), nếu không chú ý thì vẫn dùng chiều dài neo đã quy định trong thiết kế ban đầu mà lẽ ra phải tăng lên nếu loại gờ dạng lưỡi liềm được sử dụng như trên đã phân tích.Đây chính là tiềm ẩn của sự suy giảm mức độ tin cậy của kết cấu sử dụng loại thép có gân ngang dạng lưỡi liềm. Ngoài ra, việc có nhiều chủng loại thép có dạng gân ngang khác nhau trên thị trường cũng gây khó khăn cho cả các nhà thiết kế, thi công và nghiệm thu. 3 KẾT LUẬN Sự bám dính giữa cốt thép với bê tông trong các cấu kiện bê tông cốt thép đóng vai trò rất quan trọng để đảm bảo sự làm việc đồng thời giữa bê tông và cốt thép dưới tác động của tải trọng. Sự bám dính chịu ảnh hưởng của nhiều yếu tố (cơ học, hóa học, vật lý) và các biện pháp cấu tạo, trong đó điều kiện cơ học đóng vai trò quyết định. 259

Nguyên nhân tiềm ẩn gây nên sự phá hoại kết cấu dưới tác dụng của tải trọng là chiều dài neo được tính toán thiết kế chưa phù hợp với loại thép sử dụng. Để tránh được điều này, cần phải nghiên cứu kỹ hình dạng gân ngang của cốt thép được sử dụng nhằm đáp ứng các yêu cầu kỹ thuật đã được nêu trong các tiêu chuẩn thiết kế tương ứng của từng quốc gia. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3. 4. 5.

TCVN 1651:1985, Thép cốt bê tông cán nóng, 1985. TCVN 1651-2:2008, Thép cốt bê tông. Part 2 – Thanh thép vằn, 2008. TCVN 5574:2012, Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép. Tiêu chuẩn thiết kế, 2012. ACI 318-08, Building code requirement for structural concrete, American Concrete Institute, 2008. ASTM A615M-09, Standard Specification for Deformed anh Plain Carbon-Steel for Concrete Reinforcement, 2009. 6. BS EN 10080:2005, Reinforcing steels, 2005. 7. Bond of reinforcement in concrete. State of art report by Task group Bond Models. FIB bullenin 10 (August 2000). 8. CEB-FIP (1970)Comité Europeen du Béton - Federation Internationale De La

Precontrainte,International Recommendations for the Design and Construction of Concrete Structures,Principles and Recommendations,1970. 9. EN 1992-1-1:2004/AC:2010, Design of concrete structures. Part 1-1 – General Rules and Rules for building, 2010. 10. GOST 5781-82, Сталь горячекатанная для армирования железобетонных конструкции, Москва,1982. 11. SP 63.13330.2012, Бетонные и железобетонные констркукции. Основныеположения, Москва, 2012. 12. TY 14-1-5526-2006, Прокатарматурный класса А500СПс эффективным периодическим профилем. Технические условия, 2006. 13. Байков В.Н,, Сигалов Э.Е., Железобетонные конструкции, Стройиздат, 1991.

260

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

KINH NGHIỆM GIÁM SÁT THI CÔNG GIÀN MÁI THÉP KHẨU ĐỘ LỚN CỦA NHÀ THI ĐẤU THỂ DỤC THỂ THAO THÀNH PHỐ ĐÀ NẴNG Vũ Đình Luyến* TÓM TẮT: Từ tư liệu thực tế giám sát công trình, tác giả bài báo giới thiệu các đặc điểm gia công, lắp ráp và nghiệm thu giàn mái kết cấu thép của Nhà thi đấu thể dục thể thao thành phố Đà Nẵng; Mô tả một số sai lệch trong lắp ráp, đề xuất cải tiến biện pháp khắc phục các sai lệch tại hiện trường; Đưa ra khuyến nghị một số kinh nghiệm để thi công và giám sát các công trình tương tự và đề xuất nghiên cứu tiếp một số vấn đề cụ thể nhằm hoàn thiện công tác thiết kế và thi công các giàn mái kết cấu thép khẩu độ lớn ở Việt Nam. TỪ KHÓA: giàn mái, kết cấu thép, kích thủy lực.

1 GIỚI THIỆU GIẢI PHÁP THIẾT KẾ GIÀN MÁI CÔNG TRÌNH Nhà thi đấu thể dục thể thao (TDTT) thành phố (TP) Đà Nẵng do Công ty Aum & Lee Architects Associateed Co., Ltd. (Hàn Quốc) thiết kế, Tổng Công ty Cổ Phần Sông Hồng thi công, Viện KHCN Xây dựng thẩm tra thiết kế và giám sát, được đưa vào sử dụng từ cuối tháng 12 năm 2010. Đây là công trình có quy mô vào loại lớn nhất Đông Nam Á hiện nay với sức chứa 7.240 chỗ, tổng mức đầu tư 826 tỷ đồng, giải nhì Giải thưởng Kiến trúc Quốc gia 2010. Ở Việt Nam, việc gia công, lắp ráp hệ thống khung kết cấu thép khẩu độ lớn như giàn mái của công trình này luôn được coi là một kỹ thuật thi công tốn kém, và đòi hỏi trình độ tay nghề cao. Tổng hợp tư liệu từ thực tế giám sát công trình, tác giả bài báo mô tả và phân tích các đặc điểm kỹ thuật gia công, lắp ráp giàn mái kết cấu thép Nhà thi đấu TDTT TP Đà Nẵng nhằm đưa ra khuyến nghị đối với việc thi công và nghiệm thu các công trình tương tự. Giàn mái công trình (Hình 1) cao 31,6m, dốc về phía sau khoảng 4 %, mặt bằng có hình ovan, các cột xiên bê tông cốt thép đối xứng cách nhau khoảng 100m.

Hình 1. Mặt cắt giàn mái công trình *

Vũ Đình Luyến, Viện KHCN Xây dựng, luyenvudinh@yahoo.com, +84 912.816.550

261

Chóp trung tâm có 80 mặt bích (gồm 40 mặt bích trên và 40 mặt bích dưới), liên kết với 80 mặt bích tương ứng của 40 khung kèo dài, phân bố đều xung quanh chóp, mỗi khung kèo dài liên kết với một khung kèo ngắn bởi khớp quay Ø 120 (tổng số 40 khung kèo ngắn), mỗi khung kèo ngắn được liên kết chặt bằng bulông neo cấp bền 8.8 với một cột xiên qua 2 chân đế trên và dưới (tổng số 40 cột xiên). 2 ĐẶC ĐIỂM GIA CÔNG KẾT CẤU THÉP 2.1 Các loại thép hình sử dụng Kết cấu khung thép ống nhập từ Hàn Quốc có đường kính từ 190mm đến 500mm, độ dày từ 7mm đến 12mm. Giằng làm từ thép góc nhập từ Trung Quốc. Toàn bộ bulông liên kết M20, M24, M30 và bulông neo M30 có cấp bền 8.8. 2.2 Pha cắt phôi kim loại Việc pha cắt phôi kim loại được thực hiện trên máy CNC. 2.3 Kiểm soát chất lượng thi công hàn Tư vấn giám sát (TVGS) kiểm soát chặt quá trình hàn từ vật liệu đầu vào (que hàn mác KISWEL, nhập từ Hàn Quốc), đến sấy que hàn (ở nhiệt độ 3000C ÷ 3500C trong thời gian 1 giờ trước khi sử dụng), kích thước mối nối và vệ sinh vát mép, quy cách đường hàn (theo thiết kế và mẫu lưu). Sau khi hàn, đơn vị chức năng kiểm tra siêu âm 100 % số lượng mối hàn đối đầu, khi bề dày thép từ 8 mm trở lên, và kiểm tra tất cả các mối hàn còn lại bằng phương pháp từ tính. 2.4 Thi công sơn Epoxy Sơn Epoxy 2 thành phần yêu cầu rất khắt khe về vệ sinh bề mặt sản phẩm sơn, nhiệt độ và độ ẩm môi trường, quy trình sơn, thiết bị sơn cũng như kỹ năng của thợ sơn. Nhà thầu phải tuân thủ nghiêm các yêu cầu của thiết kế, của Tiêu chuẩn áp dụng và của nhà sản xuất sơn. Khi sơn lớp 1 ngoài trời ở nhiệt độ cao thường xuất hiện nhiều lỗ châm kim trên bề mặt sơn, TVGS đã cùng nhà thầu và nhà sản xuất sơn phối hợp thử nghiệm nhiều lần và đã tìm ra được quy trình khắc phục như sau: 1. Dùng giấy nhám thô vừa phải đánh sạch bề mặt bị châm kim; 2. Pha loãng sơn lớp 2, phun một lớp mỏng lên bề mặt vừa làm sạch, chờ khô hẳn; 3. Sơn lớp 2 và thực hiện các bước thi công tiếp theo như bình thường. Những vị trí bề mặt sơn bị hỏng (và những vị trí có mối hàn) phải vệ sinh sạch và trám bằng loại sơn chuyên dùng cho mục đích dặm vá (Intergard 670). 3 ĐẶC ĐIỂM CÁC BƯỚC LẮP RÁP CHÍNH 3.1 Lập biện pháp thi công Có 2 phương án lắp ráp giàn mái kết cấu thép Nhà thi đấu. Phương án thứ nhất là lắp ráp chóp trung tâm trên một sàn thao tác được đỡ bởi khung kết cấu thép gọi là giá đỡ lõi và phương án

262

thứ hai là lắp ráp trực tiếp mà không dùng sàn thao tác. Sau khi thảo luận kỹ, các bên liên quan đã quyết định chọn phương án thứ nhất để lập biện pháp thi công. 3.2 Xác định tải trọng móng giá đỡ lõi Tải trọng tính toán móng giá đỡ lõi được nhà thầu xác định gồm 2 thành phần là trọng lượng giá đỡ lõi 181,5T và trọng lượng chóp trung tâm 121T. Tuy nhiên, TVGS đã yêu cầu bổ sung thêm thành phần thứ 3 từ một phần trọng lượng của hệ kèo và giằng, mà tổng trọng lượng khoảng 820 T (Hình 2).

Hình 2. Xác định tải trọng móng giá đỡ lõi 3.3 Lắp ráp chóp trung tâm Đỉnh chóp được gia công liền khối, sau đó chia thành 8 phần giống nhau tại xưởng (đặt ở Quảng Ngãi, cách công trường khoảng 100 km), chuyển đến chân công trình tổ hợp thử dưới mặt đất bằng phẳng và cẩu lên sàn thao tác bằng cẩu 50T, lắp đặt, căn chỉnh trên 16 gối đỡ và hàn lại với nhau. 3.4 Lắp đặt cụm bulông neo vào cốt thép của cột xiên Nhà thầu dùng dưỡng (chế tạo riêng cho mỗi cặp mặt bích chân kèo ngắn) để xác định vị trí cố định bulông neo, đảm bảo vị trí các bulông neo phù hợp vị trí thực tế các lỗ mặt bích. 3.5 Kiểm soát chất lượng siết bulông giàn mái Sau khi lắp đặt kèo ngắn, kèo dài cùng hệ giằng và chèn vữa không co chân đế kèo ngắn, nhà thầu tiến hành siết bulông giàn mái. Các bulông này có cấp bền 8.8. được chỉ định siết theo quy trình Tiêu chuẩn AISC của Mỹ với lực siết như trong Bảng 1. Sau đó, TVGS đã kiểm tra lực siết bằng clê lực đối với khoảng 50% (mặc dù Tiêu chuẩn yêu cầu là 10%) tổng số bulông giá đỡ lõi và bulông giàn mái. Bảng 1. Yêu cầu siết bulông Đường kính bulông

Cấp bền

Lực siết theo AISC

Giàn mái

Số lượng bulông

Đường kính bulông

11 992

Giá đỡ lõi

Cấp bền

Lực siết theo AISC

Số lượng bulông 3 928

M20

8.8

412 Nm

4 952

M20

8.8

412 Nm

3 480

M24

8.8

711 Nm

4 480

M24

8.8

711 Nm

304

M30

8.8

1422 Nm

2 560

M20

5.6

144

263

4 MỘT SỐ SAI LỆCH LẮP RÁP VÀ ĐỀ XUẤT CẢI TIẾN BIỆN PHÁP XỬ LÝ HIỆN TRƯỜNG 4.1 Di dời chóp trung tâm 121T về tọa độ thiết kế Trong quá trình thi công, do không kịp thời cập nhật bản vẽ tọa độ mặt bích nên chóp trung tâm đã bị dựng lệch so với thiết kế 248 mm về phía trước và nhà thầu bắt buộc phải bổ sung biện pháp di dời chóp về tọa độ thiết kế. Hành trình di dời, ban đầu nhà thầu đề xuất là lùi 195mm và sang trái 30mm, nhưng TVGS đã yêu cầu tính toán lại, so sánh tọa độ thực tế của tâm chóp (xác định theo kết quả trắc đạc tọa độ 40 mặt bích dưới) với tọa độ thiết kế, từ đó thu được là lùi 274mm và sang phải 20mm. Biện pháp di dời chóp nhà thầu đề xuất ban đầu là dùng 8 palăng 20T treo chóp kết hợp điều chỉnh từng cặp tăng-đơ cáp đối xứng. Ưu điểm của biện pháp này là tận dụng được các loại thép ống hoặc thép V có sẵn và việc lắp dựng giá đỡ cũng nhanh chóng, tuy nhiên nhược điểm là khó huy động được 8 palăng 20T theo yêu cầu và khó điều chỉnh tăng-đơ cáp để đạt được độ di dời lớn như mong muốn. Để tránh các nhược điểm trên, TVGS và nhà thầu đã thảo luận, quyết định chọn biện pháp khác, đó là bố trí 6 kích thủy lực (gồm 3 kích đẩy và 3 kích kéo), đấu nối từng cặp 2 kích chung một bộ điều khiển, đỡ bên dưới chóp trung tâm theo hướng cần di dời. Sơ đồ đấu nối từng cặp 2 kích do nhà thầu đề xuất chưa đạt nên TVGS đã yêu cầu thay đổi sơ đồ này nhằm triệt tiêu các mômen xoay chóp có thể phát sinh khi lực của các cặp kích không đều nhau (Hình 3). Hệ thống 8 dây neo an toàn được hàn với dầm I 500 của sàn thao tác trước khi tiến hành di dời.

Hình 3. Sơ đồ bố trí 6 kích và đấu nối từng cặp theo đề xuất của nhà thầu (đường đứt đoạn) và theo yêu cầu của TVGS (đường liền) Để kiểm soát độ di dời, theo đề xuất của TVGS, song song với việc dùng quả rọi thả từ chóp xuống mặt sàn thao tác, nhà thầu còn bố trí thêm máy toàn đạc để kiểm soát liên tục sự thay đổi vị trí của các mặt bích dưới của chóp ngay trong quá trình di dời nên đã kịp thời dừng hoạt động của kích thủy lực đúng lúc các mặt bích trở về vừa tới vị trí thiết kế, khi quả rọi còn cách điểm 264

cuối của hành trình tính toán khoảng 20 mm. Quá trình di dời thực tế đã hoàn thành sau khoảng 20 phút. 4.2 Xử lý mặt bích hở tại hiện trường Trong việc lắp ráp các khung kèo ngắn, khung kèo dài và hệ giằng, do lỗ liên kết bulông thiết kế 100 % là hình tròn, không có lỗ bầu dục nên nhiều bản mã chịu sai số thi công tích lũy đã không cho phép xiên bulông qua lỗ và nhà thầu đã phải xử lý tại hiện trường. Ngoài ra, liên kết các mặt bích giữa kèo dài và chóp trung tâm được lắp sau cùng nên chịu ảnh hưởng của sai lệch tích lũy, kết quả là có 48/80 = 60 % tổng số mặt bích liên kết bị hở (Bảng 2). Liên kết mặt bích chóp và kèo dài chỉ bị hở mà không bị dôi chứng tỏ di dời chóp đã được dừng đúng lúc, đạt yêu cầu sửa chữa là ít nhất. Bảng 2. Số lượng mặt bích và độ hở liên kết chóp và kèo dài Vị trí

Khít

Hở 80mm ÷ 90mm

Hở 15mm ÷ 40mm

40 mặt bích trên

40 mặt bích dưới

Biện pháp sửa chữa các mặt bích hở 80mm ÷ 90mm là thay đoạn ống bị hụt bằng đoạn ống dài hơn (khi nối ống có lót ống bên trong). Giàn giáo phục vụ sửa chữa lắp dựng ở rìa sàn thao tác. Theo đề xuất của TVGS, việc thay ống làm theo nguyên tắc “đuổi”, cắt ống trước để lắp cho vừa ống sau, đã tránh được chi phí và thời gian tháo ra hàn lại các tấm tăng cứng cho 11 trong tổng số 12 chân kèo dài. Biện pháp xử lý các mặt bích hở 15mm ÷ 40mm là tháo lỏng các đai ốc, dùng cẩu kéo nhẹ khớp nối kèo ngắn và kèo dài, đệm không dày quá 20mm giữa 2 mặt bích và siết lại toàn bộ bulông. 4.3 Hạ chóp trung tâm Việc hạ chóp phải vừa đảm bảo mức chuyển vị nằm trong phạm vi tính toán thiết kế đưa ra là 100mm, vừa đảm bảo an toàn tuyệt đối cho công trình. Ban đầu nhà thầu đề xuất biện pháp chế tạo 32 cơ cấu visme nâng hạ, sức nâng 40T/cơ cấu để bố trí tại 16 gối đỡ chóp, mỗi vị trí 2 cơ cấu visme kèm 1 con đẩy (kích thủy lực) 50T. Quy trình hạ chóp bắt đầu bằng việc kích con đẩy lên cao từ 3mm đến 5mm, đủ để có thể quay tay hạ tất cả các visme xuống 10mm, sau đó xả kích để chóp hạ xuống nằm khít visme, và cứ liên tục nhắc lại chu trình kích lên xả xuống như vậy cho đến khi chóp được hạ hết cỡ. Tuy nhiên, TVGS đã cùng nhà thầu thảo luận cải tiến biện pháp trên, chỉ dùng đèn gió đá mà không dùng visme nâng hạ và kích thủy lực nên giảm được nhiều chi phí chế tạo và thời gian thi công. Quy trình hạ chóp (chỉ tiến hành sau khi đã nghiệm thu hoàn thành công việc siết bulông toàn bộ giàn mái) bao gồm việc cắt tất cả 16 gối đỡ, lần lượt từng đôi đối xứng qua tâm chóp, mỗi lần cắt chỉ 10mm từ phía dưới, sau đó kiểm tra kỹ mức độ an toàn của hệ thống để xử lý mọi sự bất thường (nếu có). Chu trình cắt gối đỡ và sau đó kiểm tra độ an toàn liên tục nhắc lại cho

265

đến khi chóp hạ hết cỡ. Trên thực tế, hạ chóp theo biện pháp này đã không có bất kỳ sự cố nào xảy ra. Bảng 3. Mức chuyển vị xuống của chóp trung tâm Vị trí

Mức chuyển vị thực tế (mm)

Mức thực tế so với tính toán (mm)

-10

100

-20

-10

-20

-30

-20

-30

100

-30

100

-10

100

Vị trí

Mức chuyển vị thực tế (mm)

Mức thực tế so với tính toán (mm)

100

Mức chuyển vị xuống của chóp trung tâm (Bảng 3) trên thực tế nhỏ hơn mức tính toán. Điều đó chứng tỏ thiết kế đã tính toán chính xác và thi công cũng đã đạt yêu cầu, nhất là khâu siết bulông giàn mái. Sau khi chóp đã hạ, giá trị lực siết trong nhiều bulông liên kết bị thay đổi nên nhà thầu đã phải tiến hành siết lại bulông giàn mái và TVGS kiểm tra lực siết một lần nữa trước khi tháo giá đỡ lõi và mời đơn vị chức năng thử tải giàn mái. 5 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ 5.1 Về kinh nghiệm thi công và giám sát công trình 5.1.1 Về biện pháp thi công Thực tế đã cho thấy quyết định chọn biện pháp thi công giá đỡ lõi Nhà thi đấu TDTT TP Đà Nẵng là hoàn toàn cần thiết. Giá đỡ lõi với sàn thao tác rộng đã tỏ ra rất có tác dụng trong việc đảm bảo chất lượng thi công các mối hàn hiện trường, thi công siết bulông, lắp dựng giàn giáo để khắc phục sai lệch lắp ghép, đảm bảo an toàn cho quá trình thi công (và thực tế đã không xảy ra bất kỳ sự cố nào), ... Kinh nghiệm rút ra là, các bên cần phải thảo luận kỹ khi lựa chọn biện pháp thi công vì biện pháp phù hợp làm cho công việc thi công phức tạp trở nên đơn giản hơn, an toàn hơn, hiệu quả hơn, nhưng biện pháp cũng phải được kịp thời sửa đổi, bổ sung trong quá trình thi công. 5.1.2 Về kinh nghiệm giám sát thi công sơn Epoxy Sơn Epoxy 2 thành phần là hệ sơn đặc biệt đòi hỏi điều kiện thi công phải được giám sát chặt chẽ theo thiết kế, theo tiêu chuẩn áp dụng và theo yêu cầu của nhà sản xuất. Khi nhà thầu thi công nhập số lượng sơn lớn hoặc khi thi công phát hiện bất thường về chất lượng thì nên yêu cầu nhà sản xuất sơn cử cán bộ kỹ thuật xuống công trường để cùng phối hợp giám sát quá trình thi công. 266

5.1.3 Về vai trò phản biện, cảnh báo của TVGS Khi các bên phối hợp chưa tốt đã xảy ra chuyện cập nhật bản vẽ không kịp thời nên lắp dựng chóp trung tâm lệch vị trí thiết kế. Ngược lại, khi TVGS góp ý kịp thời thì đã cải tiến có hiệu quả các biện pháp xử lý hiện trường, giúp nhà thầu tránh được nhiều sai sót, cụ thể là: Tính toán thiết kế móng giá đỡ lõi đã bổ sung tải trọng từ trọng lượng của hệ kèo và giằng, đảm bảo độ an toàn cho giá đỡ lõi trong suốt quá trình thi công; Cải tiến biện pháp di dời chóp trung tâm, chuyển sang dùng hệ thống kích thủy lực, vừa hiệu quả, vừa an toàn hơn; Tính toán một cách khoa học để tránh sai lầm khi xác định hành trình di dời chóp và có biện pháp kiểm soát tin cậy để dừng quá trình di dời đúng lúc, dẫn đến số lượng mặt bích cần sửa là ít nhất; Thay đổi sơ đồ nối cặp các kích đẩy và kéo chóp, giúp triệt tiêu các mômen xoay, làm tăng độ chính xác và độ an toàn cho quá trình di dời; Thay ống mặt bích hở làm theo nguyên tắc “đuổi”, tránh được chi phí và thời gian tháo ra hàn lại các tấm tăng cứng cho 11 trong tổng số 12 chân kèo dài; Cải tiến biện pháp hạ chóp, chỉ dùng đèn gió đá mà không dùng visme nâng hạ và kích thủy lực như đề xuất ban đầu, đã giúp giảm nhiều chi phí chế tạo và thời gian thi công, mà vẫn đảm bảo yêu cầu kỹ thuật và yêu cầu an toàn cho hệ thống. Kinh nghiệm rút ra từ đây là khi giám sát các công trình, nhất là các công trình phi tiêu chuẩn, cần thiết phải có sự phối hợp thật chặt chẽ giữa các bên, riêng TVGS không được chủ quan, lơ là, mà phải luôn theo dõi sát và kịp thời phản biện, góp ý cảnh báo đối với mọi công việc thi công của nhà thầu. 5.1.4 Về kinh nghiệm kiểm tra, nghiệm thu TVGS cần xuất phát từ các văn bản Nhà nước về quản lý và nghiệm thu chất lượng công trình, các yêu cầu của thiết kế và các tiêu chuẩn kỹ thuật áp dụng và phối hợp với nhà thầu phân tích quy trình thi công và điều kiện thực tế công trường, để lập ra lý lịch kiểm tra hồ sơ và lý lịch kiểm tra mọi công đoạn thi công, tránh bỏ sót bất kỳ công đoạn nào; TVGS cũng phải yêu cầu nhà thầu nhất thiết cử cán bộ kỹ thuật có đủ năng lực thường xuyên tự kiểm soát quá trình thi công để chủ động kiểm tra nghiệm thu nội bộ mỗi bước thi công trước khi yêu cầu TVGS nghiệm thu. Mỗi công việc phức tạp thực chất bao gồm nhiều công việc đơn giản, cho nên khi TVGS phối hợp được với nhà thầu thực hiện kinh nghiệm này thì việc kiểm soát mọi công việc phức tạp đều trở nên dễ dàng hơn. 5.2 Về một số vấn đề cần nghiên cứu thêm 5.2.1 Tìm giải pháp thiết kế triệt tiêu sai lệch kích thước lắp ghép Giải pháp kết cấu Nhà thi đấu TDTT TP Đà Nẵng là liên kết cứng bao gồm một bên là các cột xiên bê tông vốn được thi công với độ chính xác không cao (theo dung sai ngành xây dựng) và 267

bên kia là giàn mái kết cấu thép khẩu độ lớn, lại lắp ghép từ rất nhiều chi tiết cơ khí đa dạng với nhiều sai lệch tất yếu. Hai bên được liên kết cứng với nhau thành một chuỗi lắp ghép khép kín, tuy cấu tạo có khớp quay nhưng không cho phép trượt, đã dẫn tới sai lệch lắp ghép tích lũy quá lớn (xem Bảng 2), gây lãng phí nhiều thời gian và kinh phí để khắc phục. Giải pháp liên kết cứng này cũng còn nhược điểm nữa là chưa triệt tiêu được các giãn nở nhiệt phát sinh trong qua trình sử dụng sẽ gây ứng suất và biến dạng có hại cho công trình. Để hoàn thiện giải pháp thiết kế, cần thiết phải nghiên cứu bổ sung vào liên kết một chi tiết có khả năng tự điều chỉnh để luôn khép kín kích thước chuỗi lắp ghép (có vai trò tương tự con lăn tại trụ đỡ băng tải đá vôi của Nhà máy xi măng Cẩm Phả). Riêng đối với giải pháp đã áp dụng, nên xác định chiều dài ống nối các mặt bích của chóp trung tâm để hàn cố định chúng với chóp chỉ sau khi đã biết chính xác độ hở lắp ghép. 5.2.2 Hoàn thiện tiêu chuẩn kết cấu thép của Việt Nam Tiêu chuẩn kết cấu thép của Việt Nam chưa đưa ra giá trị lực siết bulông cường độ cao, trong khi các tiêu chuẩn nước ngoài vừa quy định chi tiết giá trị lực siết bulông, vừa đưa ra quy trình siết và nghiệm thu siết tương đối dễ thực hiện. Vì vậy, bên cạnh việc áp dụng các tiêu chuẩn nước ngoài, chúng ta cũng nên nghiên cứu hoàn thiện tiêu chuẩn cho phù hợp hơn với yêu cầu gia công, lắp ráp và nghiệm thu kết cấu thép khẩu độ lớn đang ngày càng được ưa chuộng ở Việt Nam./. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nghị định số 209/2004/NĐ-CP Về quản lý chất lượng công trình xây dựng; 2. Thông tư số 27/2009/TT-BXD Hướng dẫn một số nội dung về Quản lý chất lượng công trình xây 3. 4. 5. 6.

dựng; TCVN 371: 2006 Nghiệm thu chất lượng thi công công trình xây dựng (Nay đã bị hủy bỏ theo Quyết định số 212/QĐ-BXD ngày 25 tháng 02 năm 2013 của Bộ Xây dựng); TCVN 334:2005 Quy phạm sơn thiết bị và kết cấu thép trong xây dựng dân dụng và công nghiệp; TCXD 170:1989 Kết cấu thép – Gia công, lắp ráp và nghiệm thu – Yêu cầu kỹ thuật; TCXDVN 309:2004 Công tác trắc địa trong xây dựng công trình – Yêu cầu chung (Nay đã bị hủy bỏ theo Quyết định số 212/QĐ-BXD ngày 25 tháng 02 năm 2013 của Bộ Xây dựng, chuyển đổi thay thế bằng TCVN 9398:2012 Công tác trắc địa trong xây dựng công trình – Yêu cầu chung); AISC American Institute of Steel Construction;

8. JASS6 (1993) Structural Steelwork Specification for Building Construction.

268

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

TÍNH TOÁN NHÀ CAO TẦNG CHỊU ĐỘNG ĐẤT Ở VIỆT NAM THEO ASCE 7-05 Nguyễn Đại Minh*, Nguyễn Trung Nghị và Nguyễn Quỳnh Hoa TÓM TẮT: Tiêu chuẩn TCXDVN 375:2006 “Thiết kế công trình chịu động đất” thường áp dụng cho các nhà cao dưới 30-40 tầng (chu kỳ cơ bản T1 < 4s), tiêu chuẩn TCXD 198:1997 và tiêu chuẩn SNiP II-7-81* chỉ áp dụng cho nhà cao dưới 75 m. Đối với các công trình cao trên 100 m (nhà cao từ 30 tầng trở lên) thì tiêu chuẩn Mỹ ASCE 7-05 hay được lựa chọn khi phải tính toán động đất. Tuy nhiên, đầu vào dùng để tính toán kháng chấn giữa hai tiêu chuẩn Việt Nam và Mỹ hoàn toàn khác nhau do trong tiêu chuẩn Mỹ sử dụng các phổ phản ứng gia tốc chu kỳ ngắn và chu kỳ dài còn trong tiêu chuẩn của ta thì sử dụng đỉnh gia tốc nền tham chiếu hoặc cấp động đất theo thang MSK-64. Vì vậy, bài báo này trình bày phương pháp tính toán nhà cao tầng chịu động đất theo ASCE 7-05 với đầu vào là đỉnh gia tốc nền tham chiếu agR. Kết quả có thể áp dụng cho tính toán nhà cao tầng cao hơn 100 m ở Việt Nam theo tiêu chuẩn Mỹ. TỪ KHÓA: ASCE 7-05, động đất, nhà cao tầng, siêu cao tầng TCXDVN 375:2006.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Tính toán động đất đối với nhà cao và siêu cao tầng ở nước ta hiện nay vẫn là vấn đề phức tạp vì tiêu chuẩn TCXD 198:1997 hay SNiP II-7-81* chỉ thích hợp với các công trình có chiều cao dưới 75m. Đối với nhà cao hơn 75 m, tiêu chuẩn SNiP II-7-81* còn đòi hỏi phải sử dụng phương pháp tích phân theo giản đồ gia tốc. Còn tiêu chuẩn TCXDVN 375:2006 có thể chỉ thích hợp với các công trình có chu kỳ dao động riêng cơ bản nhỏ hơn 4s. Tiêu chuẩn Mỹ UBC:1997 (cũng được sử dụng ở Việt Nam trong khoảng từ 1998 đến 2008) cho phép tính toán theo phương pháp phổ phản ứng đối với công trình có chu kỳ dao động đến 10s. Tuy nhiên, tiêu chuẩn này đã hết hiệu lực và được thay thế bằng IBC:2006/ASCE 7-05. Do đó, tiêu chuẩn IBC:2006/ASCE7-05 thường được lựa chọn để tính toán động đất đối với nhà cao trên 30 tầng vì phổ phản ứng thiết kế trong tiêu chuẩn này thích hợp đối với các công trình có chu kỳ dao động riêng thứ nhất lên đến 10s. Song, tiêu chuẩn ASCE 7-05 được biên soạn và áp dụng ở Mỹ nên yêu cầu đầu vào về động đất khác với Việt Nam. TCXDVN 375:2006 sử dụng đầu vào là đỉnh gia tốc nền tham chiếu agR chu kỳ lặp 500 năm trên nền đá loại A. Trong khi đó ASCE7-05 sử dụng phân vùng động đất với các phổ phản ứng gia tốc chu kỳ lặp 2500 năm. Chính vì vậy, bài báo này trình bày việc tính toán nhà cao và siêu cao tầng chịu động đất theo ASCE 7-05 khi chỉ có đầu vào là đỉnh gia tốc nền tham chiếu agR. Bài báo có thể là tài liệu tham khảo khi thiết kế nhà cao tầng chịu động đất ở nước ta.

Nguyễn Đại Minh, Viện KHCN Xây dựng, dm_nguyen@vnn.vn, +84 989.747.100

269

2 TÓM TẮT TÍNH TOÁN ĐỘNG ĐẤT THEO ASCE 7-05 2.1 Một số định nghĩa và khái niệm 2.1.1 Phân vùng động đất Phân vùng động đất trong ASCE 7-05 không căn cứ trị số đỉnh gia tốc nền lớn nhất mà theo các phổ phản ứng gia tốc cực đại MCE (Maximum Considered Earthquake) chu kỳ lặp 2500 năm. Dựa vào các giá trị này có thể thiết lập được đường cong phổ phản ứng của khu vực xây dựng. Đây là điểm khác biệt cơ bản giữa tiêu chuẩn Mỹ với tiêu chuẩn Việt Nam. Trong ASCE 7-05, phổ phản ứng gia tốc MCE được xác định thông qua hai giá trị phổ phản ứng chu kỳ ngắn 0.2s (SS) và phổ phản ứng chu kỳ dài 1s (S1), tất cả lấy trên nền đá loại B. Đây là các thông số đầu vào bắt buộc khi tính toán công trình chịu động đất. Các thông số SS và S1 nếu tính động đất tại Mỹ thì được tra tại các bản đồ phân vùng động đất phổ phản ứng gia tốc đã được lập cho các tất cả các khu vực ở nước Mỹ (xem ASCE 7-05). Tuy nhiên, nếu tính toán nhà cao tầng chịu động đất ở nước ta theo tiêu chuẩn Mỹ thì cần phải xác định các thông số này phù hợp với đặc trưng địa chấn của Việt Nam. Chi tiết về vấn đề này sẽ được trình bày trong mục 4 của bài báo này. 2.1.2 Phân loại nền theo điều kiện động đất Trong ASCE 7-05 có 6 loại nền theo điều kiện động đất, đó là các loại A - F (xem Bảng 1). Bảng 1. Phân loại nền theo điều kiện động đất theo ASCE 7-05 Loại đất nền A. Đá cứng B. Đá C. Đất chặt và đá mềm D. Đất cứng E. Đất (chi tiết xem ASCE) F. Loại khác

vs (ft/s) > 5000 2500 - 5000 1200 - 2500 600 – 1200 < 600

N hoặc Nch > 50 15 - 50 < 15 đòi hỏi có đánh giá riêng

su (psf) > 2000 1000 - 2000 < 1000

Ghi chú: 1 ft/s = 0.3048m/s, 1 lb/ft2 = 0.0479 kN/m2, 2.1.3 Hệ số tầm quan trọng I Hệ số tầm quan trọng I được lấy theo Bảng 2, phụ thuộc vào mức độ quan trọng của công trình. Bảng 2. Hệ số tầm quan trọng I Mức độ quan trọng I hoặc II III IV

I 1.0 1.25 1.5

2.1.4 Hệ số nền Fa và Fv Thông số phổ phản ứng gia tốc MCE ứng với chu kỳ ngắn SMS và chu kỳ dài SM1 đối với loại nền không phải nền đá loại B, được điều chỉnh thông qua các hệ số nền Fa và Fv như sau:

270

S MS = Fa S S

(1)

S M 1 = Fv S1

(2)

Các hệ số Fa và Fv xác định theo các Bảng 3 và 4. Bảng 3: Hệ số nền Fa Loại nền A B C D E F

Giá trị Fa tương ứng với các giá trị SS khác nhau SS ≤ 0.25 SS = 0.5 SS = 0.75 SS = 1.0 SS ≥ 1.25 0.8 0.8 0.8 0.8 0.8 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.2 1.2 1.1 1.0 1.0 1.6 1.4 1.2 1.1 1.0 2.5 1.7 1.2 0.9 0.9 Bảng 4: Hệ số nền Fv

Loại nền A B C D E F

Giá trị Fv tương ứng với các giá trị S1 khác nhau S1 ≤ 0.1 S1 = 0.2 S1 = 0.3 S1 = 0.4 S1 ≥ 0.5 0.8 0.8 0.8 0.8 0.8 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.2 1.2 1.1 1.0 1.0 1.6 1.4 1.2 1.1 1.0 2.5 1.7 1.2 0.9 0.9 -

2.1.5 Các thông số phổ phản ứng gia tốc thiết kế SDS và SD1 Các thông số phản ứng gia tốc thiết kế chu kỳ ngắn ký hiệu là SDS và chu kỳ dài ký hiệu là SD1, được xác định như sau:

S DS =

2 S MS 3

(3)

S D1 =

2 SM1 3

(4)

Phổ phản ứng gia tốc thiết kế Sa được xác định dựa theo SDS và SD1: ⎛ T ⎞ S a = S DS ⎜⎜ 0.4 + 0.6 ⎟⎟ với T ≤ T0 T0 ⎠ ⎝ Sa = SDS với T0 < T ≤ TS S S a = D1 với TS < T ≤ TL T S T S a = D12 L với TL < T T S S (9) và TS = D1 T0 = 0.2 D1 S DS S DS

(5) (6) (7) (8) (10)

trong đó: T - chu kỳ dao động riêng cơ bản của kết cấu, TL - chu kỳ dài chuyển tiếp phụ thuộc vào đặc điểm địa chấn tại khu vực xây dựng. 271

Đồ thị của phổ phản ứng gia tốc thiết kế trong ASCE 7-05 được biểu thị ở Hình 1. 2.2 Phương pháp lực tĩnh ngang tương đương 2.2.1 Lực cắt đáy

Lực cắt đáy V được xác định như sau: V=

Sa × I W R

(11)

trong đó W là tổng trọng lượng của nhà. Trong (11) thì R là hệ số thay đổi phản ứng của kết cấu có kể đến sự làm việc phi đàn hồi (giống như hệ số ứng xử q trong TCXDVN 375:2006). Hệ số này có giá trị từ 1.5 đến 8 phụ thuộc vào loại kết cấu, được tra theo bảng 12.2-1 của ASCE 7-05. 2.2.2 Phân phối lực động đất dọc theo chiều cao nhà

Lực động đất Fx gây ra tại tầng thứ x được xác định như sau: Fx =

wx hxk n

(12)

k i

∑w h i

i =1

trong đó: wi và wx là trọng lượng kết cấu tập trung tại tầng thứ i và x, hi và hx là chiều cao tính từ vị trí được coi là ngàm cứng đến tầng thứ i và x, k là số mũ phụ thuộc vào chu kỳ dao động T. Hệ số k được lấy như sau: đối với kết cấu có T ≤ 0.5s thì k = 1, khi T ≥ 2.5s thì k = 2, khi 0.5s < T < 2.5 thì k có thể lấy bằng 2 hoặc nội suy tuyến tính từ 1 đến 2. 2.3 Phương pháp phổ phản ứng

Phương pháp phổ phản ứng áp dụng được cho tất cả các dạng kết cấu. Tuy nhiên, cần có phân tích động lực học để xác định các chu kỳ và dạng dao động riêng của kết cấu. Ngoài ra, phải lấy đủ các dạng dao dộng sao cho tổng khối lượng hữu hiệu của các dạng dao động đạt lớn hơn hoặc bằng 90% tổng khối lượng của tòa nhà. Ở dạng dao động riêng thứ i, lực cắt đáy Vi xác định theo công thức (11) trong đó T được thay bởi Ti, trọng lượng W thay bằng Wi. Tổ hợp các dạng dao động, cho phép sử dụng phương pháp SRSS đối với nhà và các công trình bình thường, còn khi có kể đến dao động do xoắn phải sử dụng phương pháp CQC. Trong mọi trường hợp, tổng lực cắt đáy Vt tại chân nhà không được nhỏ hơn 85% lực cắt đáy V tính theo phương pháp tĩnh lực ngang tương đương. Khi đó Vt phải lấy bằng 0.85V. 3 PHỔ PHẢN ỨNG THIẾT KẾ THEO ASCE 7-05 KHI ÁP DỤNG Ở VIỆT NAM 3.1 Xác định trị số đỉnh gia tốc nền ứng với chu kỳ lặp 2500 năm

Do ASCE 7-05 sử dụng khái niệm động đất MCE với chu kỳ lặp 2500 năm nên cần thiết phải xác định trị số đỉnh gia tốc nền ag ứng với chu kỳ lặp này. Trị số ag thường được cung cấp bởi cơ quan chuyên môn có thẩm quyền như Viện Vật lý địa cầu, Viện Hàn lâm Khoa học và Công nghệ Việt Nam. 272

Tuy nhiên, khi không có trị số này, có thể sử dụng hệ số chuyển đổi chu kỳ lặp ka khuyến nghị trong TCXDVN 375:2006 hay Eurocode 8. Trị số đỉnh gia tốc nền ag (2,500 năm) có thể xác định như sau: ka = (500/2500)(-1/3) = 1.71 ag (2,500 năm) = 1.71*agR

(13) (14)

trong đó agR là gia tốc nền tham chiếu chu kỳ lặp 500 năm theo TCXDVN 375:2006. 3.2 Phổ phản ứng thiết kế trong tiêu chuẩn ASCE khi áp dụng ở Việt Nam

Hình 1 và 2 thể hiện các phổ phản ứng thiết kế ASCE 7-05 và UBC 1997. Trong đó, phổ phản ứng thiết kế ASCE 7-05 có cải tiến hơn so với UBC 1997. Giống như Eurocode 8, ASCE 7-05 đã thêm đoạn cong thứ 3 trong phổ phẩn ứng thiết kế. Tại đoạn cong này, giá trị phổ phản ứng Sa =

S D1 ⋅ TL khi T > TL. T12

Có thể suy ra quan hệ giữa SS, S1 với Ca, Cv trong UBC 1997 như sau: SS = 2.5Ca S1 = Cv

Hình 1. Phổ phản ứng thiết kế ASCE 7-05

Hình 2. Phổ phản ứng thiết kế UBC 1997 273

(15) (16)

Mặt khác, các trị số Ca và Cv chính là gia tốc nền hữu hiệu Z trên nền đá loại B, hay: Ca = Cv = Z = ag/g

(17)

trong đó ag xác định theo công thức (14). Như vậy, các thông số quan trọng để thiết lập phổ phản ứng thiết kế ASCE khi tính toán nhà và công trình chịu động đất ở Việt Nam có thể xác định được. Cụ thể là: SS = 4.275*agR /g

(18)

S1 = 1.71*agR/g

(19)

Giá trị TL có thể lấy bằng 6s theo hướng thiên về an toàn. Tóm lại, phổ phản ứng thiết kế ASCE 7-05 hoàn toàn có thể xác định được dựa trên trị số đỉnh gia tốc nền tham chiếu của Việt Nam. Từ đó, việc tính toán nhà cao tầng có chiều cao lớn hơn 100 m ở nước ta có thể thực hiện được theo ASCE 7-05. 4 VÍ DỤ TÍNH TOÁN

Một số ví dụ tính toán động đất đối với nhà cao tầng có chiều cao khác nhau giả định xây dựng ở Việt Nam theo ASCE 7-05 với trị số gia tốc nền agR cho trước đã được thực hiện [6]. Các kết quả nhận được đã so sánh với kết quả tính toán theo TCXDVN 375:2006. Nhà cao tầng trong các ví dụ này làm bằng kết cấu bê tông cốt thép, được giả thiết như là một thanh con son có độ cứng EI, chiều cao H ngàm cứng vào móng, với khối lượng phân bố tương đối đều dọc theo chiều cao nhà (Hình 3). Các thông số cơ bản của kết cấu như sau: - h: chiều cao một tầng; n: số tầng, n = 15, 25, 35, 45 - H: tổng chiều cao nhà, H = n*h - W, M: tổng trọng lượng, tổng khối lượng tòa nhà, M=W/g (g – gia tốc trọng trường) - w: trọng lượng một tầng, w=W/n - EI: độ cứng chống uốn của công trình - Gia tốc nền tại địa điểm xây dựng là agR = 0.0848 g (khu vực thành phố Hồ Chí Minh) - Đất nền loại C, D (Phân loại theo TCXDVN 375:2006) Các chu kỳ dao động riêng bậc cao của nhà được xác định như sau (dao động của thanh consol có chiều cao H, độ cứng EI và khối lượng tập trung tại các tầng bằng nhau): T2 = 0.1596005 × T1 ; T3 = 0.0569854 × T1 ; T4 = 0.0290819 × T1 T5 = 0.0175934 × T1 ; T6 = 0.011777 × T1 ; T7 = 0.008432 × T1

(20)

Trọng lượng hữu hiệu đối với dạng dao động thứ i được xác định theo công thức sau, kết quả tính toán trình bày trong Bảng 5: ⎛ n 2⎞ ⎜ ∑ φil ⎟ W ⎝ l =1 ⎠ Wi = n n 2

∑φ

l =1

274

(21)

Hình 3: Sơ đồ kết cấu thanh con son của nhà cao tầng Bảng 5: Các dạng dao động riêng và trọng lượng hữu hiệu của tòa nhà Dạng dao động

Trọng lượng hữu hiệu Weff

0.63W

0.142W

0.08W

0.018W

0.031W

0.0046W

Tổng trọng lượng hữu hiệu Weff đối với 5 dạng dao động đầu tiên xấp xỉ 90%W. Như vậy, chỉ cần xét 5 dạng dao động đầu tiên trong tính toán. Do nhà làm bằng kết cấu bê tông cốt thép, chu kỳ dao động riêng cơ bản T1 có thể lấy xấp xỉ 0.1n và các chu kỳ T2, T3, T4, T5 tính theo công thức (20).

Hình 4. Nhà 15 tầng: (a) mô-men tại các tầng, (b) lực cắt tại các tầng

275

Hình 5. Nhà 25 tầng

Các hàm số dạng dao động riêng φn(x) được xác định theo công thức dưới đây [7]: ⎡

φn ( x) = 0.5⎢cosh β n x − cos β n x − ⎣

trong đó:

⎤ cosh β n H + cos β n H (sinh β n x − sin β n x)⎥ sinh β n H + sin β n H ⎦

(22)

x=z/H (z là cao trình các tầng),

βnH = 1.875, 4.694, 7.855, 10.996 và 14.136 với n = 1, 2, 3, 4 và 5.

Hình 6: Nhà 35 tầng

276

Hình 7: Nhà 45 tầng: (a) mô-men tại các tầng, (b) lực cắt tại các tầng

Kết quả tính toán động đất được thực hiện bằng chương trình EXCEL tự lập. Các hình 4, 5 và 6 so sánh biểu đồ mô men và lực cắt tại các tầng chịu tải trọng động đất của các nhà 15, 25 và 35 tầng theo ASCE 7-05 và TCXDVN 375:2006. Hình 7 trình bày biểu đồ mo men và lực cắt của nhà 45 tầng chịu tải trọng động đất theo ASCE 7-05. Kết quả tính toán cho thấy đối với nhà 15 và 25 tầng, mô men và lực cắt tại các tầng tính theo ASCE 7-05 và TCXDVN 375:2006 gần giống nhau. Đối với nhà 35 tầng, mô men tại chân công trình tính theo ASCE 7-05 nhỏ hơn 25% so với tính theo TCXDVN 375:2006, lực cắt V tại chân công bé hơn 4% so với TCXDVN 375:2006. Đối với nhà 45 tầng, không có kết quả so sánh. 5 KẾT LUẬN

Bài báo đã trình bày cách chuyển đổi đỉnh gia tốc nền agR chu kỳ lặp 500 năm sang chu kỳ lặp 2500 năm cũng như cách xác định các thông số SS, S1 và thiết lập phổ phản ứng thiết kế ASCE 7-05 trong điều kiện động đất của Việt Nam. Tiêu chuẩn ASCE 7-05 là tiêu chuẩn chính thức của Mỹ có thể áp dụng tính toán động đất đối với các nhà cao và siêu cao tầng, được công nhận và sử dụng ở nhiều nước, nhiều dự án đa quốc gia. Vì vậy, việc nắm và làm chủ được tính toán nhà và công trình chịu động đất theo ASCE 7-05 có thể có ý nghĩa thực tiễn khi nhiều nhà cao tầng có chiều cao lớn hơn 100 m và nhiều dự án kỹ thuật lớn đa quốc gia đã, đang và sẽ xây dựng ở nước ta. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. TCXD 198:1997 Nhà cao tầng kết cấu bê tông liền khối – tiêu chuẩn thiết kế, NXBXD, Hà Nội. 2. SNiP II-7-81* Xây dựng trong vùng có động đất (tiếng Nga), Moscow, 2001. 3. TCXDVN 375:2006 Thiết kế công trình chịu động đất, Nhà xuất bản xây dựng Hà Nội. 4. UBC:1997 Uniform Building Code, Vol. 2., Whittier, CA, USA. 5. ASCE/SEI 7-05 Minimum design loads for buildings and other structures, USA. 6. Nguyễn Trung Nghị Luận văn Thạc sỹ kỹ thuật, Đại học Xây dựng, Hà Nội, 2013. 7. Chopra, A. K. Dynamic of structures, Prentice Hall International, USA, 2001.

277

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

VỀ TÍNH TOÁN TẢI TRỌNG GIÓ TÁC DỤNG LÊN NHÀ CAO TẦNG THEO TCVN 2737:1995 Nguyễn Đại Minh*, Trần Thanh Ngọc, Vũ Thành Trung TÓM TẮT: Tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 hiện vẫn đang được sử dụng để tính toán nhà cao tầng chịu tải trọng gió ở Việt Nam. Tuy nhiên, một số điểm trong xác định thành phần động của tải trọng gió còn phức tạp và chưa rõ cơ sở lý luận. Bài báo này trình bày cơ sở lý thuyết xác định tần số giới hạn fL vì đây là điểm mấu chốt để chuyển từ bài toán gió tĩnh sang gió động. Cho nên hiểu rõ vấn đề này là cần thiết không những đối với công tác thiết kế mà còn nghiên cứu biên soạn tiêu chuẩn sau này. Bài báo cũng đề xuất công thức tính toán nhà cao tầng chịu tải trọng gió thích hợp hơn so với công thức (13) trong TCVN 2737:1995. Công thức đề xuất có thể áp dụng cho các nhà cao tới 30-40 tầng, dễ dàng sử dụng trong thiết kế. Ngoài ý nghĩa khoa học, bài báo còn có ý nghĩa thực tiễn làm giảm thời gian, công sức và dễ kiểm soát khi tính toán nhà cao tầng chịu tải trọng gió. TỪ KHÓA: Nhà cao tầng, tần số giới hạn, tải trọng gió, TCVN 2737:1995.

1 MỞ ĐẦU Nhà và công trình càng cao thì ảnh hưởng của tải trọng ngang đặc biệt là tải trọng gió càng lớn. Nước ta do đất hẹp, người đông, nên có thể phải xây nhiều kiến trúc cao tầng trong các đô thị lớn để giữ quỹ đất dùng cho nông nghiệp và các mục đích khác. Hiện nay, tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 vẫn còn hiệu lực, việc tính toán nhà cao tầng chịu tải trọng gió về nguyên tắc phải tuân theo tiêu chuẩn này. Chính vì vậy, bài báo này trình bày một số vấn đề như cơ sở lý thuyết xác định tần số giới hạn fL, đề xuất cách tính toán tải trọng gió lên nhà cao tầng theo TCVN 2737:1995 đơn giản, dễ kiểm soát và tin cậy. Bài báo có thể có thể là tài liệu tham khảo tốt trong lĩnh vực gió – kết cấu và thiết kế nhà cao tầng. 2 TƯƠNG TÁC GIÓ – KẾT CẤU Trước khi đi vào tần số giới hạn và tải trọng gió tác dụng lên nhà cao tầng, có thể phải trình bày sơ bộ về tương tác gió – kết cấu. Khi một cơn gió thổi qua tòa nhà (Hình 1), kéo dài trong thời gian T (tính bằng giây), tại cao trình z tính từ mặt đất quan hệ giữa vận tốc gió V với thời gian t là V(z,t) với t ∈ (0, T ) sẽ là:

V =V +V'

(1)

trong đó: V là thành phần trung bình, không đổi của vận tốc gió trong thời gian từ 0 đến T, V’ là thành phần xung, thay đổi của gió tại thời điểm t; T là thời gian tương tác gió kết cấu hay độ dài của một cơn gió thổi qua.

Nguyễn Đại Minh, Viện KHCN Xây dựng, dm_nguyen@vnn.vn, +84 989.747.100

278

Hình 1: Vận tốc gió tại cao trình z

Hình 2: Quan hệ vận tốc gió V theo thời gian t Bài toán gió – kết cấu là bài toán động lực học thống kê do có rất nhiều biểu đồ vận tốc gió được xét đến trong suốt tuổi thọ công trình. Tính thống kê này được thông qua hàm mật độ phổ Sv của vận tốc gió. Từ đó, bài toán động lực học ngẫu nhiên có thể chuyển về bài toán tĩnh học tương đương được chấp nhận áp dụng trong các tiêu chuẩn thiết kế trên thế giới. Áp lực gió q(z,t) tại cao trình z xác định như sau: 2

q( z, t ) = 0.5 ρ (V ( z , t ) )

(2)

trong đó ρ là hàm mật độ không khí (ρ = 1.25 kg/m3). Từ hình 2, có thể thấy rằng hàm vận tốc gió V(z,t) bao gồm thành phần vận tốc trung bình V không đổi và thành phần thay đổi V’(t). Như vậy, áp lực gió q(z,t) có thể viết thành: 2

hay trong đó:

q (t ) = 0.5 ρ (V + V ' (t ) ) q(t ) = qst (t ) + q ' (t )

(3) (4)

qst = 0.5ρV 2 là thành phần áp lực tĩnh tương ứng với vận tốc trung bình V và 2V ' là thành phần xung (động) của áp lực gió q'= qst V (do V’ nhỏ so với V ).

Hệ phương trình dao động của nhà cao tầng (s tầng) dưới tác dụng của thành phần động của tải trọng gió được viết như sau:

&p&i (t ) + 2γ iωi p& i (t ) + ωi2 pi (t ) = Qi (t ) / M i trong đó:

i – tầng thứ i (cao trình z), i =1-s, 279

(5)

pi – chuyển vị ngang suy rộng tại tầng thứ i và có quan hệ với thông số y như sau: s

y ( z, t ) = ∑ pi (t ) α i ( z )

(5a)

i =1

ωi - tần số dao động riêng thứ i của hệ, H

Qi = ∫ q ' ( z , t )α i ( z ) dz – lực gió động suy rộng tác dụng lên tầng thứ i, 0

M i = ∫ μ ( z )α i2 ( z ) dz – khối lượng suy rộng tập trung tại tầng thứ i , 0

γi =

δ - hệ số cản kết cấu, trong đó δ là hệ số loga giảm dao động của hệ. 2π

Trong các biểu thức trên thì: y(z,t) – chuyển vị ngang tại cao trình z theo phương tác dụng của luồng gió tại thời điểm t, αi(z) – hàm số dạng dao động mode i, μ(z) – hàm khối lượng phân bố dọc theo chiều cao của tòa nhà, H – chiều cao nhà. Theo [5,8], từ các kết quả giải hệ phương trình vi phân (5) với hàm mật độ phổ Davenport và các hệ số đặc trưng của thành phần thay đổi q’ áp lực gió của Nga, xác định được hệ số động lực ξi tương ứng với tần số riêng fi của kết cấu (dùng để tính thành phần động của tải trọng gió áp dụng trong tiêu chuẩn SNiP II-6-74 và chấp nhận đưa vào TCVN 2737 :1995) như sau: 2 x11 3dx ξ = ∫ 3 0 (1 + x 2 ) 4 3 x 4 − 2(1 − 2γ i 2 )ε i2 x 2 + ε i4 ∞

2 i

[

]

εi = (wo γn)0.5/(940 fi)

(6) (7)

trong đó γn – hệ số độ tin cậy của kết cấu (chuyển đổi từ chu kỳ lắp 5 năm lên 50 năm). Hệ số tương quan không gian sử dụng trong SNiP II-6-74 và TCVN 2737:1995 cũng dựa trên các kết quả của hệ phương trình tương tác này. Bài toán động lực học gió – kết cấu trở thành bài toán tĩnh học tương đương bao gồm thành phần không đổi (trung bình hay tĩnh) và thành phần thay đổi theo thời gian (xung hay động) có xét đến phản ứng động học của kết cấu thông qua hệ số ξ. Thành phần động của tải trọng gió tác dụng lên kết cấu theo phương luồng gió theo SNiP II-6-74 và TCVN 2737 :1995 thiết lập trên cơ sở lý thuyết này. Tuy nhiên, cần phải lưu ý rằng trong SNiP II-6-74 thì đầu vào vận tốc gió trung bình là 10 phút (V10 phút), thời gian tương tác gió – kết cấu T cũng lấy bằng 10 phút còn trong TCVN 2737 :1995 đầu vào vận tốc gió lấy trung bình trong 3s trong khi đó các hệ số động lực, hệ số tương quan hoàn toàn chấp nhận theo tiêu chuẩn SNiP với các hàm mật độ phổ, hàm áp lực gió xung q’ là của nước bạn. Những vướng mắc này cần phải nghiên cứu và giải quyết khi xoát xét hay biên soạn TCVN 2737.

3 VỀ HỆ SỐ ĐỘNG LỰC, TẦN SỐ GIỚI HẠN fL Theo TCVN 2737 :1995 thì tổng tải trọng gió W tác dụng lên nhà cao tầng bao gồm thành phần tĩnh do V gây ra và thành phần động WP do V’ gây ra. Khi nhà cao hơn 40 m, phải xét đến thành phần động của tải trọng gió Wp. Giá trị của Wp phụ thuộc vào tần số giới hạn fL và hệ số động lực

ξ. 280

Giá trị giới hạn của tần số dao động riêng fL (tính bằng Hz) của công trình là giá trị cho phép không cần tính lực quán tính phát sinh khi công trình dao động riêng tương ứng có fi > fL. Giá trị giới hạn fL quy định trong TCVN 2737 :1995 xem trong Bảng 1. Bảng 1: Giá trị giới hạn dao động của tần số riêng fL fL (Hz) Vùng áp lực gió δ = 0.3 δ = 0.15 3.4 1.1 I 4.1 1.3 II 5.0 1.6 III 5.6 1.7 IV 5.9 1.9 V

Hệ số động lực ξ là hệ số kể đến ảnh hưởng của dao động nhà đến thành phần động của tải trọng gió. Hệ số ξ xác định theo công thức (6). Tuy nhiên, có thể phải thiết lập lại công thức này với các profile gió, dạng địa hình với hàm q’ của Việt Nam. Hình 4 là quan hệ giữa ξ và ε với tích phân (6) được xác định chính xác hơn sử dụng chương trình máy tính.

Hình 4: Quan hệ giữa ξ và ε [10]

Để xác định tần số giới hạn fL, cần xác định ranh giới có thể bỏ qua ảnh hưởng động lực của kết cấu hay ξ ≈ 1 . Theo [6], với độ chính xác động học < 2% hay 1.0 < ξ < 1.02 thì có thể lấy ξ=1,

bỏ qua ảnh hưởng động lực học của kết cấu. Nói một cách khác, fL là giá trị tương ứng với εL khi ξL nằm trong khoảng (1.00-1.02). Đối với kết cấu bê tông cốt thép (BTCT) thì εL = 0.0065 (giá trị này suy ra từ tích phân chính xác hệ số ξ, sát với giá trị tính toán từ tiêu chuẩn Nga). Từ đó các giá trị tần số giới hạn fL sẽ là: Bảng 2: Tần số giới hạn fL, δ=0.3 Vùng gió IA IB IIA IIB

W0 (daN/m2) 55 65 83 95

fL (Hz) 1.33 1.45 1.63 1.75

Vùng gió IIIA IIIB IVB

W0 (daN/m2) 110 125 155

fL (Hz) 1.88 2.00 2.23

Có thể nhận thấy rằng tần số giới hạn trong Bảng 2 có sai lệch rõ ràng với tần số fL trong TCVN 2737:1995. Như vậy, khi soát xét TCVN 2737 có thể phải xác định lại các giá trị fL dựa theo các cơ sở khoa học chắc chắn. 281

4 CÔNG THỨC GẦN ĐÚNG XÁC ĐỊNH THÀNH PHẦN ĐỘNG CỦA TẢI TRỌNG GIÓ LÊN NHÀ CAO TẦNG THEO TCVN 2737:1995 4.1 Tại sao lại phát triển công thức gần đúng thích hợp hơn

Mục 6.13.3 của TCVN 2737:1995 cho phép khi f1 < fL < f2 thì thành phần động của tải trọng gió xác định theo công thức sau: W p = m × ξ ×ψ × y

(8)

trong đó: m - khối lượng của phần công trình mà trọng tâm có độ cao z, y - dịch chuyển ngang của công trình ở độ cao z ứng với dạng dao động riêng thứ nhất, ψ - hệ số được xác định bằng cách chia công trình thành r phần, trong phạm vi mỗi phần tải trọng gió không đổi, xác định như sau: r

∑ y ×W

2 k

ψ = k r=1

∑y ×M

(9)

k =1

Trong (9) thì Mk là khối lượng phần thứ k của công trình, yk là dịch chuyển ngang của trọng tâm phần thứ k ứng với dạng dao động riêng thứ nhất, Wpk là thành phần động của tải trọng gió ở phần thứ k của công trình tính theo công thức sau: W p = Wm × ζ ×ν

trong đó:

(10)

ζ - hệ số áp lực của tải trọng gió ở độ cao z, ν - hệ số tương quan không gian áp lực động của tải trọng gió.

Các công thức (8) và (9) là các công thức chính xác khi tính toán tải trọng gió tác dụng lên nhà cao tầng theo TCVN 2737:1995 hay theo SNiP II-6-74. Tuy nhiên, đối với nhà nhiều tầng có độ cứng, khối lượng và bề rộng mặt đón gió không đổi theo chiều cao, cho phép xác định giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió ở độ cao z theo công thức: W pz = 1.4

z ξ W pH H

(11)

trong đó: WpH – giá trị tiêu chuẩn thành phần động của tải trọng gió ở độ cao H của đỉnh nhà, xác định theo công thức (10). So với các công thức chính xác (8) và (9), công thức (11) dùng để xác định thành phần động của tải trọng gió có thể chỉ thích hợp với các nhà cao dưới 10 tầng có dạng dao động riêng thứ nhất là hàm bậc nhất. Vì vậy, phần này kiến nghị công thức gần đúng thích hợp với (8) và (9) hơn so với (11) dùng để xác định thành phần động của tải trọng gió tác dụng lên nhà cao tầng có dạng dao động riêng thứ nhất không phải là hàm bậc nhất. 4.2 Thiết lập công thức gần đúng

Thay giá trị ψ và Wpk từ (9) và (10) vào (8), giá trị Wp(z) được xác định như sau:

282

∫ y(η ) W (η ) ζ (η )ν dη m

W p ( z ) = m( z ) × ξ × 0 H

× y( z)

(12)

∫ ( y(η )) m(η ) dη 0

Thay giá trị áp lực gió tĩnh Wm(η) được tính toán thông qua áp lực gió chuẩn W0 tại độ cao 10 m, hệ số k tại độ cao η và hệ số khí động c vào (12), dẫn đến: H

∫ y(η ) W k cζ (η )ν dη 0

W p ( z ) = m( z ) × ξ ×

× y( z)

(13)

∫ ( y(η )) m(η ) dη 0

Trong công thức (13): W0 , c, ν không phụ thuộc vào độ cao η m(η)= m - giả sử rằng tòa nhà có khối lượng phân bố tương đối đều dọc theo chiều cao ⎛η ⎞ k = k10 ⎜ ⎟ ⎝ 10 ⎠

2α

⎛η ⎞ ζ = ζ 10 ⎜ ⎟ ⎝ 10 ⎠

- hệ số thay đổi áp lực gió theo độ cao và dạng địa hình ở độ cao η −α

- hệ số áp lực xung của tải trọng gió ở độ cao η

Công thức xác định hệ số k và ζ lấy theo [8-10], trong đó hệ số α = 0.07, 0.09 và 0.14 tương ứng với địa hình dạng A, B và C theo TCVN 2737:1995 (xem [8]). Đối với nhà có độ cứng lớn (T1 ≤ 1s hay từ 10 tầng trở xuống), dạng dao động riêng thứ nhất có thể lấy gần đúng theo quy luật bậc nhất, hay:

y (η ) =

η H

(14)

Thế (14) vào (13), sau khi rút gọn, xác định được công thức gần đúng hợp lý xác định thành phần động của tải trọng gió như sau: Wp ( z) = Như vậy:

W p = 1.45

3 z ξ W pH α +2 H

(15)

z z z ξ W pH , W p = 1.44 ξ W pH và W p = 1.40 ξ WpH tương ứng với các H H H

địa hình dạng A, B và C. Để thuận tiện trong tính toán thiết kế nhà cao tới 10 tầng chịu tải trọng gió, có thể lấy: W p = 1.44

z ξ W pH H

(16)

Như vậy công thức (16) sai lệch với công thức (13) trong TCVN 2737:1995 khoảng 3%. Công thức (13) trong TCVN 2737:1995 hoàn toàn có thể chấp nhận được đối với nhà dưới 10 tầng. 283

Đối với nhà cao từ 20 đến 30 tầng hay công trình mềm hơn (T1 > 1s), dạng dao động riêng thứ nhất của công trình có thể lấy gần đúng theo quy luật bậc hai [11], hay: 2

⎛η ⎞ y (η ) = ⎜ ⎟ yH ⎝H⎠

(17)

Thế (17) vào (13), sau khi rút gọn, sẽ xác định được thành phần động của tải trọng gió như sau: 2

5 ⎛ z ⎞ Wp ( z) = ⎜ ⎟ ξ W pH α + 3⎝ H ⎠ 2

(18) 2

⎛ z ⎞ ⎛ z ⎞ ⎛ z ⎞ Dẫn đến: W p = 1.63 ⎜ ⎟ ξ W pH , W p = 1.62 ⎜ ⎟ ξ W pH và W p = 1.59 ⎜ ⎟ ξ W pH tương ứng với ⎝H⎠ ⎝H ⎠ ⎝H⎠ các địa hình dạng A, B và C. Để thuận tiện trong tính toán thiết kế nhà cao từ 20 đến 30 tầng chịu tải trọng gió, có thể lấy: 2

⎛ z ⎞ W p = 1.62 ⎜ ⎟ ξ W pH ⎝H⎠

(19)

Công thức (24) khác với công thức gần đúng trong TCVN 2737:1995. Công thức này có thể thể hiện tốt hơn phản ứng động lực của nhà cao tầng chịu tải trọng gió so với công thức kiến nghị trong tiêu chuẩn. Đối với nhà cao hơn 30 tầng, theo TCVN 2737:1995 có thể phải xét các dạng dao động bậc cao hơn. Tuy nhiên, các nghiên cứu trên thế giới [3,4,7] cho thấy đối với các nhà cao hay siêu cao tầng chịu tải trọng gió chỉ cần xét dạng dao động cơ bản đầu tiên là đủ. Vì thế công thức (19) có thể áp dụng không những cho các nhà cao dưới 30 tầng mà còn cho các nhà cao hơn 30 tầng. 5 VÍ DỤ TÍNH TOÁN

Do giới hạn của bài báo, ở đây chỉ trình bày 1 ví dụ tính toán đối với nhà cao 50 tầng làm bằng bê tông cốt thép chịu tải trọng gió 45 m/s. Trong đó, có so sánh kết quả tính toán tải trọng gió theo TCVN 2737:1995 với kết quả sử dụng công thức (18) kiến nghị trong bài báo này cũng như so sánh với kết quả tính toán theo tiêu chuẩn ASCE 7-05 [12] làm số liệu tham khảo. Chi tiết của ví dụ tính toán được trình bày trong [13]. Tóm tắt các đặc trưng đầu vào như sau (Hình 5): Dạng địa hình: Nhà cao 50 tầng được giả định xây dựng ở khu vực thành phố, địa hình dạng C theo TCVN 2737:1995 và dạng B theo ASCE 7-05; Vận tốc gió cơ sở: V3s,50 năm = 45 (m/s), hệ số độ tin cậy lấy bằng 1; Kích thước mặt bằng: 46m x 30m; Chiều cao công trình: H = 180m; Tính toán áp lực dọc theo luồng gió với bề rộng mặt đón gió là 46m; Chiều cao tầng là 3.6m ; Chu kì cơ bản: T1 = 5s, f1 = 0.2Hz, T2=0.69s, f2=1.45Hz, fL=1.3Hz, như vậy f1< fL <f2, cần thiết phải xét đến phản ứng động lực của tòa nhà với hệ số động lực ξ = 2.1; Hệ số cản nhớt β = 0.015, hệ số giảm dao động loga δ = 0.3. 284

Hệ số ν=0.55, W0 = 1241 N/m2, k10 = 0.66, ζ10=0.684, α=0.14.

Hình 5. Kích thước công trình Hình 6 so sánh giá trị tải trọng gió tác dụng lên các tầng theo ASCE/SEI 7-05 và theo TCVN 2737:1995 (sử dụng công thức trong tiêu chuẩn và công thức kiến nghị).

Hình 6. So sánh tải trọng gió tác dụng lên công trình theo TCVN 2737:1995 (1), công thức kiến nghị (2) và ASCE 7-05 Bảng 4 so sánh giá trị lực cắt đáy do tải trọng gió tác dụng theo TCVN 2737:1995, công thức kiến nghị và ASCE 7-05. Bảng 4. Giá trị lực cắt đáy tính theo ASCE 7-05, TCVN 2737:1995 và công thức (23) ASCE 7-05

TCVN 2737:1995

Tính tay

Chạy máy tính

Công thức trong tiêu chuẩn

Công thức (23)

15967 (KN)

15975 (KN)

24489 (KN)

22579 (KN)

99,9%

100%

153,3%

141,3%

285

Trong trường hợp cụ thể này, lực cắt đáy do tải trọng gió tác dụng lên công trình khi tính toán theo TCVN 2737:1995 có giá trị lớn hơn so với ASCE 7-05. Giá trị của tải trọng gió tác dụng lên công trình tính theo công thức kiến nghị nhỏ hơn so với TCVN 2737:1995 nhưng lớn hơn so với ASCE 7-05, có thể do dạng dao động cơ bản như kiến nghị thích hợp hơn so dạng tuyến tích chấp nhận trong tiêu chuẩn. 5. KẾT LUẬN

Bài báo đã làm rõ cơ sở lý thuyết xác định tần số giới hạn fL vì đây là điểm mấu chốt để chuyển từ bài toán gió tĩnh sang gió động cũng như cách xác định hệ số động lực ξ trong SNiP II-7-64 và TCVN 2737:1995. Ngoài ra, bài báo cũng đề xuất công thức tính toán nhà cao tầng chịu tải trọng gió với dạng dao động cơ bản là hàm bậc 2 hoặc cao hơn, có thể thích hợp hơn so với công thức gần đúng áp dụng trong tiêu chuẩn sử dụng hàm bậc nhất đối với dạng dao động thứ nhất. Công thức đề xuất có thể áp dụng cho các nhà cao hơn 30 tầng, dễ dàng sử dụng và kiểm soát trong thiết kế. Các cơ sở lý thuyết này có thể cần thiết không những cho công tác thiết kế mà còn có ích cho công tác nghiên cứu biên soạn tiêu chuẩn sau này. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Taranath, B. S. Wind and earthquake resistant buildings – Structural analysis and design, Marcel Dekker, New York, USA, 2005. 2. TCVN 2737:1995 Tải trọng tác động – Tiêu chuẩn thiết kế, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 1996. 3. Davenport, A. G. Gust loading factor, ASCE Journal of Structural Division, USA, pp. 11-34. 4. Stathopoulos, T. Introduction to wind engineering, wind structure, wind-building interaction, Deprt. of Building, Civil & Env. Engineering, Concordia University, Motreal, Canada, 2003. 5. Barstein, M. F. Rukovodstvo po rschotu zdanii i soorushenii na dieistvie vietra (Manual for calculation of buildings and structures on wind action), TsNIISK, Stroiizdat, Moscow, 1978. 6. Popov, N. A. The wind load codification in Russia and some estimates of a gust load accuracy provided by different codes, Journal of WEIA, Vol. 88, 2000. pp. 171-181. 7. Zhou, Y. and Kijewski, T. Along-wind load effects on tall buildings: Comparative study of major international codes and standards, ASCE Journal of Structural Engineering, Vol. 128, No 6, June, USA, pp. 788-796. 8. TCXD 229-1999 Chỉ dẫn tính toán thành phần động của tải trọng gió theo TCVN 2737-1995, Nhà xuất bản Xây dựng, Hà Nội, 1999. 9. SNiP II-6-74 (SNiP 2.01.07-85*) Nagruzki i vozdeistvia, Moscow, 1974. 10. SP 20.13330.2011 Nagruzki i vozdeistvia (actualizirovannaja redaksia SNiP 2.01.07-85*), Moscow, 2011. 11. Chopra, A. K. Dynamic of structures, Prentice Hall International, USA, 2001. 12. ASCE/SEI 7-05 Minimum design loads for buildings and other structures, USA. 13. Trần Thanh Ngọc Luận văn Thạc sỹ kỹ thuật, Đại học Xây dựng, Hà Nội, 2012.

286

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

TÍNH TOÁN VÁCH KÍNH TRONG CÔNG TRÌNH XÂY DỰNG TẠI VIỆT NAM Đỗ Thiều Quang*, Trần Chủng, Nguyễn Hoàng Dương TÓM TẮT: Vách kính là bộ phận bao che, làm tăng tính thẩm mỹ và kiến trúc bên ngoài cho công trình. Bên cạnh sự làm việc giống các bộ phận bao che khác, như khả năng tự chịu tải trọng bản thân, khả năng chịu nhiệt, khả năng chống thấm, chống ồn, lấy ánh sáng v.v., vách kính còn tiếp nhận và truyền các tải trọng bên ngoài như gió lên kết cấu chịu lực của công trình, hay phải chịu được các ứng lực phát sinh bởi các biến dạng lớn của công trình do nhiệt độ, động đất hoặc các tác động khác gây ra. Bài báo này đề cập đến việc tính toán vách kính cho một công trình xây dựng dân dụng với các tải trọng điển hình bắt buộc phải xét đến trong điều kiện Việt Nam. TỪ KHÓA: Vách kính, khung nhôm, tải trọng, tải trọng gió.

1. MỞ ĐẦU Vách kính được sử dụng ngày càng nhiều trong các công trình xây dựng trên thế giới cũng như tại Việt Nam. Tuy nhiên, hiện nay chưa có một hệ thống hoàn chỉnh các tiêu chuẩn tính toán về vách kính phù hợp với điều kiện tự nhiên, điều kiện sử dụng của nước ta. Phần lớn vách kính đang được sử dụng tại các công trình ở Việt Nam được thiết kế sử dụng kính như một cấu kiện kiến trúc hay trang trí, mà chưa có tính toán đầy đủ về cả khả năng chịu lực, hiệu quả truyền sáng, cách âm, cách nhiệt v.v. Trong số gần 20 tiêu chuẩn về kính hiện hành của Việt Nam [1], chủ yếu quy định về vật liệu kính, gia công, thử nghiệm lý tính. Nội dung liên quan đến tính toán kính chủ yếu dùng cho kính đơn, một số tiêu chuẩn có đề cập đến kính tổ hợp song không đầy đủ, một số hình thành nội dung trình bày dưới dạng bảng tra song khó áp dụng và chỉ đề cập với một loại tải trọng là tải trọng gió. Với các công trình hiện đại, yêu cầu về việc đảm bảo môi trường bên trong nhà cao đồng thời tiết kiệm năng lượng thì việc sử dụng kính tổ hợp với các tính năng ưu việt là không thể thiếu và ngày càng sử dụng nhiều tại Việt Nam. Các tính toán về vách kính hiện giờ đang dựa trên các giả thiết về sự làm việc độc lập của các thành phần cấu kiện tham gia vào cả hệ vách kính bao gồm: kết cấu lõi, hệ khung xương, kính và các phụ kiện. Bài báo này trình bày việc tính toán vách kính đối với một công trình dân dụng đang xây dựng ở Hà Nội, với các yêu cầu, tải trọng tính toán đặc trưng có thể xuất hiện trong điều kiện tự nhiên ở khu vực này. Công trình có 5 tầng nổi và 2 tầng hầm, mặt bằng có diện tích lớn hơn 10000 m2, chiều cao phần nổi gần 40 m, mặt đứng công trình được thiết kế sử dụng vách kính kết hợp xen kẽ với đá *

Đỗ Thiều Quang, Ban QLDA ĐTXD Nhà Quốc Hội và Hội trường Ba Đình (mới), quangpmb@gmail.com, +84 919.358.858

287

tự nhiên, kích thước tấm kính lớn nhất là 3x6 m. Trong công trình, vách kính còn được sử dụng để lợp 4 ô mái lấy sáng với diện tích khoảng 200 m2 một ô. Ngoài ra, vách kính còn được dùng để ngăn chia một số không gian bên trong nhà. Hệ vách kính trong công trình được thiết kế theo dạng stick (các đố dọc được lắp đặt giữa các tầng và được nối với nhau bằng thanh ngang, việc lắp đặt kính được thực hiện trực tiếp tại công trường), trong đó có một số mảng lớn liên kết liên tục giữa các tầng. Về vật liệu vách kính, công trình sử dụng nhiều loại kính khác nhau từ kính thường, chịu lửa v.v.; kính dán, kính tôi cường lực/bán tôi… Do tính đặc thù của công trình nên việc tính toán đảm bảo an toàn chịu lực và sử dụng là cần thiết đối với hệ vách kính này. 2. TẢI TRỌNG TÍNH TOÁN Ngoài tải trọng bản thân, vách kính được thiết kế chịu các loại tác động khác như: động đất, gió, hoạt tải sử dụng, sửa chữa, bảo trì, chênh lệch nhiệt độ, chịu lửa v.v. Toàn bộ kết cấu chịu lực chính của công trình được phân tích bằng phần mềm phần tử hữu hạn chuyên dụng còn hệ vách kính được tính toán bằng phần mềm riêng áp dụng cho hệ này [2]. Các loại tải trọng và tác động tác dụng lên hệ vách kính là: •

Tải trọng động đất Công trình được thiết kế chịu tải trọng động đất tại địa điểm xây dựng với trị số đỉnh gia tốc nền ag = 1,04 m/s2. Trên cơ sở kết quả tính toán kết cấu của toàn bộ công trình, đối với từng vị trí vách kính bố trí các khe dịch chuyển và kết cấu đỡ tương ứng để có thể chịu được các chuyển vị và biến dạng lệch tầng do động đất gây ra.

•

Tải trọng gió Gió tác dụng lên công trình được lấy theo tiêu chuẩn TCVN 2737:1995. Áp lực gió tính toán (kN/m2) ở các vị trí khác nhau trong công trình và hệ vách kính được cho ở Hình 1 và Bảng 1. 1,5 m 1,5 m vị trí 1 vị trí 2 vị trí 3 Hình 1. Áp lực gió tác dụng lên hệ vách kính [2]

288

Bảng 1. Phân bố áp lực gió

Chiều cao so cốt nền (m)

Vị trí tấm kính Cách góc công trình 1,5 – 3 m 2

Góc công trình (phạm vi 1,5m) 3

Giữa công trình

0<h<5

0,54

0,81

1,08

5 < h < 20

0,80

1,20

1,60

20 < h < 40

0,97

1,46

1,94

40 < h < 80

1,18

1,77

2,36

Ký hiệu trong Bảng 1: 1, 2, 3 là các vị trí tương đối của vị trí tấm kính so với mặt ngoài công trình; A, B, C, D là các khoảng cao độ tương đối của tấm kính so với cốt nền công trình. Từng vách kính (bao gồm kết cấu lõi thép, khung nhôm, tấm kính) được tính toán, kiểm tra độc lập. •

Hoạt tải bảo trì, sửa chữa Tại các vị trí kính lợp mái cửa trời được thiết kế hệ sàn treo bảo trì, đồng thời sử dụng làm sàn thao tác để sửa chữa, thay thế kính phía trên (Hình 2a, b). Các tải trọng này được tính toán dựa trên tải trọng quy định tại tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 và biện pháp dự kiến thay thế kính phía trên.

Hình 2a. Sơ đồ minh họa hệ bảo trì (phía dưới) và sửa chữa/thay thế kính (phía trên) •

Hình 2b. Vị trí đứng thay kính

Chênh lệch nhiệt độ Tùy thuộc vào thời tiết bên ngoài (theo mùa) và điều kiện nhiệt độ duy trì bên trong để đảm bảo hoạt động bình thường của con người, chênh lệch nhiệt độ giữa bên ngoài và bên trong nhà tạo ra ứng suất trong kính. Thiết kế được tính toán trên cơ sở giả thiết chênh lệch nhiệt độ giữa ngoài nhà và trong nhà như sau: Mùa hè Δt = + 20 K Mùa đông Δt = - 25 K (chênh lệch theo đơn vị K tương đương 0C) 289

•

Chịu lửa Việc sử dụng kính chịu lửa cho công trình dựa trên yêu cầu đảm bảo an toàn về phòng cháy chữa cháy, tùy theo vị trí sử dụng công trình có hai loại kính với yêu cầu chịu lửa RE30 và EI30 (theo QCVN 06 : 2010/BXD) (Hình 3).

Hình 3. Vị trí sử dụng kính chịu lửa RE30 – cửa trời 3. KẾT QUẢ TÍNH TOÁN, CẤU TẠO HỆ VÁCH KÍNH Vì lý do an toàn nên tất cả các tấm kính tôi nhiệt (tempered glass) cần được kiểm tra qua thí nghiệm ủ nhiệt (heat-soak test). Kính thường bị phá hoại dưới ứng suất kéo, vì vậy các tấm kính được thiết kế theo ứng suất kéo. Do tính chất đặc thù của công trình, các tính toán hệ vách kính được thực hiện theo tiêu chuẩn DIN (CHLB Đức) và EN (Châu Âu). Vật liệu kính được thiết kế có các đặc trưng vật lý theo ASTM E 1300-09a như sau: Bảng 2. Ứng suất cạnh cho phép

Kính ủ Kính bán tôi Kính tôi

Cạnh được cắt, MPa (psi) 16,6 (2400) -

Cạnh được vát mép, MPa (psi) 18,3 (2650) 36,5 (5300) 73,0 (10600)

Cạnh mài, MPa (psi) 20,0 (2900) 36,5 (5300) 73,0 (10600)

Các thành phần cấu tạo nên hệ vách kính được tính toán độc lập. Khung kính được tính toán chịu lực, cấu tạo bằng các khung nhôm đúc định hình (profile), một số khung nhôm được gia cường bằng các lõi kim loại và được tính toán tương tự kết cấu kim loại tổ hợp. Tấm kính được tính toán chịu lực, cấu tạo thành kính hộp gồm 2 mặt; mỗi mặt được tổ hợp từ các lớp kính đơn (tôi cường lực/bán tôi) độc lập/dán với nhau bằng màng PVB; ở giữa 2 mặt có lớp khí argon/krypton ... •

Một ví dụ tính toán hệ khung cho tấm kính khổ lớn

290

Khung nhôm Lõi thép

Hình 4. Khung cho vách kính, bao gồm lõi thép và khung nhôm Số liệu đầu vào và một tải trọng ví dụ: Vật liệu: thép S355 có fyk = 355 N/mm2 Tải trọng gió: w = 0,80 kN/m2 (vị trí B1) Kết quả tính toán Maximum Stresses Aluminiumprofile Axial Stresses point 1

Nd/((Aa+(Es/Ea)*As)) =

point 2

Nd/((Aa+(Es/Ea)*As)) =

point 3

Nd/((Aa+(Es/Ea)*As)) =

point 4

Nd/((Aa+(Es/Ea)*As)) =

2 #DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

(Myd/(Iya+(Es/Ea)*Iys))*za,1 =

#DIV/0!

[N/mm2]

#DIV/0!

[N/mm2]

2 #DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

(Myd/(Iya+(Es/Ea)*Iys))*za,2 = (Myd/(Iya+(Es/Ea)*Iys))*za,3 =

#DIV/0!

[N/mm2]

(Myd/(Iya+(Es/Ea)*Iys))*za,4 =

#DIV/0!

[N/mm2]

point 1

σx,d,1 = Nd/A + Myd/W y =

point 2

σx,d,2 = Nd/A + Myd/W y =

#DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

σx,d,2 = Nd/A + Myd/W y = σx,d,4 = Nd/A + Myd/W y =

#DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

Shear Stresses point 1

τd,1 = Vd,1/(Aa+(Es/Ea)*As) =

point 2

τd,2 = Vd,2/(Aa+(Es/Ea)*As) =

2 #DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

τd,3 = Vd,3/(Aa+(Es/Ea)*As) = τd,4 = Vd,4/(Aa+(Es/Ea)*As) =

#DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

Combinated Stresses σV,d,1 = (σx,d,1² + 3τd,1²)^0,5 = point 1 σV,d,2 = (σx,d,2² + 3τd,2²)^0,5 = point 2

2 #DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

σV,d,3 = (σx,d,3² + 3τd,3²)^0,5 = σV,d,4 = (σx,d,4² + 3τd,4²)^0,5 =

#DIV/0! [N/mm ] 2 #DIV/0! [N/mm ]

Axial Stresses point 1

Nd/((As+(Ea/Es)*Aa)) =

point 2

Nd/((As+(Ea/Es)*Aa)) =

point 3

Nd/((As+(Ea/Es)*Aa)) =

point 4

Nd/((As+(Ea/Es)*Aa)) =

point 3 point 4

σmax = f0d = f0k/γM1 =

136,4 [N/mm ] 2 136,4 [N/mm ]

σmax = f0d = f0k/γM1 = σmax = f0d = f0k/γM1 =

136,4 [N/mm ] 2 136,4 [N/mm ]

τRd = f0k/(3^(1/2)*γM1) =

78,7 [N/mm ] 2 78,7 [N/mm ]

τRd = f0k/(3^(1/2)*γM1) = τRd = f0k/(3^(1/2)*γM1) =

78,7 [N/mm ] 2 78,7 [N/mm ]

σmax = f0d = f0k/γM1 =

136,4 [N/mm ] 2 136,4 [N/mm ]

σmax = f0d = f0k/γM1 = σmax = f0d = f0k/γM1 =

136,4 [N/mm ] 2 136,4 [N/mm ]

3,0 [N/mm ] 2 3,0 [N/mm ]

(Myd,1/(Iys+(Ea/Es)*Iya))*zs,1 =

162,4 [N/mm ] 2 162,4 [N/mm ]

(Myd,3/(Iys+(Ea/Es)*Iya))*zs,3 =

# #

#DIV/0! #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!

Maximum Stresses Steel Inlays

point 1

σx,d,1 = Nd/A + Myd/W y = σx,d,2 = Nd/A + Myd/W y =

165,4 [N/mm ] 2 165,4 [N/mm ]

point 3

σx,d,2 = Nd/A + Myd/W y = σx,d,4 = Nd/A + Myd/W y =

297,4 [N/mm ] 2 297,4 [N/mm ]

Shear Stresses point 1

τd,1 = Vd,1/(As+(Ea/Es)*Aa) =

point 2

τd,2 = Vd,2/(As+(Ea/Es)*Aa) =

6,7 [N/mm ] 2 6,7 [N/mm ]

point 3

τd,3 = Vd,3/(As+(Ea/Es)*Aa) = τd,4 = Vd,4/(As+(Ea/Es)*Aa) =

2 6,7 [N/mm ] 2 6,7 [N/mm ]

Combinated Stresses σV,d,1 = (σx,d,1² + 3τd,1²)^0,5 = point 1 σV,d,2 = (σx,d,2² + 3τd,2²)^0,5 = point 2

165,8 [N/mm ] 2 165,8 [N/mm ]

point 4

σV,d,3 = (σx,d,3² + 3τd,3²)^0,5 = σV,d,4 = (σx,d,4² + 3τd,4²)^0,5 =

point 3 point 4

(Myd,2/(Iys+(Ea/Es)*Iya))*zs,2 =

3,0 [N/mm ] 2 3,0 [N/mm ]

point 2 point 4

Deflection of Glass Edges

2 297,7 [N/mm ] 2 297,7 [N/mm ]

Single-Span-Beam II qk =

2,40 [N/mm]

L(glass Panel) = fp = w(L/2) =

4660 [mm] 91,3 [mm]

fs =

15,0 [mm]

(Myd,4/(Iys+(Ea/Es)*Iya))*zs,4 =

294,4 [N/mm ] 2 294,4 [N/mm ] 2

σmax = fyd = fyk/γM1 =

322,7 [N/mm ] 2 322,7 [N/mm ]

< <

σmax = fyd = fyk/γM1 = σmax = fyd = fyk/γM1 =

322,7 [N/mm ] 2 322,7 [N/mm ]

τRd = fyk/(3^(1/2)*γM1) =

186,3 [N/mm ] 2 186,3 [N/mm ]

< <

τRd = fyk/(3^(1/2)*γM1) = τRd = fyk/(3^(1/2)*γM1) =

2 186,3 [N/mm ] 2 186,3 [N/mm ]

σmax = fyd = fyk/γM1 =

322,7 [N/mm ] 2 322,7 [N/mm ]

< <

σmax = fyd = fyk/γM1 = σmax = fyd = fyk/γM1 =

< w(max) = min(L(Glass Panel)/200;15mm) =

291

2 322,7 [N/mm ] 2 322,7 [N/mm ]

15,0 mm

OK OK OK OK

4. TÍNH TOÁN CÁC CHỈ TIÊU QUANG HỌC Hai trong số những lý do cơ bản để lựa chọn hệ vách kính là hiệu quả thẩm mỹ và sử dụng ánh sáng tự nhiên; đi cùng với nó là các vấn đề tiết kiệm năng lượng, kiến trúc xanh... Một số chỉ tiêu quang học chính đã dùng để thiết kế công trình: Bảng 3. Một số chỉ tiêu quang học chính đã dùng để thiết kế công trình Chỉ tiêu

Đơn vị tính 2

Giá trị

Hệ số truyền nhiệt (U-Value)

W/m K

< 1,5

Hệ số nhiệt mặt trời (SHGC)

< 33

Hệ số truyền sáng (VT)

> 45

Hệ số phản xạ (Reflection)

10 - 15

Việc sử dụng đúng các chỉ tiêu này kết hợp với màu kính sẽ đem lại hiệu quả mong muốn đặc biệt là tiết kiệm năng lượng và tính tiện nghi cho tòa nhà. Ngược lại, có thể dẫn đến các hậu quả như: tiêu tốn năng lượng sử dụng trong nhà, gây ô nhiễm ánh sáng cho môi trường xung quanh … 5. KẾT LUẬN Nắm rõ được các ưu, nhược điểm của vách kính và sử dụng đúng cách là yêu cầu hết sức quan trọng khi thiết kế vách kính cho công trình, đặc biệt với những công trình sử dụng vách kính lớn. Trong điều kiện Việt Nam, vách kính cần được tính toán như một hệ kết cấu đầy đủ dưới các tác động bên ngoài. Cần cập nhật các thông tin, tính năng của vật liệu tham gia trong hệ vách kính để cung cấp cho việc tính toán, đảm bảo sử dụng vật liệu chính xác, hiệu quả. Hoàn thiện các phương pháp tính toán hệ vách kính, trong đó tiếp cận được hầu hết các trường hợp làm việc của vách kính dưới tác động bên ngoài. Đồng thời có thể tính toán được vách kính như một hệ kết cấu tổ hợp gồm nhiều thành phần vật liệu cấu tạo nên. Việc tính toán cần được kiểm chứng, chính xác hóa thông qua quá trình đo đạc thực tế sự làm việc của vách kính. Bổ sung, hoàn thiện hệ thống tiêu chuẩn thiết kế có liên quan về vách kính trong điều kiện tự nhiên của Việt Nam. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3. 4. 5. 6.

Tuyển tập tiêu chuẩn xây dựng Việt Nam Dr. Thomas Winterstetter (WSS), 2013, Calculation of façade mullions and transoms_revision 6 Dr. Thomas Winterstetter (WSS), 2012, Calculation of façade glass panes_revision 1 Website: www.infograph.eu Website: www.sj-software.de Website: www.wernersobek.com

292

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU KHẢ NĂNG CHỊU ĐỘNG ĐẤT CỦA HỆ VÁCH KÍNH BẰNG PHƯƠNG PHÁP THÍ NGHIỆM TRÊN BÀN RUNG Đỗ Tiến Thịnh*, Nguyễn Trung Kiên, Nguyễn Thanh Tùng, Phạm Quang Vinh TÓM TẮT: Hiện nay, hệ vách dựng kính ngày càng được sử dụng rộng rãi trong các tòa nhà cao tầng ở Việt nam. Tuy nhiên, khả năng chịu động đất của loại kết cấu này vẫn chưa được nghiên cứu đầy đủ. Nhóm nghiên cứu của Phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Động đất đã tiến hành nghiên cứu thực nghiệm về khả năng chịu động đất của hệ vách dựng kính trên hệ bàn rung mô phỏng động đất của Viện Khoa học Công nghệ xây dựng.Nghiên cứu này là cơ sở bước đầu để xây dựng một quy trình thí nghiệm hoàn chỉnh cho loại kết cấu này. TỪ KHÓA: thí nghiệm động đất, hệ vách kính, bàn rung mô phỏng động đất.

1 TỔNG QUAN 1.1 Đặt vấn đề Hiện nay, việc thiết kế, thi công các kết cấu bao che, hoàn thiện mặt đứng bằng mặt dựng kính đối với các công trình nhà cao tầng và các công trình quy mô lớn vẫn chưa quan tâm đến khả năng chịu tải trọng động đất của loại bộ phận kết cấu này. Kinh nghiệm trên thế giới cho thấy trong các trận động đất đã xảy ra, nhiều trường hợp đã làm sập đổ các vách kính, gây thương vong cho con người. Vì vậy, việc khảo sát sự làm việc của loại kết cấu bao che dưới tác dụng của động đất là một vấn đề cấp thiết. 1.2 Tình hình nghiên cứu, thử nghiệm khả năng chịu động đất của hệ vách kính ở nước ngoài

Hình 1. Mẫu thí nghiệm trên bàn rung của Nhật Bản Theo [4], trong năm 2008, trên hệ thống bàn rung lớn nhất thế giới E-Defence đã tiến hành thí nghiệm khả năng chịu động đất cho hệ vách kính gắn trên mô hình tỉ lệ 1:1 của một công trình nhà 2 tầng. Thí nghiệm đã được tiến hành với giản đồ gia tốc của trận động đất Kobe năm 1995 *

Đỗ Tiến Thịnh, Viện KHCN Xây dựng, thinhibst@gmail.com, +84 989.220.150

293

và một giản đồ gia tốc nhân tạo. Kết quả thí nghiệm cho thấy có một số hư hỏng đã xảy ra ở hệ vách kính như: biến dạng của bu lông liên kết, khung nhôm đỡ kính, nứt vỡ tại vị trí góc tấm kính. Hiện nay trên thế giới cũng chỉ có một số quốc gia có hệ thống tiêu chuẩn thí nghiệm kiểm định khả năng chịu động đất cho các bộ phận phi kết cấu trong đó có mặt dựng kính, cụ thể như sau: − Tiêu chuẩn Mỹ: + AC156 “Tiêu chuẩn nghiệm thu để chứng nhận khả năng chịu động đất bằng thí nghiệm bàn rung đối với các bộ phận phi kết cấu”, (Acceptance Criteria for Seismic Certification By Shake-Table Testing of Nonstructural Components, 2010); + FEMA 461 “Quy trình thí nghiệm xác định khả năng chịu động đất của các bộ phận kết cấu và phi kết cấu”, (Interim Testing Protocols for Determining the Seismic Performance Characteristics of Structural and Nonstructural Components, 2007); + AAMA 501.6-01 “Phương pháp thí nghiệm xác định độ lệch tầng do động đất làm rơi kính khỏi hệ thống mặt dựng”, (Recommend Dynamic Test Method for Determining The Seismic Drift Causing Glass Fallout from a Wall System). − Tiêu chuẩn Trung Quốc: + GB/T 18575–2001 “Phương pháp thí nghiệm bàn rung xác định khả năng chịu động đất cho hệ kết cấu bao che”, (Shaking table test method of earthquake resistant performance for building curtain wall). Hai tiêu chuẩn AC156 và FEMA 461 đều đưa ra quy trình thí nghiệm trên bàn rung cho các bộ phận phi kết cấu. Tiêu chuẩn AC 156 đã được sử dụng trong đề cương nghiên cứu của đề tài. Tuy nhiên, hai tiêu chuẩn này chỉ đưa ra những yêu cầu thí nghiệm chung đối với mọi bộ phận phi kết cấu mà không có các quy định riêng cho hệ bao che. Tiêu chuẩn GB/T 18575–2001 là tiêu chuẩn áp dụng phương pháp thí nghiệm khả năng chịu động đất của hệ bao che bằng phương pháp thí nghiệm trên bàn rung. Tiêu chuẩn này đưa ra những tiêu chí cụ thể như: quy định về lựa chọn mẫu thí nghiệm, quy trình thí nghiệm, báo cáo thí nghiệm ... Trong số các tiêu chuẩn trên thì hai tiêu chuẩn AC 156 và GB/T 18575–2001 đưa ra được các quy trình, tiêu chí đánh giá cho hệ bao che, phương pháp thí nghiệm là phương pháp thí nghiệm trên bàn rung. Vì vậy, quy trình thí nghiệm sử dụng trong báo cáo chủ yếu dựa trên hai tiêu chuẩn này. 2 MỤC TIÊU THÍ NGHIỆM 1) Đánh giá khả năng chịu động đất của hệ vách kính bao che bằng phương pháp thí nghiệm trên bàn rung mô phỏng động đất; 2) Nắm vững nguyên tắc và vận hành thành thạo hệ thống bàn rung, tích lũy kinh nghiệm để có thể triển khai các nghiên cứu tiếp theo; 3) Thu thập thông tin, cơ sở dữ liệu nhằm phục vụ cho các nghiên cứu tiếp theo trong lĩnh vực này;

294

4) Đề xuất quy trình thí nghiệm kiểm định khả năng chịu động đất của hệ mặt dựng kính trên bàn rung mô phỏng động đất. Để có thể đạt được các mục tiêu nói trên, nhóm đề tài đã thực hiện một thí nghiệm khảo sát khả năng chịu động đất của hệ vách dựng kính trên bàn rung mô phỏng động đất. Việc tiến hành thí nghiệm này nhằm đánh giá nguy cơ hư hỏng của hệ vách kính bao che dưới tác động động đất và góp phần đào tạo các cán bộ của Phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Động đất để có thể làm chủ hệ thống thiết bị thí nghiệm. 3 MẪU THÍ NGHIỆM 3.1 Tiêu chí lựa chọn mẫu thí nghiệm Các tiêu chí lựa chọn mẫu thí nghiệm: - Đại diện cho công trình thực - Phù hợp với điều kiện thực tế của Phòng thí nghiệm 3.2 Mẫu thí nghiệm Theo đề cương nghiên cứu, công trình thực dự kiến được xây dựng tại Hà Nội. Song do khó khăn trong việc đặt gia công mẫu thí nghiệm nên nhóm đề tài đã sử dụng mẫu thí nghiệm của công trình thực là Nhà điều hành Tổng Công ty Cảng Hàng không Miền nam tại số 58 Trường Sơn, Quận Tân Bình, Thành phố Hồ Chí Minh. Nhà sản xuất là Công ty TNHH Sản xuất – Thương mại Quân Đạt.

Hình 2. Công trình Nhà điều hành Tổng Công ty Cảng Hàng không Miền nam 3.3 Cấu tạo mẫu thí nghiệm 3.3.1 Hệ vách kính Kích thước của vách kính thí nghiệm: 2,2m x 4,0m, được chia làm 4 ô theo phương ngang. Kính sử dụng gồm hai loại: ô trên cùng và dưới cùng là kính đơn có độ dày 6mm, bên trong là một lớp cách nhiệt bằng sợi thủy tinh; hai ô giữa là kính cường lực hai lớp có tổng độ dày 12,6 mm. Kích

295

thước một ô kính: 1000 x 2200 mm. Khung đỡ là loại khung nhôm định hình, kích thước sườn đứng : 186 x 50 mm, sườn ngang 105 x 50 mm. Các thông số về chỉ tiêu cơ lí của vật liệu kính và khung nhôm được cho trong Bảng 1: Bảng 1- Chỉ tiêu cơ lí của vật liệu kính và khung nhôm

Kính Nhôm

Mô đun đàn hồi

Trọng lượng riêng

daN/cm2 72.000 700.000

T/m3 2,56

Hệ số possion

Cường độ chịu kéo daN/cm2

0,2 0,33

1.500

Chi tiết của mẫu thí nghiệm được cho trong Hình 3. 3.3.3 Liên kết giữa tấm kính và khung nhôm Tấm kính được liên kết vào khung đỡ bằng keo dán kính chuyên dụng. 3.3.4 Liên kết giữa vách kính và hệ khung đỡ thép Trong mẫu thí nghiệm này sử dụng kiểu liên kết treo, trong đó vách kính được treo vào khung đỡ thông qua hai bản lề. Bên dưới có một dầm đỡ. Đây cũng chính là kiểu liên kết trong công trình thực. Với kiểu liên kết này thì toàn bộ hoặc một phần tải trọng đứng và ngang sẽ được truyền từ vách kính vào khung đỡ bằng các bản lề, tùy thuộc vào việc vi chỉnh các ốc vít. Cấu tạo của liên kết được cho trong Hình 4.

Hình 3. Liên kết giữa mẫu thí nghiệm và khung thép 3.3.5 Hệ khung đỡ mẫu thí nghiệm Mẫu thí nghiệm được gắn lên một hệ khung thép. Hệ khung này mô phỏng phần kết cấu chịu lực chính của công trình. Hệ khung thép được gắn cố định lên bề mặt bàn rung. Khung thép này phải đảm bảo đủ độ cứng và cường độ để không bị phá hoại hoặc xảy ra biến dạng dẻo trong quá trình thí nghiệm. Để giảm thiểu chi phí, hệ khung thép gắn thiết bị đo sẵn có của Phòng NCTN Động đất đã được sử dụng làm khung đỡ mẫu thí nghiệm. Hệ khung này có các cột cấu tạo từ thép góc 296

L150x150x12, dầm ngang là U120x46x7.,6x4,5, giằng chéo L50x50x4. Chiều cao của khung thép là 4,8 m, kích thước mặt bằng là 2m x 2m. Khung thép được gia công thêm các bản mã ở chân để liên kết vào bàn rung thông qua các bu lông. Ngoài ra, một số chi tiết liên kết bằng thép cũng được gia công để liên kết với mẫu thí nghiệm kính. A

a) Mặt đứng

b) Mặt cắt A-A

Hình 4. Chi tiết cấu tạo của vách kính thí nghiệm 4 QUY TRÌNH THÍ NGHIỆM 4.1 Bố trí thí nghiệm Mẫu thí nghiệm và hệ khung thép được liên kết chặt vào bàn rung mô phỏng động đất. Hệ khung cố định được bố trí bên cạnh bàn rung để gắn thiết bị đo chuyển vị. − Đầu đo gia tốc: Ba đầu đo gia tốc được gắn lên mẫu thí nghiệm tại ba vị trí: dưới chân, trọng tâm và trên đỉnh. Ngoài ra, đầu đo gia tốc thứ tư được bố trí trên mặt của bàn rung để thu nhận gia tốc do bàn rung tạo ra. − Đầu đo chuyển vị: Ba đầu đo chuyển vị loại SL 500 với dải đo 0-500 mm được bố trí tại ba cao trình đỉnh, giữa và đáy của mẫu thí nghiệm, trùng với cao trình của các đầu đo gia tốc. Sơ đồ bố trí thí nghiệm được cho trong Hình 5 và Hình 6. 297

4.2 Quy trình thí nghiệm 4.2.1 Thí nghiệm nhận diện hệ thống Xác định các đặc trưng động lực học của mẫu thí nghiệm: chu kỳ dao động riêng. 4.2.2 Thí nghiệm đánh giá khả năng chịu động đất 4.2.2.1 Sóng đầu vào: Sóng gia tốc đầu vào của bàn rung được lựa chọn là giản đồ gia tốc của trận động đất El Centro 1940. Đỉnh gia tốc của giản đồ gia tốc này là 0,37g. Trong thí nghiệm, đỉnh gia tốc được điều chỉnh theo các cấp tải khác nhau : 0,04g, 0,06g, 0,08g, 0,1g, 0,15g.

Hình 5. Mặt bằng bố trí thí nghiệm

Hình 6. Mặt đứng bố trí thí nghiệm

298

4.2.2.2 Gia tốc đầu vào Công trình thực được xây dựng tại thành phố Hồ Chí Minh. Cấp động đất thiết kế là cấp 7. Công trình được thiết kế với động đất có chu kỳ lặp là 475 năm, gia tốc nền thiết kế là 0,1g (động đất cấp 7). 4.2.2.3 Phương gia tải Thí nghiệm dự kiến được tiến hành theo từng phương X và Y (song song và vuông góc với mặt phẳng kính). Tuy nhiên, do hạn chế về mặt thiết bị đo nên thí nghiệm chỉ được tiến hành theo phương song song với mặt phẳng của vách kính (phương X).

Hình 7. Mặt đứng bố trí thí nghiệm (ảnh chụp) 4.3 Thiết bị thí nghiệm 4.3.1 Bàn rung mô phỏng động đất Bàn rung của Phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Động đất là loại bàn rung 2 phương ngang X,Y với 3 bậc tự do theo phương X,Y và XY của hãng MTS (Mỹ). Các thông số kỹ thuật chính của bàn rung: − Kích thước bàn rung : 3,0m × 3,0m; − Biên độ tối đa: ± 250mm; − Dải tần số: 0÷50Hz; − Vận tốc tối đa: ±1,2m/s; − Gia tốc tối đa khi có tải theo 2 phương X,Y: 1,1g; − Gia tốc tối đa khi không tải theo 2 phương X,Y: 2,6g; − Khối lượng mẫu thí nghiệm tối đa: 10 tấn; − Momen lật tối đa: 30Tm; − Độ lệch tâm khối lượng theo phương ngang: 1m − 2 kích thủy lực theo 2 phương X,Y với năng lực mỗi kích : ±250kN 4.3.3 Hệ thống đo đạc và thu nhận dữ liệu 4.3.3.1 Đầu đo gia tốc Trong thí nghiệm này sử dụng các đầu đo gia tốc 2 phương của hãng Summit với dải đo -13g ÷ 14g (g là gia tốc trọng trường) và được điều chỉnh cho phù hợp với từng dải đo yêu cầu. 299

4.3.3.2 Đầu đo chuyển vị Sử dụng 03 đầu đo chuyển vị dạng thanh LVDT loại SL-500 của hãng Waycon (Đức) để đo chuyển vị ngang của vách kính; 4.3.3.3 Hệ thu nhận dữ liệu Hệ thống Wavebook thu nhận các tín hiệu điện (analog) từ các đầu đo gia tốc, đầu đo chuyển vị chuyển thành tín hiệu số digital và hiển thị trên phần mềm DASYLab. Hệ thống Wavebook bao gồm các mô đun sau: − WB 516E: Là mô đun chính để xử lí tín hiệu và truyền sang máy tính − WBK 10A: Mô đun chuyên dụng để kết nối với đầu đo gia tốc − WBK 15: Mô đun chuyên dụng để kết nối với đầu đo chuyển vị dạng thanh LVDT. 4.3.3.4 Phần mềm thu nhận và xử lí số liệu DASYLab Đây là phần mềm chuyên dụng để thu nhận, xử lí tín hiệu trong các thí nghiệm động. Phần mềm DASYLab sử dụng các modun hiển thị các thông số thu được từ Wavebook, hiển thị các số liệu lên màn hình dưới nhiều dạng khác nhau như: số liệu, bảng biểu, biểu đồ. Ngoài ra còn có các mô đun phân tích tần số, ghi số liệu vào ổ cứng máy tính. 4.3.3.5 Máy ảnh và máy quay video: Chụp ảnh và ghi lại diễn biến của thí nghiệm. 4.3.4 Phần mềm điều khiển bàn rung 469D Đi cùng hệ thống bàn rung là phần mềm điều khiển bàn rung 469D. Phần mềm này cung cấp giao diện đồ họa cho người điều khiển. Phần mềm điều khiển bàn rung theo 3 thông số: gia tốc, vận tốc và chuyển vị. Tại một thời điểm thì chỉ có thể sử dụng một thông số để điều khiển. 5. TỔNG HỢP, GHI NHẬN KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM 5.1 Kết quả quan sát Sau khi kết thúc các cấp gia tải với đỉnh gia tốc bằng 0,04g, 0,06g, 0,08g, 0,1g, 0,15g, quan sát mẫu thí nghiệm cho thấy: - Mảng kính: không bị biến dạng, nứt, vỡ, rơi khỏi khung nhôm - Bu lông liên kết: không bị lỏng đai ốc và phá hoại bản thân bu lông. Tuy nhiên, sau cấp tải 0,15g thì bu lông chốt tại một bên bản lề liên kết bị lỏng. - Hệ khung nhôm: không bị cong, vênh, biến hình. - Các khe chèn bằng silicon: đảm bảo độ kín khít, nguyên vẹn. 5.2 Số liệu thí nghiệm a) Các đặc trưng động lực học của mẫu thí nghiệm (chu kỳ dao động riêng, hệ số cản) Chu kỳ dao động riêng của mẫu thí nghiệm là 12,7 Hz, theo phương X. Biểu đồ mật độ phổ của mẫu thí nghiệm được cho trong Hình 8.

Hình 8. Mật độ phổ tần số của mẫu thí nghiệm 300

b) Gia tốc lớn nhất tại các điểm đo ứng với các cấp dao động đầu vào

Hình 9. Gia tốc đầu vào của bàn rung, cấp tải 0,15g

Hình 10. Chuyển vị ngang tại đỉnh mẫu thí nghiệm, cấp tải 0,15g Bảng 2. Đỉnh gia tốc tại các điểm đo trên mẫu thí nghiệm Cấp gia tải

Đỉnh gia tốc (g)

1 2 3 4 5

Đỉnh gia tốc tại các điểm đo (g) GT-1 0.073 0.103 0.111 0.126 0.193

0.04 0.06 0.08 0,10 0.15

GT-2 0.086 0.112 0.117 0.149 0.236

GT-3 0.122 0.174 0.192 0.228 0.375

Kết quả đo đạc đỉnh gia tốc tại các điểm đo trên mẫu thí nghiệm được cho trong Bảng 2. Có thể thấy gia tốc lớn nhất tại cấp tải 0,15g đo được tại điểm GT-3 (đỉnh mẫu thí nghiệm) là 0,375g, gấp khoảng 2,5 lần gia tốc đầu vào. Gia tốc trên mẫu thí nghiệm tăng dần theo chiều cao do hiệu ứng khuyếch đại. c) Chuyển vị lớn nhất tại các điểm đo Bảng 3. Chuyển vị ngang lớn nhất tại các điểm đo trên mẫu thí nghiệm Cấp gia tải

Đỉnh gia tốc (g)

1 2 3 4 5

0.04 0.06 0.08 0,10 0.15

Chuyển vị ngang lớn nhất tại các điểm đo (mm) LVDT-1 6.97 8.17 9.56 11.00 12.37

LVDT-2 6.51 7.69 9.13 10.74 11.96

LVDT-3 6.79 7.96 9.61 11.13 12.41

Từ Bảng 3 có thể thấy giá trị chuyển vị ngang không khác nhau nhiều theo chiều cao của mẫu thí nghiệm. Điều này là do hệ khung nhôm của mẫu thí nghiệm rất cứng và không bị biến dạng trong quá trình thí nghiệm. 301

5.3 Tiêu chí đánh giá [5] Với cấp động đất thiết kế thì mẫu thí nghiệm có thể hư hỏng cục bộ nhưng không cho phép phá hoại hoàn toàn và không được gây ra mối nguy hiểm cho an toàn sinh mạng của con người như: - Mẫu thí nghiệm phải giữ được tính nguyên vẹn tổng thể - Kính không bị vỡ và rơi khỏi khung đỡ - Khung đỡ không bị biến dạng - Các bu lông liên kết không bị phá hoại. Khả năng chịu động đất của mẫu thí nghiệm được đánh giá với dao động đầu vào có độ lớn đại diện cho dao động tại cao trình của công trình mà tại đó mẫu thí nghiệm được lựa chọn. Ở bước thí nghiệm này thì mẫu thí nghiệm có thể xuất hiện một số hư hỏng nhưng không được đe dọa đến an toàn sinh mạng của con người và không được hư hỏng hoàn toàn. 6. KẾT LUẬN Đây là nghiên cứu lần đầu tiên được thực hiện trên hệ thống bàn rung mô phỏng động đất của Phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Động đất, Viện CNKC CTXD, Viện KHCN Xây dựng, sau đây là một số kết luận được rút ra từ nghiên cứu: 1) Thông qua thí nghiệm trên bàn rung mô phỏng động đất, một mẫu thí nghiệm mặt dựng kính đã được kiểm tra với giản đồ gia tốc đầu vào của trận độc đất El Centro 1940 với đỉnh gia tốc bằng 0,15g. Không quan sát thấy có hư hỏng nào xảy ra cho mẫu trong quá trình thí nghiệm. 2) Đã thu thập được các số liệu về gia tốc, chuyển vị, hình ảnh, video của mẫu thí nghiệm. Trên cơ sở tham khảo một số tiêu chuẩn nước ngoài, đã đề xuất quy trình kiểm định khả năng chịu động đất của hệ mặt dựng kính trên bàn rung mô phỏng động đất. 3) Nghiên cứu lập ra quy trình kiểm định khả năng chịu động đất của hệ mặt dựng kính bằng phương pháp thí nghiệm trên bàn rung. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. 2. 3.

6. 7.

GB/T 18575–2001 “Phương pháp thí nghiệm bàn rung xác định khả năng chịu động đất cho kết cấu bao che”, (Shaking table test method of earthquake resistant performance for building curtain wall); TCVN 9386-1 : 2012 Thiết kế công trình chịu động đất - Phần 1: Quy định chung, tác động động đất và quy định với kết cấu nhà; FEMA 461 “Quy trình thí nghiệm xác định khả năng chịu động đất của các bộ phận kết cấu và phi kết cấu”, (Interim Testing Protocols for Determining the Seismic Performance Characteristics of Structural and Nonstructural Components, 2007); K. Yamada et. al., “Behavior of Exterior Curtain Wall of High-Rise Buildings Against Large Story Drift by Long-Period Earthquake Ground Motions”, the 14th World Conference on Earthquake Engineering October 12-17, 2008, Beijing, China; AC156 “Tiêu chuẩn nghiệm thu cho việc chứng nhận khả năng chịu động đất bằng thí nghiệm bàn rung đối với các bộ phận phi kết cấu”, (Acceptance Criteria for Seismic Certification By ShakeTable Testing of Nonstructural Components, 2010); ASCE 7-10, “Tải trọng thiết kế tối thiểu đối với nhà và các kết cấu khác”, (Minimum design loads for buildings and other structures), 2010; Sivanerupan S., Wilson JL., Gad EF., Lam NTK., “Drift Performance of Façade Systems”, AEES 2008 Annual Conference, 2010.

302

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

MỘT SỐ KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM VỀ TẤM CHẮN GIÓ NẰM NGANG TRÊN MÁI DỐC CỦA NHÀ THẤP TẦNG TRONG ỐNG THỔI KHÍ ĐỘNG Nguyễn Võ Thông*, Nguyễn Hoài Nam TÓM TẮT: Đối với các công trình thấp tầng, thiệt hại do gió bão gây ra thường tập trung vào hệ kết cấu bao che của công trình, đặc biệt là các mái mềm có độ dốc. Nhằm giảm thiểu các thiệt hại cho1 dạng mái này, đã có nhiều biện pháp được áp dụng trong thực tiễn nhưng chủ yếu là theo hướng thụ động bằng cách gia cường cho mái để chịu được các tác động của gió mà ít có biện pháp theo hướng chủ động giảm áp lực gió lên mái. Bài báo này trình bày một số kết quả nghiên cứu thực nghiệm trong ống thổi khí động giải pháp sử dụng tấm chắn gió nằm ngang trên mái để điều chỉnh hướng gió, nhằm chủ động giảm áp lực gió lên các mái dốc của nhà thấp tầng. TỪ KHÓA: Giảm áp lực gió, tấm chắn gió, công trình thấp tầng

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Dưới tác động của gió, trên các mái nhà hình thành các vùng chịu áp lực cục bộ. Nếu áp lực này âm thì có thể gây ra hiện tượng tốc mái. Đã có những nghiên cứu cho thấy khi gió tác động vào các cạnh của diềm mái nó sẽ tạo ra các dòng khí xoáy tại đây gây nên áp lực hút cục bộ ngay tại diềm mái. Áp lực này lớn hơn nhiều so với các vùng khác nên dễ gây ra hiện tượng tốc mái tại các vị trí này. Đây cũng là một trong những nguyên nhân gây nên hư hỏng cho các kết cấu mái. Các biện pháp để giảm thiểu hiện tượng tốc mái hiện nay phần lớn là các biện pháp thụ động. Trong một số trường hợp, các biện pháp này ít có hiệu quả, đôi khi còn sinh ra tải trọng khác, làm ảnh hưởng đến kết cấu toàn công trình (ví dụ: biện pháp chất bao tải cát lên mái có thể làm tăng tải trọng trên mái hay giữ nước tại vị trí có tải cát gây thấm, dột …) do đó vấn đề đặt ra cần phải nghiên cứu để đưa ra được các giải pháp đơn giản và có hiệu quả trong việc chủ động làm giảm áp lực gió lên mái. Bài báo này trình bày một số kết quả nghiên cứu thực nghiệm trong ống thổi khí động giải pháp sử dụng tấm chắn gió nằm ngang trên mái dốc của nhà thấp tầng để điều chỉnh hướng gió, nhằm chủ động giảm áp lực gió lên các mái dốc của nhà thấp tầng. 2 CƠ SỞ HÌNH THÀNH GIẢI PHÁP SỬ DỤNG TẤM CHẮN DẠNG CONSON TRÊN MÁI DỐC CỦA NHÀ THẤP TẦNG ĐỂ CHỦ ĐỘNG GIẢM ÁP LỰC GIÓ LÊN MÁI Trong những năm gần đây, đã có một số công trình nghiên cứu của một số tác giả nước ngoài về tác dụng của tường chắn mái trong việc làm giảm áp lực gió lên các mái bằng bằng bê tông cốt thép cho thấy nếu sử dụng tường chắn mái dạng rỗng kết hợp với tấm chắn nằm ngang bên trên (spoiler), Hình 1, thì hiệu quả trong việc chủ động làm giảm áp lực gió lên các vùng chịu áp lực *

Nguyễn Võ Thông, Viện KHCN Xây dựng, thongnguyenvo@gmail.com, +84 913 540 325

303

cục bộ và áp lực tổng lên toàn bộ mái khoảng 30% - 70% (tùy theo từng loại tấm chắn) so với trường hợp không có các tấm chắn này [1].

Hình 1. Tường chắn mái dạng rỗng có tấm chắn ngang bên trên

Hình 2. Thử nghiệm xe Porsche 911 GT2 trong hầm gió – 2008

Hình 3. Dùng cánh phụ để điều chỉnh áp lực gió khi hạ cánh của máy bay Airbus A320-A321

Không chỉ đối với các công trình xây dựng, mà cả các phương tiện giao thông như ô tô, máy bay, tàu cao tốc… cũng sử dụng các tấm chắn điều chỉnh hướng gió để gia tăng hoặc giảm áp lực lên bề mặt kết cấu nhằm nâng cao chất lượng và hiệu quả khi sử dụng các phương tiện này. Khi ô tô di chuyển trên đường nó sẽ tạo ra luồng không khí hút ở phía đuôi xe và có xu hướng làm nâng phần đuôi của xe. Khi tốc độ di chuyển của xe càng lớn thì lực nâng này càng lớn. Ở tốc độ cao, lực nâng có thể đủ lớn làm cho xe mất ổn định. Lực nâng đặc biệt quan trọng ở đuôi xe do tồn tại một vùng áp suất thấp phía sau kính chắn hậu, nếu lực nâng phía sau không được khử một cách hiệu quả, hai bánh sau sẽ dễ dàng bị trượt. Việc gắn thêm một cánh gió ở cuối xe có thể làm cho lực nâng giảm mạnh, thậm chí còn phát sinh thêm lực ép xuống, trong khi đó lực cản lại tăng không đáng kể, giúp cho xe ổn định ngay cả khi chạy với tốc độ cao (Hình 2). Đối với máy bay để thắng được trọng lực và bay lên phải nhờ lực nâng khí động động học hay còn gọi là lực nâng Zhukovski, là kết quả của sự chênh lệch áp suất không khí tại mặt trên và mặt dưới cánh máy bay khi dòng khí chuyển động chảy bao bọc qua vật thể. Khi không khí chảy qua hình khí động của cánh, tại mặt dưới sẽ có áp suất cao hơn so với mặt trên và hệ quả là sẽ xuất hiện một lực tác động từ dưới lên vuông góc với cánh. Lực nâng có độ lớn bằng diện tích cánh nhân với chênh lệch áp suất hai mặt. Muốn có đủ lực để nâng máy bay thì vận tốc và diện tích cánh phải đủ lớn. Ngược lại muốn giảm lực nâng để hạ cánh thì đòi hỏi vận tốc và diện tích cánh phải giảm. Vì thế ở cánh các máy bay đều có gắn thêm bộ phận cánh phụ có thể mở rộng, thu hẹp diện tích và điều chỉnh được hướng gió chảy qua cánh (Hình 3). Từ các kết quả trong việc sử dụng các tấm chắn để làm thay đổi áp lực gió lên các bề mặt, mái bằng bê tông cốt thép, hoặc cánh máy bay hoặc đuôi xe ô tô theo hướng tạo được áp lực gió lên bề mặt các công trình sao cho có lợi nhất (có thể tăng lên, hay giảm đi), chúng tôi đưa ra giải pháp sử dụng tấm chắn gió nằm ngang trên mái dốc của nhà thấp tầng để chủ động giảm áp lực gió lên mái (Hình 6, 7, 8). Cơ sở để xem xét hiệu quả của giải pháp này sẽ được đánh giá thông qua các kết quả thí nghiệm mô hình trong ống thổi khí động của Viện KHCN Xây dựng. 304

3 ĐỐI TƯỢNG CÔNG TRÌNH ĐƯỢC NGHIÊN CỨU

200

Công trình nghiên cứu là nhà 1 tầng, hai mái dốc, theo thiết kế điển hình của Viện Kiến trúc, Quy hoạch đô thị và nông thôn - Bộ Xây dựng. Nhà có kết cấu khung bê tông cốt thép, tường xây gạch, mái lợp tôn hoặc fibroximang, ngói hay các loại lại vật liệu lợp khác. Độ dốc mái thay đổi từ 150 đến 300. Việc nghiên cứu được thực hiện cho hai mẫu nhà, với kích thước chính cho cả hai nhà là (l x b x h) là 3,6m x 9,8m x 3,6m. Góc nghiêng mái của mẫu nhà M1-15 là 150, mẫu nhà M1-20 là 200. Kích thước cụ thể của nhà xem Hình 4 và 5. Công trình được xây dựng trong vùng áp lực gió IV.B, dạng địa hình A (phân loại theo [3]). b

200

100

3000

3600 9600 2

3600

3200

3000 100

100

3000

3600

3000

100

9600 3

MÆt b»ng c«ng tr×nh M1

MÆt b»ng m¸i M1 20°

4250

3600

4075

15°

3600

Mặt cắt mô hình M1-15

Mặt cắt mô hình M1-20

Hình 4. Mặt bằng-mặt cắt các mô hình M1 (M1-15; M1-20)

1800

900 1500

3600

1200

1000 1200

1200 1000

Mặt đứng trước mô hình M1

Mặt cắt điển hình

Hình 5. Kiến trúc điển hình các mô hình M1 4 CẤU TẠO TẤM CHẮN ĐIỀU CHỈNH HƯỚNG GIÓ VÀ MÔ HÌNH THÍ NGHIỆM 4.1 Các thông số về mô hình và tấm chắn gió Dựa trên một số kết quả nghiên cứu về tấm chắn gió nằm ngang của các tác giả nước ngoài [1] về kích thước, cách bố trí và khả năng giảm áp lực gió lên mái bằng bằng bê tông cốt thép của nhà thấp tầng cho tấm chắn gió dạng này chúng tôi lựa chọn tấm chắn điều chỉnh hướng gió với chiều rộng 500 mm, đặt nghiêng theo độ dốc của mái nhà (song song với mặt phẳng mái) và bố trí xung quanh chu vi mái để nghiên cứu (Hình 6, 7, 8). Việc thí nghiệm được tiến hành với 8 mô hình thí nghiệm, cho hai mẫu nhà. Mỗi mẫu được thí nghiệm với 4 trường hợp: không đặt tấm chắn gió 305

ngang và có đặt tấm chắn gió ngang với khoảng cách đến bề mặt của mái, trên công trình thực, là hth = 250, 500 và 750 mm. Căn cứ vào cơ sở lý thuyết về thí nghiệm mô hình trong ống thổi khí động [2] thì tỷ lệ của mô hình thí nghiệm được được chọn bằng 1/20. Với tỉ lệ như vậy thì kích thước của mô hình thí nghiệm l x b x h là 180 mm x 490 mm x 180 mm; bề rộng tấm chắn gió ngang của mô hình thí nghiệm bằng 25 mm và được đặt cách bề mặt của mái mô hình, ứng với ba trường hợp là hs = 12.5 mm; 25 mm và 37.5mm (Hình 6, 7, 8). Quy cách tổng thể của mô hình thí nghiệm xem Hình 8. Để đo áp lực gió, trên mái bố trí 192 điểm đo, tại các vị trí này gắn 192 ống nhựa mềm có đường kính 2mm và đầu còn lại cắm vào 192 kênh trên thiết bị ghi số liệu (số liệu được ghi lại đồng thời từ 192 đầu đo này). Sơ đồ bố trí các đầu đo áp lực xem Hình 9. Do nhà có tính đối xứng nên tiến hành đo với 7 hướng gió, ứng với các góc tác động của gió lên mô hình là: 0o, 15o, 30o, 45o, 60o, 75o, 90o, (Hình 10). Với mỗi hướng gió, tiến hành đo 10 lần. Quá trình thí nghiệm được thực hiện bằng ống thổi khí động của Viện KHCN Xây dựng (Hình 11, 12). 250

250

hs α

h l

Hình 6. Mặt đứng bên điển hình bố trí tấm chắn gió trên mái (tấm rộng 500mm) 250

250

h b

Hình 7. Mặt đứng trước-sau điển hình bố trí tấm chắn gió trên mái (tấm rộng 500mm)

hs α

Hình 8. Mô hình thí nghiệm nhà hai mái – Mô hình M1

90 0

75 60 45 0

giã

Hình 9. Sơ đồ bố trí các đầu đo áp lực trên mái của mô hình 306

Hình 10. Các hướng gió tác dụng

Hình 11. Mô hình thí nghiệm trong ống thổi khí động

Hình 12. Mô hình thí nghiệm có tấm chắn gió nằm ngang trong ống thổi khí động

4.2 Các thông số về điều kiện gió trong thí nghiệm Từ địa điểm xây dựng và vùng áp lực gió lựa chọn ở trên ta xác định vận tốc gió trung bình của khu vực thí nghiệm là 40.7m/s (vận tốc này được tính theo giá trị bình của vận tốc gió trong 10 phút, chu kỳ lặp 50 năm 1 lần ở độ cao đỉnh mái). Để đảm bảo khả năng làm việc của thiết bị thu tín hiệu và theo lý thuyết về thí nghiệm mô hình trong ống thổi khí động, theo kinh nghiệm thí nghiệm của các công trình đã được thí nghiệm trong ống thổi khí động thì vận tốc gió trong ống thổi khí động được lựa chọn trong khoảng từ 7 đến 15m/s do đó tỉ lệ vận tốc được lựa chọn để thí nghiệm là Vr = 1/5 và vận tốc gió trung bình trong thí nghiệm là 8.15 m/s (ở độ cao đỉnh mái). Theo kinh nghiệm của các nhà nghiên cứu và qua các thí nghiệm mô hình đã thực hiện trong ống thổi khí động thì thời gian cho mỗi lần đo (cho một hướng gió) phải tương đương với 10 phút đến 1 giờ cho công trình thực thì số liệu thu được mới đạt được độ tin cậy cần thiết, do đó thời gian lấy số liệu trong hầm gió ứng với mỗi lần đo được lựa chọn tương ứng với 10 phút ngoài thực tế và tỉ lệ thời gian lấy số liệu là 1/4. Như vậy ta có: + Thời gian lấy số liệu theo thực tế 10phút = 600s + Thời gian thí nghiệm cho 1 hướng trong ống thổi khí động 150s + Số lần thí nghiệm cho 1 hướng trong ống thổi khí động 10 lần + Tổng thời gian lấy số liệu cho 1 hướng trong ống thổi khí động 1500s 5 KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM Kết thúc giai đoạn thí nghiệm này đã thu được 70 bộ dữ liệu (cho 1 mô hình) (7 hướng gió x 10 lần đo cho mỗi hướng) hệ số lực gió của 192 điểm đo áp lực bố trí trên mái cho mô hình. Hiện tại có một vài phương pháp thường được sử dụng để xác định hệ số áp lực lớn nhất

∩

C p và nhỏ

∪

nhất C p [4, 5, 6, 7]. Phương pháp Cook & Mayne [5] với việc sử dụng phương pháp điều chỉnh Leiblein (Leiblein fitting method, còn gọi là phương pháp BLUE [7]) với hàm giá trị cực đại loại I (Extreme Value Type I) được lựa chọn khi xác định các hệ số cực đại này dựa trên các bộ dữ liệu cho mỗi hướng gió. Từ kết quả thí nghiệm thu được, ta thấy dưới tác động của gió, trên mái xuất hiện các vùng cục bộ có giá trị áp lực lớn. Các vùng này ở các góc, diềm mái, và ở các góc gần nóc của mái đón gió 307

tới (Hình 13, 14, 15). Xét trường hợp chỉ với một hướng gió, chẳng hạn ta chọn hướng gió tới bằng 450, các số liệu liên quan đến hệ số áp lực trung bình cục bộ, hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ (nếu giá trị âm thì chính là lực gió hút cực đại) và hiệu quả giảm áp lực, trên các mái có độ dốc bằng 150, 200, có chiều cao đặt tấm chắn gió ngang bằng 250 mm, 500 mm, 750 mm và trường hợp không đặt tấm chắn gió trên mái cho trong Bảng 1 và 2. Từ các số liệu ở Bảng 1 và 2 cho thấy hiệu quả làm giảm nhiều nhất đối với hệ số áp lực gió cục bộ cho cả hai loại mái dốc 150 và 200 là ứng với trường hợp chiều cao đặt tấm chắn gió bằng 500 mm (xem Bảng 1, 2 và các Hình 16, 17). Giá trị giảm này so với mái tương ứng không sử dụng tấm chắn gió ngang đạt đến 33% (với Hệ số áp lực trung bình cục bộ) và 46% (với Hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ) ở phía đón gió, tương ứng đến 23% và 27% ở phía khuất gió cho mái dốc 150. Tương tự giảm đến 23% và 60% ở phía đón gió, 14% và 20% ở phía khuất gió cho mái dốc 200.

Hình 13. Hệ số áp lực trung bình và nhỏ nhất của mô hình M1-15, với hướng gió 00

Hình 14. Hệ số áp lực trung bình và nhỏ nhất của mô hình M1-15, với hướng gió 450

Hình 15. Hệ số áp lực trung bình và nhỏ nhất của mô hình M1-15, với hướng gió 900 Bảng 1. So sánh giá trị lớn nhất của hệ số áp lực trung bình cục bộ, hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ Mô hình M1-15, độ dốc mái 150, hướng gió 450 Mái trước

Mái sau

Chiều cao tấm chắn gió (mm)

Hệ số áp lực trung bình

Hệ sô áp lực nhỏ nhất

Hệ số áp lực trung bình

Hệ sô áp lực nhỏ nhất

Không tấm chắn (hs=0)

-1.25

-11.8

-1

-8.2

-1

-8.2

-0.95

-7.0

-0.85

-6.4

-0.75

-6.0

-1.25

-10

-0.95

-7.0

h = 250 s

h = 500 s

h = 750 s

13%

(Giảm)

30%

(Giảm)

15%

(Giảm)

h = 500 so với h =0

33%

(Giảm)

46%

(Giảm)

23%

(Giảm)

27%

(Giảm)

hs = 750 so với hs=0

20%

(Giảm)

15%

(Giảm)

15%

(Giảm)

h = 250 so với h =0

308

Bảng 2. So sánh giá trị lớn nhất của áp lực trung bình cục bộ, áp lực nhỏ nhất cục bộ Mô hình M1-20, độ dốc mái 200, hướng gió 450 Chiều cao tấm chắn gió (mm) Không tấm chắn (hs=0)

Mái trước Hệ số áp lực Hệ sô áp lực trung bình nhỏ nhất -13.0 -1.0

hs = 250 s

h = 500 s

h = 750

Mái sau Hệ số áp lực Hệ sô áp lực trung bình nhỏ nhất -8.8 -1.0

-0.85

-8.2

-0.86

-7.6

-0.77

-5.2

-0.86

-7

-0.77

-6.4

-0.86

-7.6

15%

(Giảm)

37%

(Giảm)

14%

(Giảm)

14%

(Giảm)

23%

(Giảm)

60%

(Giảm)

14%

(Giảm)

20%

(Giảm)

23%

(Giảm)

46%

(Giảm)

14%

(Giảm)

14%

(Giảm)

h = 250 so với h =0 h = 500 so với h =0 h = 750 so với h =0

Từ các kết quả thí nghiệm, ta lập được các biểu đồ, Hình 16, 17, cho bảy hướng gió và các Bảng 3, 4 cho ba hướng gió chính là 00, 450, 900. So sánh hệ số áp lực trung bình cục bộ, hệ số áp nhỏ nhất cục bộ của các mô hình M1-15 và mô hình M1-20, với các trường hợp không đặt và có đặt tấm chắn gió ngang trên mái, với chiều cao đặt tấm chắn gió nằm ngang lần lượt bằng 250 mm, 500 mm, 750 mm, ta nhận thấy với cả bảy hướng gió, thì trường hợp không đặt tấm chắn gió nằm ngang trên mái sẽ có hệ số áp lực trung bình cục bộ và hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ là lớn nhất; còn trường hợp đặt tấm chắn gió ngang song song, cách mặt mái 500 mm sẽ có hệ số áp lực trung bình cục bộ và hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ là nhỏ nhất. Hiệu quả giảm hệ số áp lực gió tính cho toàn mái, so với trường hợp không đặt tấm chắn gió nằm ngang, khi xét với ba hướng gió chính bằng: đối với mái có độ dốc 150, áp lực gió trung bình của toàn mái giảm đến 30,1% cho mái đón gió và đến 23,39% cho mái khuất gió; đối với mái có độ dốc 200, tương tự giảm đến 23,3% và 14,3% (xem Bảng 3, 4).

∪

Hướng gió α0 b) Mái đón gió – Mô hình M1-15

Hướng gió α0 a) Mái đón gió – Mô hình M1-15

∪

Hướng gió α0 c) Mái khuất gió – Mô hình M1-15

Hướng gió α0 d) Mái khuất gió – Mô hình M1-15

Hình 16. Biểu đồ so sánh hệ số áp lực trung bình cục bộ (a, c) và áp lực nhỏ nhất cục bộ (b, d) của mô hình M1-15 309

∪

Hướng gió α0

a) Mái đón gió – Mô hình M1-20

b) Mái đón gió – Mô hình M1-20

∪

Hướng gió α0

c) Mái khuất gió – Mô hình M1-20

d) Mái khuất gió – Mô hình M1-20 Hình 17. Biểu đồ so sánh hệ số áp lực trung bình cục bộ (a, c) và nhỏ nhất cục bộ (b, d) của mô hình M1-20

Bảng 3. So sánh giá trị trung bình toàn mái của hệ số áp lực gió - Mẫu M1-15 Mái trước

C p Theo Thí nghiệm

Hướng gió

Không tấm chắn gió

Có tấm chắn gió cao 500 mm

Hiệu quả (giảm %)

-0.73

-0.53

30.1

-0.73

-0.58

20.5

-0.54

-0.49

9.1

Mái sau

C p Theo Thí nghiệm

Hướng gió

Không tấm chắn gió

Có tấm chắn gió cao 500 mm

Hiệu quả (giảm %)

-0.58

-0.44

23.39

-0.59

-0.51

13.8

-0.51

-0.42

17.6

Bảng 4. So sánh giá trị trung bình toàn mái của hệ số áp lực gió - Mẫu M1-20 Mái trước Hướng gió 00 45

C p Theo Thí nghiệm Không tấm Có tấm chắn gió chắn gió cao 500mm

Hiệu quả (giảm %)

-0.77

-0.59

23.3

-0.75

-0.61

18.6

-0.54

-0.51

5.5

310

Mái sau

C p Theo Thí nghiệm

Hướng gió

Không tấm chắn gió

Có tấm chắn gió cao 500mm

Hiệu quả (giảm %)

-0.61

-0.58

4.90

-0.72

-0.66

14.3

-0.58

-0.56

3.44

6 NHẬN XÉT VÀ KẾT LUẬN Giải pháp sử dụng tấm chắn gió nằm ngang trên mái dốc của nhà thấp tầng để điều chỉnh hướng gió, nhằm chủ động giảm áp lực gió lên các mái dốc của nhà thấp tầng là một giải pháp mới được đề xuất. Các kết quả thí nghiệm trên mô hình thu nhỏ trong ống thổi khí động cho thấy giải pháp này có hiệu quả tốt trong việc làm giảm áp lực lên các mái dốc của nhà thấp tầng, qua đó hạn chế khả năng gây tốc cho các dạng mái này. Với các mái có độ dốc 150 và 200, kết quả thí nghiệm cho thấy, với mọi hướng gió, áp lực trung bình của các mái luôn âm (áp lực gió hút), tức là các mái luôn làm việc trong trạng thái bị tốc. Kết quả này hoàn toàn phù hợp với TCVN 2737:1995 [3]. Dưới tác dụng của gió, trên mái xuất hiện các vùng cục bộ có giá trị áp lực gió hút lớn. Các vùng này thường ở các góc, diềm mái, hoặc ở các góc gần nóc của mái đón gió tới. Vị trí của các vùng này phù hợp với quy định của tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 [3] về các vùng phải tính toán với áp lực cục bộ trên mái. Với các mô hình nhà không sử dụng tấm chắn gió nằm ngang trên mái thì các giá trị hệ số áp lực gió trung bình (cục bộ và toàn mái) và áp lực gió cục bộ nhỏ nhất (áp lực gió gây tốc mái lớn nhất) là lớn nhất với mọi hướng gió. Với các mô hình nhà sử dụng tấm chắn gió nằm ngang rộng 500 mm đặt song song với mái thì trường hợp tấm chắn gió nằm ngang đặt cách bề mặt mái 500 mm sẽ có tác dụng làm giảm các giá trị áp lực trung bình (cục bộ và toàn mái) và giá trị áp lực nhỏ nhất cục bộ của mái (áp lực gió gây tốc mái lớn nhất) là lớn nhất (có hiệu quả chống tốc mái tốt nhất). Giá trị giảm do hiệu quả của việc sử dụng tấm chắn gió đã đề xuất tương ứng với không sử dụng tấm chắn gió nằm ngang đạt đến 33% (với hệ số áp lực trung bình cục bộ) và 46% (với hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ) ở phía đón gió, đến 23% (với hệ số áp lực trung bình cục bộ) và 27% (với hệ số áp lực nhỏ nhất cục bộ) ở phía khuất gió, cho mái dốc 150. Tương tự giảm đến 23% và 60% ở phía đón gió, 14% và 20% ở phía khuất gió cho mái dốc 200. Giá trị giảm do hiệu quả của việc sử dụng tấm chắn gió nằm đã đề xuất so với mái tương ứng không sử dụng tấm chắn gió nằm ngang đối với hệ số áp lực gió tính cho toàn mái, khi xét với ba hướng gió chính bằng: đối với mái có độ dốc 150, áp lực gió trung bình của toàn mái giảm đến 30.1% cho mái đón gió và đến 23.39% cho mái khuất gió; đối với mái có độ dốc 200, tương tự giảm đến 23.3% và 14.3%. 311

TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam (2013). Biện pháp chống tốc mái và giảm áp lực gió lên mái của nhà thấp tầng. Tạp chí Xây dựng, năm thứ 52, ISSN 0866-0762, tr 80-82. 2. Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam (2012). Xây dựng cơ sở lý thuyết về thí nghiệm mô hình trong ống thổi khí động phù hợp với tiêu chuẩn Việt Nam. Hội nghị cơ học toàn quốc lần thứ IX,Hà Nội, 8-

9/12. ISBN 978-604-911-432-8.Tập 2, phần II, tr 1039-1046. 3. TCVN 2737:1995 (2002) Tải trọng và tác động – Tiêu chuẩn thiết kế. 4. J.A. Peterka (1983). Selection of local peak pressure cofficients for wind tunnel studies of buildings. J. Wind Eng. Ind. Aerodyn, 13, pp. 477-488 5. N.J. Cook, J.R. Mayne (1980). A refined working approach to the assesment of wind loads for equivalent static design. J. Wind Eng. Ind. Aerodyn, 6 pp. 125-137. 6. N.J. Cook, J.R. Mayne (1979). The novel working approach to the assesment of wind loads for equivalent static design. J. Wind Eng. Ind. Aerodyn, 4 pp. 149-164. 7. N.J. Cook (1985). The designer’s guide to wind loading of building structures, Part 1: Background, damage survey, wind data and structural classification, Building Research Establisment, London.

312

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

THIẾT KẾ MÔ HÌNH THÍ NGHIỆM NHÀ CAO TẦNG TRÊN BÀN RUNG MÔ PHỎNG ĐỘNG ĐẤT Nguyễn Võ Thông*, Võ Văn Thảo, Đỗ Tiến Thịnh, Phạm Quang Vinh, Nguyễn Phương Tùng, Nguyễn Thanh Tùng. TÓM TẮT: Để thiết kế được mô hình thí nghiệm mô phỏng động đất trên bàn rung thì ngoài việc thiết lập được các tiêu chuẩn tương tự, còn phải căn cứ vào quy mô, giải pháp kết cấu, vật liệu dùng cho kết cấu của công trình thực và của mô hình, năng lực của thiết bị thí nghiệm… mới có thể thiết kế được mô hình hợp lý. Bài báo này trình bày cách xác định các thông số đặc trưng cho một mô hình thí nghiệm cụ thể là nhà cao tầng xây dựng theo công nghệ bán lắp ghép của Vinaconex và thí nghiệm trên bàn rung của Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng. TỪ KHÓA: Mô hình thí nghiệm, thí nghiệm mô hình, thí nghiệm trên bàn rung.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Hiện nay ở Việt nam, đang phát triển một số công nghệ xây dựng nhà ở nhiều tầng, trong đó có dạng nhà bán lắp ghép, sử dụng lõi cứng bằng bê tông toàn khối, cột, dầm sàn lắp ghép, do Tổng Công ty Cổ phần Xuất nhập khẩu và Xây dựng Việt nam (VINACONEX) triển khai. Để làm sáng tỏ là khả năng làm việc của dạng công trình này khi chịu tác động của động đất, trong khuôn khổ của đề tài “Nghiên cứu thực nghiệm mô hình tổng thể nhà cao tầng chịu tải trọng động đất” [4], Viện KHCN Xây dựng đã triển khai thí nghiệm mô hình cho công trình Nhà CT2 thuộc dự án Xây dựng nhà ở thí điểm phục vụ công nhân, xây dựng tại xã Kim Chung, huyện Đông Anh, thành phố Hà Nội. Bài báo này trình bày cách xác định các thông số đặc trưng phục vụ công tác thiết kế mô hình cho công trình này khi thí nghiệm trên bàn rung mô phỏng động đất của Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng.

2 XÁC ĐỊNH CÁC THÔNG SỐ THIẾT KẾ MÔ HÌNH THÍ NGHIỆM 2.1 Cơ sở để xác định các thông số thiết kế mô hình thí nghiệm 2.1.1 Khả năng cho phép của thiết bị bàn rung Viện KHCN Xây dựng Theo hồ sơ của thiết bị bàn rung Viện KHCN Xây dựng [5], năng lực cho phép của thiết bị này như sau: Kích thước mặt bàn rung: 3,0 m x 3,0 m; Chuyển động với 2 bậc tự do trong mặt phẳng của bàn rung, theo hai phương X và Y; Trọng lượng tối đa của mô hình < 10T; Độ cao lớn nhất của trọng tâm mô hình so với mặt bàn rung < 3 m; Gia tốc tác động cực đại tác động lên mô hình, ứng với trọng lượng thí nghiệm tối đa (10T), là 1,1g. Từ các thông số liên quan đến khả năng cho phép của bàn rung nêu trên và quy mô của công trình thực (nguyên hình), ta xác định được quy mô lớn nhất của mô hình (số tỷ lệ SL là nhỏ nhất) và khả năng tạo gia tốc để có thể thí nghiệm mô hình này trên bàn rung của Viện KHCN Xây dựng. *

Nguyễn Võ Thông, Viện KHCN Xây dựng, thongnguyenvo@gmail.com, +84 913 540 325

313

2.1.2 Quy mô, giải pháp kết cấu và vật liệu làm kết cấu của công trình thực Công trình Nhà CT2 có 16 tầng; nhịp điển hình 7,2m x 7,2m. Kích thước mặt bằng nhà là 24m x 25,2m. Chiều cao các tầng, từ tầng 1đến 4 là 4m và các tầng từ 5 đến 15 là 3,30m. Chiều cao toàn nhà là 60m. Tổng trọng lượng toàn nhà, không kể móng, là 3750T. Kết cấu chịu lực của công trình, gồm có: (1) lõi cứng bằng BTCT, mác 350 (B25), đổ toàn khối, bố trí ở giữa nhà, để chịu tải trọng ngang do gió và động đất; (2) hệ cột bằng BTCT tiền chế, mác 450 (B35) để chịu các tải trọng đứng, liên kết giữa các cột bằng thép chờ xỏ lỗ và vữa không co mác 550. Liên kết giữa cột tầng trên và tầng dưới, trong thiết kế, được tính toán là liên kết cứng; (3) Dầm sàn sử dụng kết cấu dự ứng lực bán tiền chế và được toàn khối hoá tại công trường bằng lớp bê tông đổ bù mác 350 (B25) kết hợp lưới thép φ5a150. Liên kết giữa dầm với cột dùng thép chờ xỏ lỗ và được bơm đầy bằng vữa không co mác 550. Liên kết này được tính toán là liên kết khớp, nhưng có bố trí thép âm cấu tạo đầu các dầm. Lượng thép cấu tạo này được tính toán ứng với 25% mômen do tĩnh tải và hoạt tải gây ra tại giữa nhịp dầm. Mặt bằng điển hình của nhà xem Hình 1 [1].

Hình 1. Mặt bằng công trình Nhà CT2 2.1.3 Dạng mô hình hóa, các tiêu chuẩn tương tự Theo các phân tích trong [2] cho thấy khả năng chế tạo mô hình tương tự hoàn toàn sẽ gặp rất nhiều khó khăn, đặc biệt là: về cấu tạo và thiết lập được các đặc tính tương tự đối với vật liệu mô hình; về tạo tải trọng tác động cụ thể là gia tốc chuyển động của sóng động đất tương tự lên mô hình v.v…. Vì thế trong trường hợp này, để hiện thực hóa bài toán mô phỏng, chúng ta chọn biện pháp mô hình hóa kết cấu khảo sát theo dạng tương tự mở rộng bằng sử dụng vật liệu thực và bỏ qua ảnh hưởng của gia tốc trọng trường. Với dạng mô hình hóa này, trong [2] ta đã thiết lập được các tiêu chuẩn tương tự cho các tham số vật lý cho mô hình thí nghiệm chịu tác dụng động như trong Bảng 1. 314

Bảng 1. Các tiêu chuẩn tương tự cho bài toán mô hình hóa chịu tác dụng động, dạng tương tự mở rộng bằng sử dụng vật liệu thực và bỏ qua ảnh hưởng của gia tốc trọng trường Nhóm tham số Hình học

Vật liệu

Tên và ký hiệu tham số khảo sát Độ dài, L

Phương trình chỉ tiêu tương tự SL = SL* Sδ =1 S L*

Chuyển vị, δ

S E = S E*

Môđun đ/hồi, E K/lượng đơn vị, ρ Biến dạng, ε

SF =1 S .S L*2 Sσ =1 S E* * S ρ Sa S L =1 S E* * E

Lực Ưng suất, σ Gia tốc t/trường, g Gia tốc c/động, a

SE Sρ 1

Sρ = Sρ Sε = 1

Lực, F

Số tỷ lệ tương tự của các tham số SL*

(1)

SE.SL2

(2)

SE bỏ qua

(3)

SESL-1Sρ-1

Thời gian, T

ST ⎛ S E* ⎞ 2 ⎜ ⎟ =1 S L* ⎜⎝ S ρ ⎟⎠

SLSE-1/2Sρ1/2

Tốc độ , v

Sv .ST =1 S L*

SE1/2Sρ-1/2

Tần số, f

S f .ST = 1

SL-1SE1/2Sρ-1/2

Vật lý

S( En )

Năng lượng, En

* E

S .S

*3 L

SE.SL3

2.2 Xác định số tỷ lệ tương tự của các tham số cho mô hình thí nghiệm 2.2.1 Xác định số tỷ lệ tương tự của các tham số độc lập cơ bản

a) Tham số kích thước độ dài Ở đây, ta chọn kích thước độ dài (L) là tham số độc lập cơ bản. Vì thế, số tỷ lệ tương tự của tham số này được chọn tùy ý. Tuy nhiên, do năng lực của bàn rung nên căn cứ vào kích thước mặt bằng, chiều cao và tổng trọng lượng của nguyên hình, ta chọn số tỷ lệ tương tự của kích thước độ dài là: S L* =

L( N ) L( M )

= 12

(4)

Trong đó, sL* là số tỷ lệ tương tự của tham số độ dài; L(N) và L(M) tương ứng là kích thước độ dài của nguyên hình và mô hình. Với số tỷ lệ được chọn, ta có các chỉ tiêu cụ thể của mô hình là: chiều cao tổng thể H(M) = 5,00m; kích thước mặt bằng công trình 2,20m x 2,30m; chiều cao tầng 1, h1= 440mm; chiều cao các tầng từ tầng 2 đến 16, h2-16 = 27,5mm; trọng lượng tổng thể của mô hình Q khoảng 5000 ÷ 7000kG. 315

b) Các tham số đặc trưng của vật liệu

- Vật liệu thép cốt bê tông làm mô hình: Xét điều kiện cân bằng bền của tiết diện thẳng góc với trục của cấu kiện ở trạng thái tới hạn, khi đó ứng suất trong cốt thép, có diện tích As, đạt tới cường độ tính toán Rs và ứng suất trong vùng bê tông chịu nén, có diện tích b.x, đạt tới cường độ tính toán Rb, bỏ qua khả năng chịu kéo của bê tông và sự làm việc của cốt thép ở vùng chịu nén, theo [3] ta có: Từ tổng hình chiếu các lực lên phương dọc trục cấu kiện bằng không, ta có: Rb .bx = Rs . As

(5)

Từ tổng mô men các lực đối với trục đi qua điểm đặt hợp lực của cốt thép bằng không, ta có: x⎞ ⎛ M gh = Rb .bx ⎜ h0 − ⎟ 2⎠ ⎝

(6)

x⎞ x⎞ ⎛ ⎛ M gh = Rb .bx ⎜ h0 − ⎟ = Rs . As ⎜ h0 − ⎟ 2⎠ 2⎠ ⎝ ⎝

(7)

Từ (5) và (6) ta có:

x⎞ ⎛ Chia cả hai vế của phương trình (7) cho Rs . As ⎜ h0 − ⎟ , ta thiết lập được tiêu chuẩn tương tự sau: 2⎠ ⎝ Π=

Rb .bx = idem Rs . As

(8)

Từ tiêu chuẩn tương tự (8) ta thiết lập được phương trình chỉ tiêu tương tự sau: ⎛ Rb .bx ⎞ ⎛ Rb .bx ⎞ ⎜ ⎟ =⎜ ⎟ ⎝ Rs . As ⎠( N ) ⎝ Rs . As ⎠( M )

(9)

⎛ R .bx ⎞ Chia hai vế của (9) cho ⎜ b ⎟ ta có: ⎝ Rs . As ⎠( M )

Rb( N ) bx( N ) Rb( M ) bx( M ) S Rb .S L2 S .S ⋅ = 1 → Rb bx = =1 Rs( N ) As( N ) S Rs .S As S Rs .S As Rs( M )

(10)

As( M )

Giải phương trình (10), ta xác định được số tỷ lệ tương tự của diện tích cốt thép giữa nguyên hình (N) và mô hình (M) phụ thuộc vào số tỷ lệ tương tự của các tham số chiều dài (SL), cường độ của bê tông (SRb) và cường độ của cốt thép (SRs) như sau: S As =

S Rb .S L2 S Rs 316

As ( N ) As ( M )

(11)

Từ (11) suy ra diện tích cốt thép trong mô hình tương tự, As(M), được xác định theo công thức sau: ⎛ S ⎞ As( M ) = ⎜ Rs 2 ⎟ ⋅ As ( N ) ⎝ S Rb .S L ⎠

(12)

Trong đó: As(N), As(M) - diện tích cốt thép của nguyên hình và mô hình tương tự; SRb và SRs - số tỷ lệ tương tự của tham số cường độ chịu nén của bê tông và cốt thép; SL

- số tỷ lệ tương tự của tham số độ dài hình học.

- Vật liệu bê tông làm mô hình: Vật liệu bê tông để chế tạo mô hình cần thỏa mãn tiêu chí tương tự cơ bản với bê tông của kết cấu chịu lực trong công trình thực (nguyên hình), đó là: khối lượng đơn vị (ρ); cường độ chịu nén (Rn); mô đun đàn hồi vật liệu (E); có quy cách cốt liệu và độ sụt phù hợp để dễ đúc mô hình. Trong thí nghiệm này, ta chọn vật liệu chế tạo mô hình là bê tông cốt liệu nhỏ có cỡ hạt lớn nhất ≤ 3mm. Theo hồ sơ thiết kế [1], công tình được thiết kế chịu động đất cấp VII (theo thang MSK 64), tương ứng với đỉnh gia tốc nền a(N) = (0,07 – 0,12)g. Do năng lực của bàn rung chỉ tạo được gia tốc chuyển động tối đa amax = 1,1g, nên ta chọn trị số gia tốc tác động vào mô hình thí nghiệm tương ứng với cấp VII, với a(M) = 0,5g. Từ đó ta có:

S a (7) =

a (0, 07 ÷ 0,12) g 1 1 chon 1 = ÷ ⎯⎯⎯ → sa (7) = ( N ) = → a( M ) = 5a( N ) . 0,5 g 7 4 a( M ) 5

Từ phương trình chỉ tiêu chuẩn tương tự (3), ta có: S ρ Sa S L SE

= 1 → S ρ Sa S L = S E

(13)

trong đó: SL - số tỷ lệ tương tự hình học, bằng 12; Sρ - số tỷ lệ khối lượng đơn vị, xấp xỉ bằng 1 khi dùng vật liệu mô hình là bê tông; Sa - số tỷ lệ tương tự gia tốc chuyển động, bằng S a (7) =

a( N ) a( M )

1 5

Thay các giá trị của SL, Sρ, Sa vào (13), ta có: SE =

E( N ) E( M )

= 2, 4 → E( M ) =

E( N ) 2, 4

(14)

Theo định luật thứ nhất của lý thuyết Mô hình hóa tương tự vật lý [6], số tỷ lệ tương tự của các tham số có cùng thứ nguyên phải bằng nhau. Trong trường hợp này ta có tham số mô đun biến dạng (E) và cường độ chịu nén (R) của vật liệu có cùng thứ nguyên (kG/cm2 hay MPa), cho nên ta có: 317

S E = S R = 2, 4 → R( M ) =

R( N ) 2, 4

= 0, 42 R( N )

(15)

Theo (15), bê tông để làm kết cấu của mô hình cần có cường độ chịu nén tính toán bằng: R(M) = 0,42 R(N), cụ thể: + Đối với các cấu kiện đúc sẵn là cột và dầm của nguyên hình dùng bê tông có cường độ chịu nén R(N) = 25,5MPa, thì bê tông dùng làm cấu kiện tương ứng của mô hình cần có cường độ R(M) = 0,42 x 25,5 = 10,7 ≈ 11Mpa, tương đương với bê tông có cấp độ bền khoảng B15; + Đối với kết cấu sàn và vách lõi, đổ tại chỗ, của nguyên hình dùng bê tông có cường độ chịu nén R(N) = 18,5 MPa, thì bê tông dùng làm cấu kiện tương ứng của mô hình cần có cường độ R(M) = 0,42 x 18,5 = 7,77 ≈ 8 Mpa, tương đương với bê tông có cấp độ bền khoảng B10. Trên cơ sở giá trị của các tham số đặc trưng của vật liệu bê tông và thép để làm mô hình, đã được xác định bằng tính toán như trên, ta tiến hành thiết kế cấp phối và lựa chọn vật liệu thép cho phù hợp. Nếu vật liệu thực để làm mô hình có giá trị của các tham số đặc trưng sai khác nhiều so với các giá trị tính toán, thì cần tiến hành xác định lại giá trị của các số tỷ lệ tương tự, theo các giá thị thực của các tham số ứng với vật liệu mà ta có. 2.2.2 Xác định số tỷ lệ tương tự của các tham số dẫn xuất

Từ giá trị của các số tỷ lệ tương tự của các tham số độc lập cơ bản đã được xác định như trên, thay các giá trị đó vào các phương trình chỉ tiêu tương tự và số tỷ lệ tương tự của các tham số ở Bảng 1, ta xác lập được số tỷ lệ tương tự của các tham số dẫn xuất trong hệ khảo sát theo số tỷ lệ của hai tham số độc lập cơ bản là SL và SE như trong Bảng 2. Bảng 2. Số tỷ lệ tương tự của các tham số trong hệ khảo sát Nhóm tham số

Hình học

Vật liệu

Tên và ký hiệu tham số khảo sát Độ dài, L

Chuyển vị, δ

Sρ = Sρ Sε = 1 SF =1 * S E .S L*2 Sσ =1 S E*

Lực Ứng suất, σ

S ρ Sa S L*

Gia tốc c/động, a

* E

Số tỷ lệ tương tự của tham số SL*= 12

SL = 12 SE* = 2,4 Sρ = 1 Sε = 1

S E = S E*

Môđun đ/hồi, E K/lượng đơn vị, ρ Biến dạng, ε Lực, F

Các tham số khác

Phương trình chỉ tiêu tương tự SL = SL* Sδ =1 S L*

SF =

1 0,0029

Sσ = 2,4 =1

Sa = 1 5

ST ⎛ S E* ⎞ 2 ⎜ ⎟ =1 S L* ⎜⎝ S ρ ⎟⎠

Thời gian, T

318

ST =

1 0,129

Tốc độ , v

Sv .ST =1 S L*

Sv = 1,549

Tần số, f

S f .ST = 1

Sf = 0,129

S( En )

Năng lượng, En

* E

S .S

*3 L

S(En) = 4,147.103

Trên cơ sở số tỷ lệ tương tự của các tham số trong Bảng 2, ta xác định giá trị của các tham số khảo sát trên mô hình tương tự như sau: - Kích thước độ dài hình học của mô hình: ⎛1⎞ L( M ) = ⎜ ⎟ L( N ) ⎝ 12 ⎠

(16)

- Giá trị tương ứng của chuyển vị dài trên mô hình: ⎛ 1⎞ ⎟ δ( N ) ⎝ 12 ⎠

δ(M ) = ⎜

(17)

- Giá trị của mô đun đàn hồi vật liệu làm mô hình:

⎛ 1 ⎞ E( M ) = ⎜ ⎟ E( N ) ⎝ 2, 4 ⎠

(18)

- Giá trị của khối lượng đơn vị trên mô hình:

ρ( M ) = ρ( N )

(19)

- Giá trị của biến dạng tương đối trên mô hình:

ε(M ) = ε(N )

(20)

- Giá trị của lực tập trung (F) tác động lên mô hình:

⎛ 1 ⎞ F( M ) = ⎜ F = 0, 0029 F( N ) 2 ⎟ (N ) ⎝ 2, 4.12 ⎠ - Giá trị của tải phân bố mặt (p) và ứng suất (σ) trên mô hình: p( M ) = 0, 42 p( N )

σ ( M ) = 0, 42σ ( N )

(21)

(22)

- Giá trị của gia tốc chuyển động trên mô hình: a( M ) = 5a( N )

(23)

- Giá trị của thời gian (T) trên mô hình: T( M ) = 0,129T( N )

(24)

- Giá trị của tốc độ chuyển động của mô hình:

⎛ 1 ⎞ v( M ) = ⎜ ⎟ v( N ) = 0, 645v( N ) ⎝ 1,549 ⎠ 319

(25)

- Giá trị tần số dao động của mô hình:

f( M ) =

1 f = 7, 752 f ( N ) 0,129 ( N )

(26)

- Giá trị năng lượng (En) của mô hình: 1 ⎛ ⎞ ( En)( M ) = ⎜ En )( N ) = 0, 241.10−3 ( En )( N ) 3 ⎟( ⎝ 4,147.10 ⎠

(27)

Như vậy, từ các biểu thức từ (16) đến (27), khi biết các giá trị của các tham số trên nguyên hình ta có thể xác định được giá trị của các tham số tương ứng làm đầu vào để thiết kế mô hình và ngược lại, từ các kết quả thu được khi thí nghiệm trên mô hình tương tự ta sẽ xác định được giá trị của các tham số tương ứng, cần phải nghiên cứu, trên công trình thực.

3 KẾT LUẬN - Để xác định các thông số thiết kế mô hình thí nghiệm trên bàn rung mô phỏng động đất, cần căn cứ vào năng lực của thiết bị bàn rung; quy mô, giải pháp kết cấu và vật liệu làm kết cấu của công trình thực. Từ đó lựa chọn được dạng mô hình hóa phù hợp và thiết lập được các tiêu chuẩn tương tự, số tỷ lệ tương tự cho các tham số của đối tượng khảo sát ứng với dạng mô hình hóa đó. - Trường hợp đối tượng nghiên cứu là công trình hoặc kết cấu chịu tác dụng động và sử dụng hệ đo lường quốc tế (hệ SI) thì các tham số độc lập thường được chọn là các tham số: kích thước độ dài (L) và mô đun đàn hồi của vật liệu (E). Từ các tham số độc lập này ta sẽ thiết lập được các mối quan hệ về thứ nguyên cho các tham số đặc trưng của các tham số vật lý dẫn xuất còn lại. - Dựa vào các biểu thức từ (16) đến (27) ta hoàn toàn có thể thiết kế mô hình tương tự với công trình thực cần nghiên cứu, để thí nghiệm trên bàn rung mô phỏng động đất; và ngược lại từ các kết quả thu được trên mô hình thí nghiệm, ta sẽ xác định được giá trị của các tham số tương ứng, cần phải nghiên cứu, trên công trình thực. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Công Ty Cổ phần Tư vấn thiết kế Vinaconex Xuân Mai. Hồ sơ thiết kế nhà CT2 Kim Chung – Đông Anh – Hà Nội, 2000. 2. Nguyễn Võ Thông và các cộng tác viên. Xây dựng các tiêu chuẩn tương tự trong bài toán mô hình hóa chịu tác dụng động, Tuyển tập báo cáo Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm thành lập Viện KHCN Xây dựng, 11/2013. 3. TCVN 5574:2012 Kết cấu bê tông và bê tông cốt thép- Tiêu chuẩn thiết kế. 4. Viện KHCN Xây dựng, đề cương nghiên cứu đề tài, “Nghiên cứu thực nghiệm mô hình tổng thể nhà cao tầng chịu tải trọng động đất”. 6/2012. 5. Viện KHCN Xây dựng. Hồ sơ kỹ thuật thiết bị bàn rung mô phỏng động đất, 2006. 6. Piotr D. Moncarz and Helmut Karawinkler, Theory and Application of Experimental Model Analysis Earthquake Engineering, June 1981, The John A. Blume Earthquake Engineering Center, Stanford University.

320

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

XÂY DỰNG CÁC TIÊU CHUẨN TƯƠNG TỰ TRONG BÀI TOÁN MÔ HÌNH HÓA KẾT CẤU CHỊU TÁC DỤNG ĐỘNG Nguyễn Võ Thông*, Võ Văn Thảo, Đỗ Tiến Thịnh, Ngô Mạnh Toàn, Nguyễn Trung Kiên, Hoàng Mạnh TÓM TẮT: Để các kết quả nghiên cứu thí nghiệm động trên mô hình có thể dẫn toán về sự làm việc của công trình trong thực tế thì các đặc trưng của mô hình và các tác động trong thí nghiệm như kích thước hình học, khối lượng, năng lượng, tải trọng và tác động… phải thỏa mãn các tiêu chuẩn tương tự giữa mô hình và nguyên hình. Bài báo trình bày cơ sở lý thuyết và những luận giải cần thiết để xây dựng các tiêu chuẩn tương tự, phục vụ cho công tác thiết kế mô hình trong các thí nghiệm động. TỪ KHÓA: Tương tự, Mô hình, kháng chấn, thí nghiêm trên bàn rung.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Theo lý thuyết Mô hình hóa [2], để mô hình thí nghiệm (mô hình) làm việc tương tự như công trình hoặc kết cấu thực (nguyên hình) thì các đặc trưng liên quan đến mô hình thí nghiệm (về hình học, vật liệu, đặc trưng cơ – lý, đặc trưng động học, năng lượng …) và môi trường thí nghiệm (tải trọng, thời gian, nhiệt độ, …) phải được thiết lập trên nguyên lý tương tự vật lý với nguyên hình và điều kiện làm việc của nó trong thực tế. Khi đó, từ những kết quả nhận được trên mô hình có thể suy ra cho nguyên hình thông qua các số tỷ lệ tương tự và ngược lại. Đối với bài toán mô hình hóa kết cấu chịu tác dụng động thì ngoài các tham số đặc trưng chung như đã nêu ở trên, các tham số liên quan đến tác dụng động lực như tần số dao động của công trình, gia tốc chuyển động của nền đất, gia tốc trọng trường, … có ảnh hưởng nhiều đến các quan hệ tương tự giữa mô hình và nguyên hình [1, 2, 3, 4]. Tùy theo khả năng đáp ứng yêu cầu về vật liệu làm mô hình, năng lực của thiết bị thí nghiệm mà người ta phân bài toán mô hình hóa thành hai dạng: Mô hình hóa tương tự hoàn toàn và mô hình hóa tương tự mở rộng. Dưới đây ta sẽ thiết lập cơ sở lý thuyết để xây dựng các tiêu chuẩn tương tự trong bài toán mô hình hóa chịu tác dụng động, ứng với các dạng mô hình hóa này.

2 THIẾT LẬP CÁC TIÊU CHUẨN TƯƠNG TỰ CHO BÀI TOÁN MÔ HÌNH HÓA TƯƠNG TỰ HOÀN TOÀN Mô hình được coi là tương tự hoàn toàn (true model) là mô hình thỏa mãn tất cả các tiêu chuẩn tương tự, nói cách khác là thỏa mãn tất cả các phương trình chỉ tiêu tương tự. 2.1 Thiết lập các phương trình chỉ tiêu tương tự Về mặt tổng quát, với một đối tượng nguyên hình tồn tại trong tự nhiên hoặc nhân tạo, ta luôn thiết lập được các mối quan hệ về thứ nguyên cho các tham số đặc trưng của nó thông qua một số tham số độc lập cơ bản. Với trường hợp nguyên hình khảo sát là công trình hoặc kết cấu chịu tác dụng động và sử dụng hệ đo lường quốc tế (hệ SI) thì các mối quan hệ thứ *

Nguyễn Võ Thông, Viện KHCN Xây dựng, thongnguyenvo@gmail.com, +84 913 540 325

321

nguyên đó được biểu diễn thông qua thứ nguyên của các đơn vị đo lường M (khối lượng, L (độ dài), T (thời gian) theo bốn nhóm đặc trưng sau: - Nhóm tham số hình học : + độ dài (L)* –

[L];

+ chuyển vị (δ) –

[L].

- Nhóm tham số vật liệu : [ML-3];

+ khối lượng đơn vị (ρ) -

+ môđun đàn hồi vật liệu (E)* - [ML-1T-2]; + biến dạng tương đối (ε) -

[1].

- Nhóm tham số lực : + lực tập trung (F) -

[MLT-2];

+ ứng suất (σ)

[ML-1T-2].

-Nhóm các tham số khác : + thời gian (t)

[T];

+ gia tốc trọng trường (g)

[LT-2];

+ gia tốc chuyển động (a)

[LT-2];

+ tốc độ chuyển động (v)

[LT-1];

+ tần số dao động (f)

[T-1];

+ năng lượng (En)

[ML2T-2]

Trong 13 tham số trên, ta chọn ra các tham số độc lập cơ bản. Tham số cơ bản đầu tiên bắt buộc chọn thuộc nhóm hình học, ở đây chọn là tham số độ dài (L); tham số độc lập cơ bản thứ hai có thể chọn một trong hai nhóm: hoặc thuộc nhóm vật liệu – thường chọn là tham số mô đun đàn hồi (E) hoặc nhóm tải trọng – tham số lực (F), ở đây ta chọn (E). Các tham số độc lập cơ bản được đánh dấu bằng ký hiệu (*). Theo lý thuyết tương tự [2], quan hệ của 13 tham số trên có thể được biểu thị dưới dạng phương trình vật lý mô tả trạng thái làm việc của đối tượng nghiên cứu, với 13 tham số ảnh hưởng. Phương trình này có dạng tổng quát sau:

Φ ⎡⎣ L, δ, ρ, E, ε, F, σ, g, a, v, f , T, ( En ) ⎤⎦ = 0

(1)

Thông qua các quan hệ thứ nguyên của các tham số, phương trình trạng thái (1) có thể viết lại dưới dạng (2): ⎡ δ ρgL ( En ) ⎤ = 0 F σ gT 2 a vT , ε, 2 , , , , , fT, Φ' ⎢ , ⎥ EL E L g L EL3 ⎦ ⎣L E 322

(2)

Theo định luật tương tự Buckingham [2] thì các tích không thứ nguyên của phương trình trạng thái (2) chính là các tiêu chuẩn tương tự Pi của bài toán mô hình hóa đối với kết cấu chịu tác dụng của các tải trọng. Từ các tiêu chuẩn tương tự này, tiến hành xây dựng các phương trình chỉ tiêu tương tự, biểu thị mối quan hệ của số tỷ lệ tương tự (si) của các tham số giữa nguyên hình (ký hiệu bằng chỉ số N) và mô hình tương tự (ký hiệu bằng chỉ số M): s ⎛δ ⎞ ⎛δ ⎞ = idem → ⎜ ⎟ = ⎜ ⎟ → δ* = 1 L sL ⎝ L ⎠( N ) ⎝ L ⎠( M )

(3)

sρ s g sL ⎛ ρ gL ⎞ ⎛ ρ gL ⎞ = idem → ⎜ =1 ⎟ =⎜ ⎟ → E sE ⎝ E ⎠( N ) ⎝ E ⎠( M )

(4)

Π1 =

ρ gL

Π2 =

Π 3 = ε = idem → ε ( N ) = ε ( M ) → sε = 1 Π4 =

(5)

F s ⎛ F ⎞ ⎛ F ⎞ = idem → ⎜ 2 ⎟ = ⎜ 2 ⎟ → F 2 = 1 2 EL sE .sL ⎝ EL ⎠( N ) ⎝ EL ⎠( M )

(6)

s ⎛σ ⎞ ⎛σ ⎞ = idem → ⎜ ⎟ = ⎜ ⎟ → σ = 1 E sE ⎝ E ⎠( N ) ⎝ E ⎠( M )

(7)

Π5 =

sg .sT ⎛ gT 2 ⎞ ⎛ gT 2 ⎞ gT 2 Π6 = = idem → ⎜ =1 ⎟ =⎜ ⎟ → L sL ⎝ L ⎠( N ) ⎝ L ⎠( M )

(8)

⎛a⎞ ⎛a⎞ s a = idem → ⎜ ⎟ = ⎜ ⎟ → a = 1 g sg ⎝ g ⎠( N ) ⎝ g ⎠( M )

(9)

s .s vT ⎛ vT ⎞ ⎛ vT ⎞ = idem → ⎜ ⎟ = ⎜ ⎟ → v T = 1 L sL ⎝ L ⎠( N ) ⎝ L ⎠( M )

(10)

Π 9 = f .T = idem → ( fT )( N ) = ( fT )( M ) → s f .sT = 1

(11)

Π7 =

Π8 =

Π10 =

s( En ) ⎛ ( En ) ⎞ =⎜ → =1 ⎜ 3 ⎟ 3 ⎟ sE .sL3 ⎝ EL ⎠( N ) ⎝ EL ⎠( M )

( En ) = idem → ⎛ ( En ) ⎞ 3

(12)

Ở đây, idem có nghĩa là “như nhau trong các hiện tượng tương tự”. Ngoài ra, đối với bài toán mô hình hóa chịu tác dụng động, cần thiết phải đáp ứng thêm đòi hỏi của các tiêu chuẩn tương tự về động lực học: - Theo tiêu chuẩn Froude [2]: Π⎛ a ⎞ = ⎜ ⎟ ⎝g⎠

⎛ v2 ⎞ ⎛ v2 ⎞ Fa v 2 sv2 = = idem → ⎜ = → =1 ⎟ ⎜ ⎟ Fg gL sg .sL ⎝ gL ⎠( N ) ⎝ gL ⎠( M )

- Theo tiêu chuẩn Cauchy [2]:

323

(13)

Π⎛ a ⎞ = ⎜ ⎟ ⎝ε ⎠

sρ .sv2 ⎛ ρ v2 ⎞ ⎛ ρ v2 ⎞ Fa ρ v 2 = = idem → ⎜ = → =1 ⎟ ⎜ ⎟ Fε Eε sE .sε ⎝ Eε ⎠( N ) ⎝ Eε ⎠( M )

(14)

Như vậy, điều kiện đối với bài toán mô hình hóa tương tự hoàn toàn là phải thỏa mãn tất cả các phương trình chỉ tiêu tương tự từ (3) đến (14). 2.2 Xác định số tỷ lệ tương tự của các tham số

Gọi số tỷ lệ tương tự của kích thước độ dài (L*) và mô đun đàn hồi vật liệu (E*) là (sL), (sE), theo định nghĩa ta có:

SL =

LN LM

(15)

SE =

EN EM

(16)

sδ = 1 → sδ = sL* sL*

(17)

Từ (3), ta có:

Từ (17) cho thấy số tỷ lệ tương tự của tham số chuyển vị bằng số tỷ lệ kích thước độ dài. Trong các thí nghiệm thông thường, số tỷ lệ của tham số gia tốc trọng trường bằng 1 nên từ phương trình chỉ tiêu tương tự (4), ta có: s ρ s g sL sE

s =1

g = 1 → sρ = sE sg−1sL−1 ⎯⎯⎯ → sρ = sE* sL*−1

(18)

Từ (18) cho thấy số tỷ lệ tương tự của khối lượng riêng giữa vật liệu thực và vật liệu làm mô hình sẽ bằng tỷ số của số tỷ lệ mô đun đàn hồi vật liệu trên số tỷ lệ độ dài. Từ (5), ta có: sε = 1

(19)

Từ (19) cho thấy tại một thời điểm tương ứng, giá trị biến dạng tương đối của kết cấu mô hình khi chịu tác dụng tải trọng tương tự phải bằng giá trị biến dạng tương đối của kết cấu nguyên hình khi chịu tác dụng tải trọng thực. Từ (6), ta có: sF = 1 → sF = sE* sL*2 2 sE .sL

(20)

Từ (20) cho thấy số tỷ lệ tương tự của tham số lực tác dụng bằng tích số của số tỷ lệ tham số mô đun đàn hồi với bình phương của số tỷ lệ độ dài hình học. Từ (7), ta có:

324

sσ = 1 → sσ = sE* ; sE

(21)

Từ (21) cho thấy số tỷ lệ tương tự của tham số ứng suất bằng số tỷ lệ của mô đun đàn hồi vật liệu, vì chúng cùng chung thứ nguyên như nhau [ML-1T-2]. Từ (8), ta có:

sg .sT2 sL

= 1 → sg = sL* sT−2

(22)

Từ (22) cho thấy số tỷ lệ của gia tốc trọng trường bằng số tỷ lệ độ dài hình học chia cho bình phương số tỷ lệ thời gian. sa = sg

Từ (9) ta có:

(23)

suy ra số tỷ lệ của tham số gia tốc nền bằng số tỷ lệ của gia tốc trọng trường. Đây là điều hiển nhiên vì chúng có cùng chung thứ nguyên. Mặt khác vì giá trị của tham số gia tốc trọng trường của nguyên hình và mô hình là bằng nhau, g(N)= g(M), nên suy ra: sg = sa= 1

(24)

Từ (22) và (24) suy ra: sg .sT2 *

s =1

g = 1 → sg = sL* sT−2 ⎯⎯⎯ → sT = sL*1/ 2

(25)

Từ (25) cho thấy số tỷ lệ tương tự của tham số thời gian bằng căn bậc hai của số tỷ lệ kích thước độ dài. Từ (10), ta có:

sv .sT = 1 → sv = sL* sT−1 sL

(26)

Từ (26), cho thấy số tỷ lệ của tốc độ chuyển động bằng số tỷ lệ độ dài hình học chia cho số tỷ lệ thời gian. Từ (11), ta có: s f .sT = 1 → s f = sT−1

(27)

Từ (27), cho thấy số tỷ lệ của tham số tần số dao động sẽ tỷ lệ nghịch với số tỷ lệ của thời gian. Từ (12), ta có: s( En ) sE .s

3 L

= 1 → s( En ) = sE* sL*3

(28)

Từ (28) cho thấy số tỷ lệ của tham số năng lượng (sEn) bằng tích số của số tỷ lệ mô đun đàn hồi vật liệu với số tỷ lệ của tham số thể tích. 325

Như vậy, đối với bài toán mô hình hóa tương tự hoàn toàn, chịu tác dụng động, thì số tỷ lệ của các tham số đặc trưng, giữa nguyên hình và mô hình, được xác định theo các biểu thức từ (15) đến (28).

3 THIẾT LẬP CÁC TIÊU CHUẨN TƯƠNG TỰ CHO BÀI TOÁN MÔ HÌNH HÓA TƯƠNG TỰ MỞ RỘNG Ngoài mô hình tương tự hoàn toàn còn có mô hình hóa tương tự mở rộng. Nhóm mô hình này có hai dạng “mô hình hợp lý – adequate” và “mô hình gần đúng - distorted”. Mô hình hợp lý là mô hình có sự tương tự ở các yếu tố ảnh hưởng chính và không thể tương tự ở yếu tố ít ảnh hưởng. Mô hình gần đúng là mô hình không thỏa mãn một hay một số yếu tố ảnh hưởng chính. Bài toán mô hình hóa tương tự hoàn toàn thực ra chỉ giải quyết trong phạm vi lý luận. Để có được sự tương tự hoàn toàn đòi hỏi vật liệu làm mô hình và vật liệu làm nguyên hình phải thỏa mãn đồng thời các chỉ tiêu tương tự về hình học, đặc trưng cơ lý và cấu trúc vật liệu. Hiện nay, tất cả các vật liệu làm mô hình đều không thỏa mãn được yêu cầu này. Vì vậy trong thực tế, người ta thường sử dụng các điều kiện tương tự mở rộng bằng các biện pháp: (i) dùng khối lượng nhân tạo; (ii) dùng vật liệu thực, bỏ qua tác dụng của lực trọng trường. 3.1 Biện pháp dùng khối lượng nhân tạo (actificial mass model)

Biện pháp dùng khối lượng nhân tạo được thực hiện băng cách thêm vào vật liệu mô hình những cốt liệu nặng làm tăng thêm khối lượng mô hình, hoặc chất thêm các khối lượng tập trung và khối lượng phân bố lên mô hình. Trường hợp này, phương trình khái quát và các tham số được chọn làm tham số độc lập cơ bản vẫn giống như trường hợp mô hình hóa tương tự hoàn toàn. Tuy nhiên, do yêu cầu thỏa mãn sự tương tự về khối lượng bằng cách thêm vật nặng vào mô hình khi thí nghiệm nên khối lượng vật nặng thêm vào đó cần xác định theo điều kiện tiêu chuẩn tương tự (4). Theo (4) ta có: Π2 =

ρ gL E

= idem →

sρ s g sL sE

s s g = 1 ; ở đây sg = N = 1 nên ρ L = 1 suy ra: sE gM

S ρ = S E* S L*−1 đây cũng chính là phương trình (18). Do sρ =

ρM =

1 ρN S S L−1 * E

ρN suy ra: ρM (29)

Từ biểu thức (29) ta xác định được phần trọng lượng vật nặng cần thêm vào mô hình khi thí nghiệm. 3.2 Biện pháp dùng vật liệu thực bất kỳ (any material) và bỏ qua lực trọng trường (gravity forces neglected)

Biện pháp này được áp dụng trong trường hợp khi ảnh hưởng của tải trọng ngang là chủ yếu so với ảnh hưởng của tải trọng đứng hoặc chỉ khảo sát ảnh hưởng của tải trọng ngang. Khi đó ta có thể bỏ qua ảnh hưởng của gia tốc trọng trường. 326

Trên cơ sở quy cách cần thiết mô hình và vật liệu sử dụng để làm mô hình, tiến hành xác định các số tỷ lệ của các tham số: độ dài (sL), khối lượng riêng (sρ), mô đun đàn hồi của vật liệu (sE). Do bỏ qua ảnh hưởng của gia tốc trọng trường nên trong phương trình (2) những tích không thứ nguyên có chứa tham số g cần được biểu diễn qua các tham số khác, cụ thể ta thay

ρgL

tích không thứ nguyên

bằng

ρaL E

và thay tích không thứ nguyên

đồng thời không xét tích không thứ nguyên

T gT 2 bằng L L

a . Vì vậy, phương trình (2) trong trường hợp này g

được thể hiện như sau: ⎡ δ ρaL ( En ) ⎤ = 0 F σ T E vT , ε, 2 , , , , fT, Φ' ⎢ , ⎥ EL E L ρ L EL3 ⎦ ⎣L E

(30)

Từ phương trình khái quát (30) trong đó có chứa các tích không thứ nguyên đối với trường hợp tương tự mở rộng này, cho phép hiệu chỉnh hai tiêu chuẩn tương tự (4) và (8) như sau: Phương trình chỉ tiêu tương tự (4), được viết lại dưới dạng: Π2 =

s ρ sa s L ⎛ ρ aL ⎞ ⎛ ρ aL ⎞ = idem → ⎜ =1 ⎟ =⎜ ⎟ → E sE ⎝ E ⎠( N ) ⎝ E ⎠( M )

ρ aL

sρ sa sL sE

= 1 → sa =

(31)

sE ⎯⎯ → sa = sE* sL*−1sρ−1 sρ s L

(32)

Từ (32) ta nhận thấy: số tỷ lệ tương tự của tham số gia tốc chuyển động sẽ bằng tỷ số của số tỷ lệ mô đun đàn hồi vật liệu trên số tỷ lệ độ dài và số tỷ lệ khối lượng đơn vị của vât liệu. Phương trình chỉ tiêu tương tự (8), được viết lại dưới dạng: T Π6 = L

⎛T = idem → ⎜⎜ ρ ⎝L

⎛T E⎞ ⎟⎟ = ⎜⎜ ρ ⎠( N ) ⎝ L

1/ 2

E⎞ sT ⎛ sE ⎞ ⎟⎟ → ⎜⎜ ⎟⎟ sL ⎝ sρ ⎠ ρ ⎠( M )

(33)

sT ⎛ sE ⎞ 2 −1/2 1/ 2 ⎜⎜ ⎟⎟ = 1 → sT = sL .sE .sρ sL ⎝ sρ ⎠

(34)

Từ (34), ta nhận thấy: số tỷ lệ tương tự của tham số thời gian (sT) bằng tích của số tỷ lệ tương tự hình học (sL) với căn bậc hai của tỷ số tham số khối lượng đơn vị (sρ), chia cho số tỷ lệ của tham số mô đun đàn hồi (sE) của vật liệu. Từ (26) và (34) ta có số tỷ lệ của tham số vận tốc chuyển động (Sv) bằng: sv .sT −1/2 = 1 → sv = sL* sT−1 = s1/2 E .sρ sL

327

(35)

Từ (35) ta nhận thấy: số tỷ lệ của vận tốc chuyển động (sv) bằng số tỷ lệ của tham số kích thước độ dài chia cho số tỷ lệ của tham số thời gian hoặc bằng căn bậc hai của số tỷ lệ mô đun đàn hồi (sE) chia cho số tỷ lệ của khối lượng riêng (sρ) của vật liệu. Từ (27) và (34) ta có số tỷ lệ của tham số tần tố dao động bằng: s f .sT = 1 → s f = sT−1 = sL−1.s1/E 2 .sρ−1/2 ;

(36)

Từ (36) cho thấy: số tỷ lệ của tham số tần số dao động bằng 1 chia cho số tỷ lệ của tham số thời gian hoặc bằng căn bậc hai của số tỷ lệ của tham số mô đun đàn hồi chia cho số tỷ lệ của tham số kích thước độ dài và căn bậc hai của số tỷ lệ của khối lượng riêng (sρ) của vật liệu.

4 KẾT LUẬN - Để mô hình thí nghiệm làm việc tương tự như công trình hoặc kết cấu thực thì các tham số đặc trưng của mô hình thí nghiệm phải được xác định từ các quan hệ tương tự của các tham số tương ứng giữa nguyên hình và mô hình. Khi đó, từ những kết quả nhận được trên mô hình có thể suy ra cho nguyên hình trên cơ sở các số tỷ lệ tương tự và ngược lại. - Tùy theo mục tiêu, đối tượng thí nghiệm, khả năng đáp ứng yêu cầu về vật liệu làm mô hình và năng lực của bàn rung mà người ta thiết kế các mô hình thí nghiệm theo dạng tương tự hoàn toàn hoặc tương tự mở rộng; - Với mô hình thiết kế theo dạng tương tự hoàn toàn, số tỷ lệ tương tự của các tham số đặc trưng được xác định theo các biểu thức từ (15) đến (28); - Với mô hình thiết kế theo dạng tương tự mở rộng bằng cách sử dụng vật liệu nhân tạo thì số tỷ lệ tương tự của các tham số đặc trưng được xác định theo các biểu thức từ (15) đến (17) và các biểu thức từ (19) đến (29); - Với mô hình thiết kế theo dạng tương tự mở rộng bằng cách sử dụng vật liệu thực bất kỳ và bỏ qua lực trọng trường thì số tỷ lệ tương tự của các tham số đặc trưng được xác định theo các biểu thức từ (15) đến (17), từ (19) đến (24), (29) và các biểu thức từ (32) đến (36). TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Chen Yue, Lu Xilin, Lu Wensheng, Zhou Ying, Test Design a Shaking table Model for a Super Tall-Building with Hign level Transfer Story, Proceedings of 14 th. World Conference on Earthquake Engineering. October 12-17, 2008, Beijing, China. 2. Piotr D. Moncarz and Helmut Karawinkler, Theory and Application of Experimental Model Analysis Earthquake Engineering, June 1981, The John A. Blume Earthquake Engineering Center, Stanford University. 3. Weixing Shi, Shaking table Experimental Stady of Reinforced Concret High-Rise Buiding, Proceedings of 12th World Conference on Earthquake Engineering, Jan. 30 - Feb. 4, 2000, Auckland, New Zealand. 4. Wensheng Lu and Xilin Lu, Seismic Model test and Analysis of Multi-Tower High-Rise Buidings, Proceedings of 12th World Conference on Earthquake Engineering, Jan. 30 - Feb. 4, 2000, Auckland, New Zealand.

328

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

CÔNG NGHỆ THI CÔNG NHÀ CAO TẦNG BẰNG HỆ “GANG FORM” VÀ VÁN KHUÔN NHÔM Phạm Đức Thuận*, Nguyễn Ngọc Thanh, Đào Văn Cường, Nguyễn Trí Dũng TÓM TẮT: Tổng kết công nghệ thi công nhà cao tầng bê tông cốt thép đổ tại chỗ bằng hệ “Gang form”kết hợp với ván khuôn nhôm ở hạng mục nhà chung cư Khu đô thị mới Bắc An Khánh, nêu ra một số ưu và nhược điểm của công nghệ thi công này. TỪ KHÓA: Gang form, ván khuôn nhôm, nhà cao tầng.

1 MỞ ĐẦU Ngày nay khi tốc độ gia tăng dân số tại các thành phố lớn ở Việt Nam ngày càng lớn thì nhu cầu về nhà ở lại trở nên cấp thiết hơn bao giờ hết, và để giải quyết cho nhu cầu nhà ở cho người dân trong thành phố thì xây dựng nhà cao tầng là xu hướng chủ đạo trong hoạt động xây dựng hiện nay. Đi đôi với việc xây dựng nhà cao tầng thì công nghệ thi công cũng đã phát triển mạnh mẽ để đảm bảo phục vụ tối ưu cho chất lượng và tiến độ thi công nhà cao tầng. Một trong những công nghệ thi công để đảm bảo tiến độ chất lượng cho công trình nhà cao tầng hiện nay đó là sử dụng hệ “Gang form”và ván khuôn nhôm trong thi công nhà cao tầng. 2 GIỚI THIỆU CÔNG NGHỆ VÁN KHUÔN NHÔM VÀ HỆ “GANG FORM” 2.1 Khái niệm -

Ván khuôn nhôm: là loại ván khuôn định hình được sản xuất bằng hợp kim nhôm;

Hệ Gang form: là hệ ván khuôn bằng thép được thiết kế định hình cho các vách biên của nhà cao tầng kết hợp với hệ giáo treo bên ngoài, ngoài ra còn có hệ Box form được thiết kế định hình cho các lõi cứng của thang máy.

2.2 Đặc điểm và yêu cầu chung của công nghệ ván khuôn nhôm và hệ Gang form 2.2.1 Đặc điểm Công nghệ ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”có đặc điểm như sau: -

Hệ ván khuôn được thiết kế định hình cho từng cấu kiện của công trình nên dễ dàng lắp dựng tiết kiệm thời gian thi công;

Trọng lượng của hệ ván khuôn nhôm nhẹ (khoảng 20 Kg/m2) nên dễ dàng vận chuyển;

Khi bê tông đạt 70% cường độ thiết kế có thể tháo dỡ ván sàn nhưng vẫn giữ nguyên được hệ cây chống sàn đảm bảo an toàn cho hệ kết cấu;

Phạm Đức Thuận, Viện KHCN Xây dựng, kid151284@yahoo.com, +84 985 819 915

329

Hệ “Gang form”bao gồm 4 tầng giáo treo cùng với sàn thao tác thay cho hệ giáo ngoài do đó có thể tiến hành công tác xây gạch và trát ngoài tường cho 2 tầng dưới cùng.

2.2.2 Yêu cầu của công nghệ ván khuôn nhôm và hệ Gang form -

Nhà thầu thi công phải có đội ngũ cán bộ kỹ thuật và công nhân có kinh nghiệm và tay nghề cao được hướng dẫn chuyển giao công nghệ thi công từ nhà sản xuất;

Độ chính xác cao trong thi công;

Bê tông phải đạt cường độ nhanh để có thể tiến hành tháo dỡ hệ ván khuôn dầm sàn đưa lên thi công tầng tiếp theo.

2.3 Quy trình thi công -

Bước 1: Định vị các cấu kiện cột, vách, lõi cứng;

Bước 2: Lắp dựng hệ ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”cho hệ cột, vách, lõi thang máy;

Bước 3: Đổ bê tông cột, vách.

Bước 4: Lắp dựng hệ cây chống sàn và ván khuôn nhôm cho dầm, sàn;

Bước 5: Đổ bê tông dầm sàn;

Bước 6: Tháo dỡ hệ ván khuôn nhôm và kéo hệ Gang form, Box form lên tầng tiếp theo sau khi kết thúc đổ bê tông cho cột vách được 24 h;

Bước 7: Tháo dỡ hệ ván khuôn nhôm của dầm sàn sau khi cường độ bê tông đạt 70% cường độ thiết kế.

3 CÔNG NGHỆ THI CÔNG VÁN KHUÔN NHÔM VÀ HỆ “GANG FORM” Ở DỰ ÁN BẮC AN KHÁNH Trên thế giới công nghệ thi công nhà cao tầng bằng ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”đã phát triển nhiều năm nhưng ở Việt Nam công nghệ này vẫn còn khá mới mẻ đối với các nhà thầu trong nước. Khu đô thị mới Bắc An Khánh là một trong các dự án đầu tiên đang áp dụng công nghệ thi công này tại Việt Nam. 3.1 Giới thiệu sơ bộ thiết kế của dự án -

Dự án: Khu đô thị mới Bắc An Khánh Splendora;

Địa điểm xây dựng: Xã Song Phương, Lại Yên, Vân Canh và An Khánh - Huyện Hoài Đức Hà Nội;

Chủ đầu tư: An Khanh New City development JVC LTD;

Đơn vị quản lý xây dựng: Bureau Veritas;

Đơn vị tư vấn giám sát: Trung tâm Tư vấn Thiết bị và Xây Dựng- Viện KHCNXD;

Nhà thầu thi công: Vinaconex và Posco E&C.

Hạng mục Nhà chung cư thuộc dự án Bắc An Khánh bao gồm 4 Block cao từ 21 đến 22 tầng với 496 căn hộ có diện tích từ 85 m2 đến 150 m2, 04 Block này được xây dựng trên 01 tầng hầm chung rộng 02 ha. Hệ kết cấu chính của công trình là hệ kết cấu cột vách kết hợp với sàn phẳng không dầm dầy 22 cm. 330

3.2 Những bộ phận cơ bản của hệ ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”dùng cho công trình Những bộ phận cơ bản của hệ ván khuôn nhôm và hệ Gang form: Chốt và nêm (Pin & Wedge), panel vách và cột, góc vách sàn (Slab corner- SC), hệ dầm (beam) – mũ cột chống (Prop head), dầm xương (beam), thanh liên kết (joint bar), panel sàn (Slab panel), hệ thống cốp pha thang bộ. Hệ “Gang form”cho hệ vách, lõi đầu hồi và Box form cho lõi thang máy: -

Hệ thống Box form và “Gang form”được thiết kế định hình cho các lõi thang máy và cho vách đầu hồi của công trình, ngoài ra bên dưới còn có hệ thống giáo treo 4 tầng với sàn thao tác và lan can đảm bảo an toàn cho công tác xây gạch và trát hoàn thiện bề mặt bên dưới;

Box form đảm bảo kích thước chính xác và bề mặt bê tông hoàn hảo cho lõi thang máy;

Quá trình tháo và trượt lên tầng kế tiếp rất dễ dàng;

Hệ “Gang form”và Box form được cố định bằng các bu lông neo được đặt sẵn trong sàn bê tông.

3.3 Công tác trắc đạc trong thi công ván khuôn nhôm và hệ Gang form Công tác trắc đạc trong xây dựng đóng vai trò hết sức quan trọng, nó giúp cho việc thi công xây dựng được chính xác hình dáng, kích thước về hình học của công trình, đảm bảo độ thẳng đứng, độ nghiêng kết cấu, xác định đúng vị trí tim trục của các công trình, của các cấu kiện và hệ thống kỹ thuật, đường ống, loại trừ tối thiểu những sai sót cho công tác thi công. 3.3.1 Công tác lắp dựng ván khuôn nhôm và Gang Form -

Trước tiên lưới trục chính của công trình được thành lập trên mặt bằng của công trình. Sau đó dựa vào lưới trục này tiến hành định vị, bật mực tất cả các vị trí cột, vách, cầu thang và các cấu kiện khác;

Sau khi công tác bật mực hoàn thành, công tác lắp dựng ván khuôn và hệ “Gang form”được tiến hành;

Độ thẳng đứng của cốp pha và “Gang form”được kiểm soát bằng máy quét laze hoặc sử dụng dây dọi (Khi sử dụng dây dọi cần lưu ý đến ảnh hưởng của gió);

Quy trình định vị trên áp dụng cho từng sàn. Việc chuyển tọa độ lên các sàn được tiến hành bằng máy chiếu đứng thông qua các lỗ thông sàn (mỗi sàn ít nhất 4 lỗ thông sàn được bố trí tại các vị trí hợp lý, ít bị ảnh hưởng bởi các công việc thi công khác).

3.3.2 Một số kinh nghiệm khi kiểm tra nghiệm thu công tác lắp dựng ván khuôn và Gang Form -

Các mốc khống chế xung quanh công trình cần được chọn tại các vị trí ổn định dễ dàng kiểm tra và sử dụng;

Cao độ giữa các khối nhà của công trình cần được kiểm tra chéo với nhau; 331

Khi bật mực định vị vị trí của cột, vách tường, cầu thang và các cấu kiện quan trọng khác cần bổ sung thêm các đường mực gửi với một khoảng cách cố định (Để thuận tiện khi kiểm tra sau khi lắp dựng);

Cần kiểm tra độ thẳng đứng của cột, vách trong quá trình đổ bê tông để có phương án điều chỉnh kịp thời trong trường hợp có sai lệch;

Khi nghiệm thu độ thẳng đứng trong điều kiện không thuận lợi (gió to) cần sử dụng máy quét laze để tránh sai số do sự không ổn định của dây dọi.

3.4 Lắp dựng ván khuôn nhôm và hệ Gang form 3.4.1 Trình tự lắp dựng

Chuẩn bị: Định vị các trục, chân cột, vách và bôi dầu (form oil) bề mặt các tấm cốp pha.

Lắp dựng hệ Gangform cho vách biên và Box form cho lõi thang máy

Lắp dựng ván khuôn nhôm cho cột và vách

Lắp cốp pha bắt đầu từ các vách ngoài

Lắp cốp pha vách góc trong Lắp dựng hệ thống tấm góc sàn (Slab corner)

Đánh dấu các tấm cốp pha theo khu vực và theo số thứ tự

3.4.2 Kiểm tra các liên kết trước và trong khi đổ bê tông a)

Kiểm trước khi đổ bê tông

Kiểm tra độ chính xác vị trí của cột và vách so với hệ trục định vị;

Kiểm tra độ thẳng đứng của cột, vách và cao độ của sàn;

Kiểm tra các chốt, nêm và giằng đã được lắp dựng đúng cách;

Kiểm tra lại các lỗ mở vách, sàn;

Kiểm tra giằng, chống đảm bảo đủ độ ổn định.

Kiểm tra trong khi đổ bê tông

Bê tông phải được đổ đều tất cả các cột vách trước khi bắt đầu đổ bê tông sàn;

Theo dõi vữa bê tông rò rỉ;

332

Lau chùi ngay bê tông thừa bám trên mặt sau của tấm cốp pha.

3.5 Trình tự tháo dỡ cốp pha 3.5.1 Tháo dỡ các tấm cốp pha vách -

Các tấm cốp pha vách, cột và thành dầm được tháo dỡ sau khi kết thúc đổ bê tông được 24h;

Đảm bảo tất cả các tấm cốp pha vách được tháo trước tiên sau đó mới đến cốp pha cột và dầm;

Chuyển những tấm cốp pha tháo dỡ lên tầng trên thông qua lỗ mở sàn hoặc cầu thang bộ, sắp xếp thứ tự các tấm cốp pha đúng khu vực;

Đối với tường nằm ngoài chu vi khi sử dụng ván khuôn này các tấm kicker sẽ được giữ nguyên vị trí cho mục đích chống đỡ và định vị cho các tấm vách của sàn tiếp theo.

Hình 1. Các tấm cốp pha được tháo dỡ và vận chuyển lên sàn tiếp theo thông qua các lỗ mở sàn 3.5.2 Tháo dỡ cốp pha sàn và dầm đỡ -

Cốp pha sàn và dầm đỡ chỉ được tháo dỡ khi bê tông đạt cường độ lớn hơn hoặc bằng 70% cường độ bê tông thiết kế; (ở dự án này bê tông đạt 70% cường độ ở 3 ngày).

Chuyển những tấm cốp pha lên tầng tiếp theo thông qua lỗ mở sàn, đảm bảo sắp xếp thứ tự các tấm cốp pha đúng khu vực.

3.5.3 Tháo dỡ ván khuôn sàn và dầm đỡ 3.5.4 Tháo hệ ván khuôn dầm (end beam and middle beam) a) Tháo các ván khuôn sàn b) Giữ lại hệ cột chống và mũ cột chống

333

Hình 2. Giữ lại hệ chống và mũ cột sau khi tháo dỡ các hệ dầm và các tấm panel sàn 3.5.5 Tháo dỡ các tấm Góc vách sàn -

Tiến hành tháo dỡ các tấm slab corner cuối cùng sau khi đã tháo dỡ hệ panel sàn.

3.5.6 Tháo dỡ hệ cột chống và mũ cột chống -

Tháo dỡ hệ cột chống và mũ cột khi cường độ bê tông đã đạt cường độ thiết kế.

3.5.7 Bảo dưỡng ván khuôn -

Toàn bộ các tấm ván khuôn sau khi tháo dỡ và hệ “Gang form”sau khi di chuyển lên tầng tiếp theo cần phải được vệ sinh bề mặt và bôi dầu bảo dưỡng.

Toàn bộ các nêm và chốt là các chi tiết rất nhỏ do đó sau khi tháo dỡ đều cất giữ một cách cẩn thẩn để tránh không bị thất thoát.

Hình 3. Công tác bôi dầu bảo dưỡng các tấm ván khuôn sau khi tháo dỡ 3.6 Công tác hoàn thiện sử dụng giáo treo ngoài của hệ “Gang form”

334

Hệ “Gang form”được tổ hợp 04 tầng giáo treo ngoài với các sàn thao tác an toàn do đó có thể kết hợp được công tác xây gạch và trát ngoài ở 02 tầng giáo cuối cùng.

54 40

Hình 4. Công tác hoàn thiện sử dụng hệ giáo ngoài của Gangform

Hình 5. Công tác hoàn thiện sử dụng giáo treo ngoài của hệ “Gang form” 3.7 Công tác quản lý chất lượng trong thi công ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”

335

Tiến hành quản lý chất lượng thi công bằng ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”được tiến hành kiểm tra và nghiệm thu theo các bước cơ bản sau đây: -

Kiểm tra nghiệm thu cốt thép cột, vách;

Kiểm tra nghiệm vị trí cột vách trước khi lắp ván khuôn;

Kiểm tra nghiệm thu lắp dựng hệ ván khuôn nhôm và “Gang form”cho cột, vách;

Kiểm tra nghiệm thu công tác lắp dựng cây chống và ván khuôn nhôm cho hệ dầm sàn;

Kiểm tra nghiệm thu công tác lắp dựng cốt thép cho dầm sàn;

Kiểm tra nghiệm thu công tác đổ bê tông;

Kiểm tra nghiệm thu bê tông sau khi đổ;

Kiểm tra nghiệm thu cường độ bê tông trước khi tháo dỡ hệ ván khuôn dầm sàn;

Kiểm tra quá trình tháo dỡ hệ ván khuôn nhôm và “Gang form”cho cột vách và dầm sàn.

3.8 Các tiêu chuẩn nghiêm thu được áp dụng -

Chỉ dẫn kỹ thuật của dự án;

TCVN 5637–1991: Quản lý chất lượng xây lắp công trình xây dựng;

TCVN 4055–2012: Công trình xây dựng – Tổ chức thi công;

TCVN 5308–1991: Quy phạm kỹ thuật an toàn trong xây dựng;

TCVN 9398–2012: Công tác trắc địa trong xây dựng - Yêu cầu kỹ thuật chung.

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

TCVN 8828 – 2011: Bê tông – Yêu cầu bảo dưỡng ẩm tự nhiên;

TCVN 3105 – 1993: Bê tông nặng - Lấy mẫu, chế tạo và bảo dưỡng mẫu thử.

4 CÁC VẤN ĐỀ CẦN LƯU Ý TRONG QUÁ TRÌNH THI CÔNG Do tất cả các tấm ván khuôn đều được thiết kế định hình cho từng cấu kiện do đó đòi hỏi độ chính xác cao khi lắp dựng chính vì vậy trong quá trình giám sát chúng tôi nhận thấy cần phải lưu ý các công tác sau: -

Việc khống chế cao độ sàn sau khi đổ bê tông phải cần được lưu ý vì chiều cao các tấm ván khuôn cột vách đã được thiết kế định hình do đó nếu cao độ sàn sau khi đổ không chính xác sẽ phải đục xử lý cao độ sàn bê tông mới có thể tiến hành lắp ván khuôn cho cột vách;

Khi tháo dỡ ván khuôn cần phải vệ sinh hết các bê tông bẩn dính trên các tấm ván khuôn trước khi tiến hành lắp dựng cho tầng tiếp theo để tránh các sai số cộng dồn do bê tông cũ bám trên mặt ván khuôn gây ra (sai số cộng dồn cho phép là 5 mm).

5 ƯU ĐIỂM VÀ NHƯỢC ĐIỂM CỦA CÔNG NGHỆ THI CÔNG NHÀ CAO TẦNG BẰNG VÁN KHUÔN NHÔM VÀ HỆ “GANG FORM” Qua quá trình giám sát tại công trình nhà chung cư thuộc dự án Khu đô thị mới Bắc An Khánh chúng tôi nhận thấy sử dụng công nghệ ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”có một số ưu và nhược điểm như sau:

336

5.1 Ưu điểm: -

Ván khuôn được chế tạo bằng hợp kim nhôm do đó có trọng lượng nhẹ;

Tất cả các ván khuôn cột, vách, lõi thang đều được thiết kế định hình cho từng cấu kiện do đó có thể dễ dàng lắp dựng;

Hệ ván khuôn nhôm với độ kín khít, ổn định cao do đó đảm bảo được kích thước vị trí các cấu kiện sau khi tháo dỡ ván khuôn cũng như bề mặt bê tông được đảm bảo đẹp hơn;

Hình 6. Bề mặt bê tông cột, vách và sàn sau khi tháo dỡ ván khuôn -

Khi bê tông đạt cường độ cho phép tiến hành tháo dỡ hệ ván khuôn đáy sàn mà vẫn giữ nguyên được hệ cây chống sàn, đảm bảo an toàn cho quá trình thi công;

Hệ giáo treo ngoài “Gang form”được thiết kế cho 04 tầng nên có thể kết hợp thi công công tác xây gạch và trát ngoài cho 02 tầng giáo dưới cùng vì thế tiến độ công trình cũng được đẩy nhanh một cách đáng kể.

Công nghệ ván khuôn nhôm và “Gang form”an toàn cao hơn so với các hệ ván khuôn khác đặc biệt là trong quá trình thi công lắp dựng và thi công hoàn thiện do có hệ giáo treo bao gồm lan can và sàn thao tác bên ngoài.

5.2 Nhược điểm: Hệ ván khuôn nhôm và “Gang form”được thiết kế với các kích thước định hình cho từng cấu kiện cho một công trình do đó khi sử dụng cho các công trình khác hoặc các tầng không điển hình thì phải gia công và chế tạo lại cho phù hợp. 6 KẾT LUẬN Mặc dù, công nghệ Ván khuôn nhôm và hệ “Gang form”này đã phát triển ở nước ngoài nhưng ở Việt Nam công nghệ này mới chỉ bắt đầu du nhập vào, do đó chúng tôi thiết nghĩ rằng bản báo cáo này có thể dùng như một tài liệu tham khảo cho các kỹ sư xây dựng và những người muốn quan tâm đến công nghệ mới này. Ngoài ra, với những ưu điểm vượt trội như đã trình bày trong 337

báo cáo cũng như khả năng đẩy nhanh tiến độ thi công khi sử dụng công nghệ ván khuôn này có thể thuyết phục các chủ đầu tư chấp thuận cho các nhà thầu áp dụng công nghệ này trong thi công nhà cao tầng nhằm đẩy nhanh tiến độ thi công công trình sớm đưa vào sử dụng. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Hồ sơ thiết kế bản vẽ thi công Khu đô thị mới Bắc An Khánh Splendora; 2. Hướng dẫn sử dụng của nhà sản xuất ván khuôn Gang-form KUMKANG.

338

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU CHẾ TẠO BÊ TÔNG CỐT LIỆU NHỎ LÀM MÔ HÌNH TRONG THÍ NGHIỆM MÔ PHỎNG ĐỘNG ĐẤT TRÊN BÀN RUNG Ngô Mạnh Toàn*, Nguyễn Võ Thông, Đỗ Tiến Thịnh, Đỗ Trần Hùng, Đặng Trọng Thăng TÓM TẮT: Để đảm bảo điều kiện tương tự về vật liệu trong thí nghiệm trên bàn rung thì vật liệu thường dùng để chế tạo mô hình là bê tông cốt liệu nhỏ. Bài báo trình bày kết quả nghiên cứu để chế tạo bê tông có các đặc trưng cơ lý phù hợp để chế tạo mô hình thí nghiệm. TỪ KHÓA: Tương tự vật liệu, thí nghiệm mô hình, bê tông cốt liệu nhỏ

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Theo lý thuyết mô hình hóa thì giữa mô hình thí nghiệm (gọi tắt là mô hình) và công trình thực cần nghiên cứu (gọi tắt là nguyên hình) cần phải thỏa mãn các điều kiện tương tự về kích thước, vật liệu, tải trọng. Đối với các nguyên hình có kết cấu chịu lực bằng bê tông cốt thép thì vật liệu thường dùng để chế tạo mô hình là bê tông cốt liệu nhỏ. Bài báo này trình bày kết quả nghiên cứu để chế tạo bê tông cốt liệu nhỏ có các đặc trưng cơ lý phù hợp để chế tạo mô hình thí nghiệm cho công trình thực là nhà cao tầng theo công nghệ bán lắp ghép của Vinaconex. Công trình thực là nhà bán lắp ghép cao 16 tầng trong đó cột dầm được thiết kế bê tông B35 (M450). Các đặc trưng cơ lý của bê tông nguyên hình B35: cường độ chịu nén 28 ngày RN28 = 45 MPa, Eb = 34,5x103 MPa. Trong mô hình thí nghiệm thì đặc tính của bê tông có sự khác biệt với công trình thực, vật liệu bê tông được chọn là bê tông cốt liệu nhỏ. 2 NGHIÊN CỨU CHẾ TẠO BÊ TÔNG CỐT LIỆU NHỎ DÙNG TRONG THÍ NGHIỆM MÔ HÌNH 2.1 Các thông số đầu vào để chế tạo bê tông dùng cho mô hình Ở trong mô hình thí nghiệm, để xác định được chủng loại vật liệu bê tông tương tự, phải xuất phát từ mối quan hệ không thứ nguyên của các tham số có liên quan vật lý với nhau, đó là kích thước hình học của đối tượng thí nghiệm (L), các đặc trưng vật liệu bê tông sử dụng (ρ,E) và chỉ tiêu gia tốc của bàn rung mô phỏng (a) ; chúng đươc thể hiện trong tiêu chuẩn tương tự [2]:

Π2 =

ρ aL E

= idem

(1)

N Từ tiêu chuẩn tương tự này, với quy ước số tỷ lệ tương tự của tham số tương ứng si = ( )i ta

( M )i

thiết lập được phương trình chỉ tiêu tương tự sau [2]:

sρ sa sL sE *

Ngô Mạnh Toàn, Viện KHCN Xây dựng, toanngo.ibst@gmail.com, +84 913 556 318

339

(2)

Trong đó: sL – số tỷ lệ tương tự hình học, được chọn bằng 12; sρ - số tỷ lệ khối lượng đơn vị, xấp xỉ bằng 1 khi dùng vật liệu mô hình là bê tông cốt liệu nhỏ; sa – số tỷ lệ tương tự gia tốc chuyển động, bằng ag(N)/ag(M); cụ thể : Theo TCVN 9386: 2012 với động đất cấp VII, gia tốc chuyển động ag(N)= 0,07 ÷ 0,12;

theo

đặc trưng của bàn rung mô phỏng, gia tốc chuyển động tối đa ag max= 1,1; nên trong trường hợp này có thể chọn trị số gia tốc tác động vào mô hình thí nghiệm tương ứng với cấp VII khoảng ag(M)= 0,5 [2]. Từ đó ta có:

sa =

a 0, 07 ÷ 0,12 1 1 chon 1 ≅ ÷ ⎯⎯⎯ → sa = g ( N ) = → a g ( M ) = 5 a g ( N ) ag ( M ) 5 0,5 7 4

(3)

Giải phương trình chỉ tiêu tương tự trên đây, ta nhận được [2]: E( N ) E( N ) 1 = 2, 4 → E( M ) = sE = sρ sL sa = 1. (12 ) .( ) = 2, 4 → sE = 5 2, 4 E( M )

(4) Theo định luật thứ nhất của lý thuyết mô hình hóa tương tự vật lý, số tỷ lệ tương tự của các tham số có cùng thứ nguyên sẽ bằng nhau. Do đó, trong trường hợp này ta có: tham số mô đun biến dạng (E) và cường độ chịu nén (R) của vật liệu có cùng thứ nguyên (MPa); cho nên ta nhận được [2]: sE = sR = 2, 4 → R( M ) =

R( N ) 2, 4

= 0, 42 R( N )

(5) Từ đó vật liệu tương tự theo lý thuyết đối với kết cấu mô hình có thể xác lập từ cường độ chịu nén 28 ngày R(M)= 0,42 R(N). Cụ thể đối với cấu kiện đúc sẵn cột và dầm nguyên hình dùng bê tông có cường độ chịu nén 28 ngày R(N28)= 45 MPa, cho nên vật liệu trong mô hình của loại cấu kiện đó sẽ dùng loại bê tông có cường độ chịu nén 28 ngày R(M28)= 0,42 x 45 = 18,9 MPa. Tương tự E(N)= 34,5x103 MPa thì E(M)= (34,5x103)/2,4 = 14,37x103 MPa. Điều kiện trên mới chỉ thỏa mãn về tương tự vật liệu, còn điều kiện về kích thước cũng phải đáp ứng. Do mô hình thí nghiệm có kích thước thu nhỏ bằng 1/12 kích thước của công trình thực nên kích thước của các cấu kiện cột dầm rất nhỏ, đa phần chiều rộng 18 mm, chiều cao từ 50 đến 100 mm. Như vậy bê tông cốt liệu nhỏ được nghiên cứu phải đáp ứng được công nghệ thi công những cấu kiện nhỏ nhất của mô hình. Bài toán đặt ra là xác định cấp phối bê tông cốt liệu nhỏ để chế tạo các cấu kiện phục vụ thí nghiệm mô phỏng động đất trên bàn rung mà có các đặc trưng sau: - Dmax cốt liệu lớn, mm, không lớn hơn 5 mm; - Cát vàng sông Lô có mô đun độ lớn Mn = 1,5; - Xi măng PCB 30; - Các phụ gia thích hợp; 340

- Cường độ chịu nén, MPa, từ 17 đến 19; - Mô đun biến dạng đàn hồi, MPa, từ 14x103 đến 16x103; - Độ sụt, mm, 180 và đặc tính phát triển cường độ theo thời gian như bê tông thông thường. 2.2 Quá trình lựa chọn cấp phối Với các thông số trên, theo chỉ dẫn chọn thành phần bê tông các loại [1], chúng tôi đã lập ra nhiều loại cấp phối khác nhau để đúc mẫu thí nghiệm phục vụ công tác lựa chọn cấp phối tối ưu nhất. Với mỗi loại cấp phối nghiên cứu, chúng tôi tiến hành đúc mẫu thí nghiệm và bảo dưỡng theo đúng quy trình. Do sử dụng cốt liệu nhỏ và kích thước cấu kiện bé, đối với mỗi mẻ trộn bê tông, đúc 3 viên kích thước 100x100x100 mm để xác định cường độ chịu nén và 3 viên 100x100x400mm để xác định mô đun đàn hồi. Sau khi dưỡng hộ 28 ngày, cường độ chịu nén được thí nghiệm theo TCVN 3118: 1993 và mô đun đàn hồi khi nén tĩnh thí nghiệm theo TCVN 5276: 1993. Quy trình dưới đây miêu tả cách xác định mô đun đàn hồi:

Hình 1. Khung và đồng hồ đo biến dạng Thiết bị sử dụng: Máy nén, thước kẹp, đồng hồ đo biến dạng độ chính xác 0,002 mm. Các bước tiến hành thử: Đặt từng viên vào chính tâm thớt dưới máy nén; tạo tải ứng suất ban đầu 0,05 N/mm2 lên mẫu; ghi lại giá trị đồng hồ đo ở cả 4 mặt đứng của viên mẫu. Tăng tải lên mẫu với tốc độ 6±4 daN/cm2 trong một giây cho tới khi đạt ứng suất thử bằng 1/3 giá trị cường độ lăng trụ; giữ tải ứng suất này 60 giây và đọc giá trị đồng hồ đo ở cả 4 mặt trong khoảng 30 giây nữa; tính biến dạng tương đối ở từng mặt bên.

341

Nếu biến dạng ở các mặt bên đều không lệch quá 20% so với biến dạng trung bình thì hạ tải về mức ban đầu với tốc độ tương đương như khi nâng tải và sau đó tiến hành thêm 2 chu kỳ nâng và hạ tải; ở lần nâng tải cuối cùng lấy số liệu để tính toán. Mô đun đàn hồi khi nén tĩnh (E0) của từng viên được tính theo công thức:

E0 =

σ1 − σ 0 ε1 − ε 0

(6)

Trong đó: σ1: ứng suất thử (ở giá trị khoảng 1/3 cường độ chịu nén); σ0: ứng suất ban đầu (0,05 N/mm2); ε1- ε0 : chênh lệch biến dạng tương đối của bê tông ở mức ứng suất thử so với mức ứng suất ban đầu. 2.3 Kết quả nghiên cứu cấp phối bê tông cốt liệu nhỏ Cấp phối đầu tiên sử dụng xi măng PCB 30, tro bay, cát vàng, đá dăm, phụ gia silkroad. Tro bay giúp cho bê tông tăng độ linh động đồng thời giảm xi măng trong cấp phối nhằm giảm cường độ chịu nén. Sau khi trộn theo cấp phối này cho độ sụt 180mm. Tuy nhiên cường độ nén và mô đun đàn hồi tại thời điểm 28 ngày lớn hơn tiêu chí đề ra. Bảng 1. Kết quả nghiên cứu thực nghiệm cấp phối 1 Kết quả thí nghiệm mô đun đàn hồi khi nén tĩnh (E0)

Thành phần vật liệu cho 1 m3 bê tông Xi măng PCB 30

355 kg

Kích thước mẫu (mm)

100x100x400

Tro bay

90 kg

Cường độ nén 28 ngày

22,0 (N/mm2)

Cát vàng sông Lô

690 kg

σ0 ứng suất ban đầu

0,05 (N/mm2)

1055 kg

σ1 ứng suất thử

7,0 (N/mm2)

190 lít

ε1- ε0

28,5x10-5 (ε)

Đá dăm đường kính nhỏ hơn 5 mm Nước Phụ gia silkroad

E0 =

4,44 lít

σ1 − σ 0 ε1 − ε 0

24,3x103 (N/mm2)

Vật liệu làm cấp phối 1 dễ tìm trên thị trường, khi trộn theo cấp phối này cho độ linh động cao rất thuận lợi cho thi công cấu kiện nhỏ; tuy nhiên cường độ chịu nén và mô đun đàn hồi vẫn phát triển sau 28 ngày nên không đáp ứng được điều kiện tương tự về vật liệu. Cấp phối 2 được chúng tôi chọn theo Chỉ dẫn chọn thành phần bê tông các loại, không sử dụng tro bay và đá, thay vào đó là cát vàng thô đường kính 3 mm. Quá trình trộn theo cấp phối này dễ hơn cấp phối trước, mẻ bê tông sau khi trộn dạng vữa. Kết quả thí nghiệm cho giá trị cường độ nén và mô đun đàn hồi sát với yêu cầu của mô hình.

342

Bảng 2. Kết quả nghiên cứu thực nghiệm cấp phối 2 Thành phần vật liệu cho 1 m3 bê tông Xi măng PCB 30

400 kg

Cát vàng sông Lô Cát vàng thô đường kính nhỏ hơn 3 mm Nước Phụ gia silkroad

Kết quả thí nghiệm mô đun đàn hồi khi nén tĩnh (E0) 100x100x400 17,8 (N/mm2)

892,5 kg

Kích thước mẫu (mm) Cường độ nén 28 ngày σ0 ứng suất ban đầu

382,5 kg

σ1 ứng suất thử

6,0 (N/mm2)

250 lít

ε1- ε0

36,7x10-5 (ε)

E0 =

4,0 lít

σ1 − σ 0 ε1 − ε 0

0,05 (N/mm2)

16,2x103 (N/mm2)

Mặc dù cho kết quả khả quan nhưng trong cấp phối không có đá, chúng tôi tìm đá dăm đường kính 3 mm để thay cho cát vàng hạt thô. Với đá dăm tìm được, chúng tôi lập ra 2 cấp phối: cấp phối 3 có lượng đá và cát vàng bằng nhau, cấp phối 4 giảm đá đồng thời tăng cát và xi măng. Dưới đây là kết quả thí nghiệm cho cấp phối 3 và 4 sau khi đủ 28 ngày. Bảng 3. Kết quả nghiên cứu thực nghiệm cấp phối 3 Thành phần vật liệu cho 1 m3 bê tông Xi măng PCB 30

370 kg

Cát vàng sông Lô Đá dăm đường kính nhỏ hơn 3 mm Nước Phụ gia silkroad

Kết quả thí nghiệm mô đun đàn hồi khi nén tĩnh (E0) 100x100x400 16,2 (N/mm2)

740 kg

Kích thước mẫu (mm) Cường độ nén 28 ngày σ0 ứng suất ban đầu

740 kg

σ1 ứng suất thử

6,0 (N/mm2)

250 lít

ε1- ε0

31,2x10-5 (ε)

E0 =

3,7 lít

σ1 − σ 0 ε1 − ε 0

0,05 (N/mm2)

19,0x103 (N/mm2)

Bảng 4. Kết quả nghiên cứu thực nghiệm cấp phối 4 Thành phần vật liệu cho 1 m3 bê tông

Kết quả thí nghiệm mô đun đàn hồi khi nén tĩnh (E0)

Xi măng PCB 30

464 kg

100x100x400 18,0 (N/mm2)

Cát vàng sông Lô

1035 kg

Kích thước mẫu (mm) Cường độ nén 28 ngày σ0 ứng suất ban đầu

444 kg

σ1 ứng suất thử

6,0 (N/mm2)

290 lít

ε1- ε0

38,9x10-5 (ε)

Đá dăm đường kính nhỏ hơn 3 mm Nước Phụ gia silkroad

E0 =

4,64 lít

343

σ1 − σ 0 ε1 − ε 0

0,05 (N/mm2)

15,3x103 (N/mm2)

Dựa trên kết quả thí nghiệm của cấp phối 3 và 4 nhận thấy: cường độ chịu nén 28 ngày và mô đun đàn hồi của mẫu bê tông theo cấp phối 3 khác xa yêu cầu vật liệu của mô hình. Các mẫu bê tông đúc theo cấp phối 4 cho kết quả khả quan; cụ thể như sau: - Cường độ chịu nén 28 ngày R(M28)= 18,0 MPa. - Mô đun biến dạng đàn hồi E(M28)= 15,3x103 MPa. - Khối lượng thể tích ρ(M) = 2250 kg/m3. Quay trở lại bài toán yêu cầu của mô hình thí nghiệm:

sE =

E( N ) E( M )

R( N ) 45 34,5x103 = = = = 2,5; sρ = 1, 06 s 2, 255; R R( M ) 18 15,3x103

(6)

Giá trị sE thực nghiệm này sai lệch 6% so với tính toán lý thuyết bằng 2,4. Sai số như vậy có thể chấp nhận được. 3 KẾT LUẬN Qua quá trình nghiên cứu thực nghiệm, chúng tôi đã chọn ra được cấp phối bê tông cốt liệu nhỏ dùng để thi công mô hình thí nghiệm tỷ lệ thu nhỏ 1/12 đáp ứng được điều kiện tương tự về vật liệu của lý thuyết mô hình. Cấp phối cho 1 m3 bê tông cốt liệu nhỏ được chọn sử dụng xi măng PCB 30 (464 kg), cát vàng sông Lô (1035 kg), đá dăm đường kính nhỏ hơn 3 mm (444 kg), phụ gia silkroad (4,64 lít), nước (290 lít); tất cả các vật liệu này đều dễ tìm trên thị trường rất thuận tiện cho việc chế tạo mô hình. Các tính chất cơ lý của bê tông cốt liệu nhỏ: R(M28)= 18,0 MPa, E(M28)= 15,3x103 MPa, độ sụt 18 cm. Chúng tôi đã dùng cấp phối trên để đúc các cấu kiện của mô hình, kết quả thu được là những cấu kiện cột, dầm nhỏ và đặc chắc đáp ứng được điều kiện tương tự về kích thước, vật liệu. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Chỉ dẫn chọn thành phần bê tông các loại (QĐ 778/1998 QĐ-BXD). 2. Nguyễn Võ Thông, Xây dựng các tiêu chuẩn tương tự trong bài toán mô hình hóa chịu tác dụng động, 8, 2013 Viện KHCN Xây dựng

344

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NGHIÊN CỨU TÁC ĐỘNG CỦA GIÓ LÊN NHÀ THẤP TẦNG BẰNG THÍ NGHIỆM TRONG ỐNG THỔI KHÍ ĐỘNG Vũ Thành Trung*, Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam, Phạm Trung Thành, Nguyễn Hữu Quyền TÓM TẮT: Bài báo trình bày một số kết quả thí nghiệm về tác động của tải trọng gió lên hai mẫu nhà thấp tầng bằng thí nghiệm trong ống thổi khí động theo các điều kiện đầu vào của tiêu chuẩn Việt Nam 2737:1995 như vận tốc gió, profile vận tốc gió... Các kết quả của thí nghiệm như hệ số khí động trung bình, hệ số khí động lớn nhất, hệ số khí động nhỏ nhất trên tất cả các bề mặt của nhà thấp tầng theo các hướng gió khác nhau đã được phân tích và đánh giá. TỪ KHÓA: Gió, nhà thấp tầng, hệ số khí động, thí nghiệm, ống thổi khí động.

1 MỞ ĐẦU Việt Nam nằm ở khu vực chịu nhiều tác động của gió bão. Mỗi năm trung bình có từ 6 cơn bão đến 8 cơn bão tác động trực tiếp đến Việt Nam và gây rất nhiều tổn thất cho người và cơ sở vật chất trong đó có nhà cửa. Nhà thấp tầng là loại hình nhà rất phổ biến ở nông thôn Việt Nam và sau mỗi cơn bão, thường có hàng trăm đến hàng nghìn ngôi nhà thấp tầng bị tốc mái, hư hỏng cục bộ hay hoàn toàn do gió gây ra. Vì vậy, việc tính toán và xác định đúng tải trọng gió lên các công trình loại này là rất cần thiết. Thí nghiệm mô hình nhà thấp tầng trong ống thổi khí động là một phương pháp hiệu quả để xác định tải trọng gió. Kết quả thí nghiệm sẽ đưa ra tải trọng gió lên nhà thấp tầng với mô hình bất kỳ (không có trong các tiêu chuẩn về tải trọng gió), theo các hướng gió bất kỳ và từ đó sẽ giúp cho công tác thiết kế và giảm nhẹ tác hại của gió gây ra với công trình nhà thấp tầng. Bài báo này trình bày kết quả nghiên cứu thí nghiệm đối với hai mô hình nhà thấp tầng trong ống thổi khí động. 2 ỐNG THỔI KHÍ ĐỘNG Ống thổi khí động tại Phòng thí nghiệm Gió bão của Viện Chuyên ngành Kết cấu Công trình Xây dựng – Viện KHCN Xây dựng – Bộ Xây dựng là loại kín theo chiều đứng có chiều dài 36m và có hai bàn xoay thí nghiệm có đường kính tương ứng là 4 m và 7 m (xem Hình 1). Vận tốc trong ống có thể điều chỉnh từ 0 đến 55m/s. Các thiết bị điều khiển bàn xoay, hệ thống thu nhận số liệu đều được điều khiển qua máy tính. Thiết bị đo áp lực của công ty TFI (Úc) gồm 04 mô đun, mỗi mô đun có 64 kênh, tổng cộng 256 kênh. Hệ thống này được nối trực tiếp vào máy tính, quá trình thu nhận số liệu được thực hiện hoàn toàn tự động theo các thông số đặt sẵn. 3 MÔ HÌNH THÍ NGHIỆM Hai mô hình thí nghiệm được mô phỏng theo kích thước của mẫu nhà của Viện Kiến trúc, Qui hoạch Đô thị và Nông thôn thiết kế là nhà đa năng chống bão (xem Hình 2) và nhà 2 tầng chống bão bão (xem Hình 3) với các thông số cơ bản như trong Bảng 1.

Vũ Thành Trung, Viện KHCN Xây dựng, trungvuthanh@gmail.com, +84 439936852

345

Bàn xoay đường kính 7 m

Nhánh trên 8m x 2m

Đầu nắn dòng 2

Nhánh dưới 2m x 2m

Đầu nắn dòng 1

Động cơ

Côn tăng tốc Bàn xoay đường kính 4 m

Khoang lắng

Hình 1. Sơ đồ của ống thổi khí động tại Viện KHCN Xây dựng (hình phối cảnh)

Hình 2. Nhà đa năng chống bão

Hình 3. Nhà 2 tầng chống bão

Bảng 1. Các thông số cơ bản STT

Thông số

Nhà đa năng chống bão

Nhà 2 tầng

Chiều dài L (m)

6,6

Chiều rộng (m)

19,5

3,6

Chiều cao đỉnh mái (m)

9,6

7,5

Độ dốc mái α ( )

4 PHƯƠNG PHÁP THÍ NGHIỆM 4.1 Môi trường gió trong ống thổi khí động Môi trường gió trong ống thổi khí động được thiết lập để tạo ra dòng gió có các đặc trưng cơ bản tương tự như gió ngoài thực tế tại địa điểm xây dựng. Đặc trưng cơ bản của gió ở hiện trường bao gồm đặc trưng của dòng gió tới (approach flow), đặc trưng do ảnh hưởng của dòng gió qua các công trình (vật cản) xung quanh công trình và đặc trưng của dạng địa hình (near-field flow 346

modifications). Các số liệu để đưa vào thiết lập cấu hình trong ống thổi là: Dạng địa hình A của tiêu chuẩn TCVN 2737:1995 [1], với các đặc trưng: + Độ cao gradient của dạng địa hình 250 m; + Số mũ của hàm biến thiên vận tốc gió theo độ cao α = 0,07. Việc tạo môi trường gió trong ống thổi khí động được thực hiện bằng cách sử dụng các thanh chắn hình tam giác (spire) và cục tạo nhám (xem Hình 7). Hình 4 thể hiện sự so sánh giữa profile vận tốc gió trung bình của thí nghiệm và profile vận tốc gió trung bình của TCVN 2737:1995 [1]. 60 Vận tốc gió theo TCVN

Vận tốc gió theo thí nghiệm

0 0.8

0.9

1.0

1.1

1.2

Hình 4. Profile của vận tốc gió trung bình trong ống thổi khí động và dạng địa hình A của TCVN 2737:1995 4.2 Mô hình thí nghiệm Các thông số về hai mô hình thí nghiệm được thể hiện trong Bảng 2. Sơ đồ bố trí các đầu đo áp lực được thể hiện trong các Hình 5 và 6. Mô hình nhà đa năng chống bão và mô hình nhà 2 tầng trong ống thổi khí động được thể hiện trong Hình 7. Sơ đồ hướng gió tác dụng lên hai mô hình thí nghiệm được thể hiện trong Hình 8. Số hướng gió cho mô hình nhà đa năng chống bão và mô hình nhà 2 tầng tương ứng là 7 và 24. Bảng 2. Các thông số cơ bản của các mô hình thí nghiệm STT

Thông số

Nhà đa năng chống bão

Nhà 2 tầng

Tỷ lệ hình học của mô hình

1/40

1/25

Tỷ lệ vận tốc

1/4

Độ choán

Số đầu đo áp lực trên mô hình

188

253

4.3 Thu nhận số liệu Số liệu về áp lực gió được thu nhận qua các sensor áp lực gắn trên các mô hình thí nghiệm và hệ thống thu nhận số liệu (pressure scanning) với tần số lấy mẫu 500 Hz và tần số lọc thấp 300 Hz (digitally low-pass filtered). Mỗi hướng gió thu nhận 10 chuỗi số liệu (khoảng thời gian của mỗi chuỗi số liệu tương ứng với mười phút của mô hình thực). 347

Hình 5. Mô hình nhà đa năng chống bão

Hình 6. Mô hình nhà 2 tầng

348

(a) Mô hình nhà đa năng chống bão (b) Mô hình nhà 2 tầng Hình 7. Mô hình thí nghiệm trong ống thổi khí động 180°

180° 165°

195°

150°

210°

135°

225°

120°

240°

105°

270°

255°

90°

270°

75°

285°

60°

300° 45°

45°

315° 30°

30°

330° 15°

15°

345° 0°

Gió

0°

(a) Mô hình nhà đa năng chống bão

(b) Mô hình nhà 2 tầng

Hình 8. Các hướng gió tác dụng 5 KẾT QUẢ THÍ NGHIỆM Kết quả thí nghiệm cho hai mẫu nhà thấp tầng thí nghiệm bằng ống thổi khí động đã được xử lý bằng chương trình chuyên dụng và các công cụ xử lý hàm ngẫu nhiên thay đổi theo thời gian như trung bình trượt (moving average), lọc nhiễu, chuyển Fourier... được thể hiện thông qua các biểu đồ phân bố hệ số khí động lên tất cả các bê mặt của mô hình thí nghiệm gồm: - Hệ số khí động trung bình; - Hệ số khí động lớn nhất; - Hệ số khí động nhỏ nhất. Hệ số khí động lớn nhất và nhỏ nhất được xác định theo phương pháp Cook & Mayne [2] kết hợp với phương pháp điều chỉnh Leiblein (Leiblein fitting method, còn gọi là phương pháp BLUE) với hàm giá trị cực đại loại I (Extreme Value Type I). 5.1 Nhà đa năng chống bão Các số liệu thí nghiệm (70 chuỗi số liệu = 7 hướng gió x 10 chuỗi số liệu) sau khi xử lý cho kết quả 349

các giá trị của hệ số khí động gió tương ứng với các hướng gió thí nghiệm được thể hiện trong Hình 9 và các Bảng 3, 4, 5 và 6. Hình 9 thể hiện dự thay đổi hệ số khí động theo thời gian của một số điểm trên mái của mô hình nhà đa năng chống bão tại hướng gió 45o. Giá trị của hệ số khí động Cp tại góc mái (nơi gió tác động trực tiếp) thay đổi rất nhiều theo thời gian (do tác động của các xoáy tại góc mái), tại các vị trí khác xa góc mái thì giá trị của hệ số khí động Cp thay đổi ít hơn và nhỏ dần khi xa góc mái (xem Hình 9). 0.5 0

Cp -0.5 -1 -1.5 -2 0

Thời gian (s) 0 -0.5

Cp -1 -1.5 -2

Gió

-2.5 0

Thời gian (s) 1 0 -1 -2

Cp -3 -4 -5 -6 0

Thời gian (s)

Hình 9. Sự thay đổi hệ số khí động theo thời gian của một số điểm trên mái của mô hình nhà đa năng chống bão tại hướng gió 45o Hình 10 thể hiện sự phân bố hệ số khí động trung bình, lớn nhất, nhỏ nhất trên tất cả các mặt của mẫu thí nghiệm nhà đa năng chống bão tại hướng gió 0o. Từ các kết quả thí nghiệm (xem các Bảng 3, 4, 5 và 6) ta nhận thấy: - Hệ số khí động trung bình cho tường thay đổi từ -0,9 đến +0,8. - Hệ số khí động trung bình cho mái thay đổi từ -1,5 đến -0,2. - Hệ số khí động lớn nhất cho tường thay đổi từ +0,2 đến +2,8. - Hệ số khí động lớn nhất cho mái thay đổi từ 0 đến +0,6. 350

- Hệ số khí động nhỏ nhất cho tường thay đổi từ -1 đến -3,5. - Hệ số khí động nhỏ nhất cho mái thay đổi từ -1 đến -6. - Các giá trị hệ số khí động có giá trị tuyệt đối lớn nhất trong các trường hợp thường xảy ra ở các mép tường tại góc đón gió hoặc ở mép mái, diềm mái phía đón gió. Bảng 3. Tổng hợp hệ số khí động trung bình theo các hướng gió khác nhau Hướng gió

Đón gió

Tường Khuất gió Bên-đón gió

00 150

Từ +0,4 đến +0,7 Từ +0,2 đến +0,6

-0,3 -0,2

Từ -0,2 đến -0,9 Từ 0 đến -0,8

300

Từ +0,1 đến +0,7

-0,3

Từ +0,1 đến +0,3

450

Từ +0,1 đến +0,5

Từ +0,3 đến +0,7 Từ +0,2 đến +0,6 Từ +0,4 đến +0,6

60 750 900

Từ -0,3 đến -0,7 -0,5 Từ -0,4 -0,2

Mái Bên- khuất gió

Đón gió

Khuất gió

Từ -0,2 đến -0,9 Từ -0,2 đến -0,8 Từ -0,3 đến -0,7

Từ -0,2 đến -1,2 Từ -0,2 đến -1,4

Từ -0,2 đến -1,2 Từ -0,4 đến -1,2

Từ -0,3 đến -1,3

Từ -0,5 đến -1,5

Từ -0,1 đến +0,5

-0,5

-0,3 đến -0,9

Từ -0,5 đến -1,3

Từ -0,1 đến +0,1 -0,2 đến -0,6 Từ -0,4 đến -1,0

-0,5 Từ -0,4 đến -0,6 Từ -0,2 đến -0,8

Từ -0,3đến +1,3 Từ -0,4 đến -1,2 Từ -0,6 đến -1,4

Từ -0,5 đến -1,5 Từ -0,4 đến -1,0 Từ -0,4 đến -1,0

Bảng 4. Tổng hợp hệ số khí động lớn nhất theo các hướng gió khác nhau Hướng gió

Đón gió

Tường Khuất gió Bên-đón gió Bên- khuất gió

Đón gió

Khuất gió

+0,2 +0,2 Từ -0,2 đến 0

Từ -0,2 đến -1,2 Từ -0,2đến +0,2 Từ 0 đến +0,6

Từ -0,2 đến -1,2 Từ -0,2 đến +0,2 Từ -0,4 đến 0

Từ +0,6 đến +2,4

Từ -0,2 đến +0,6

Từ -0,2 đến -0,4

Từ -0,4 đến +2,2 Từ +0,2 đến +1,4 Từ +0,2 đến +0,4

0 +0,2 Từ +0,2 đến +0,4

Từ -0,2 đến +0,8 Từ -0,2 đến +0,6 Từ -0,2 đến +0,4

-0,4 Từ -0,2 đến -0,4 -0,2

0 150 300

Từ +0,8 đến +2,6 Từ +2 đến +2,6 Từ +1,2 đến +2,8

+0,2 0 0

+0,2 Từ + 0,4 đến +1,2 Từ +0,4 đến +2,2

450

Từ +0,8 đến +2,4

Từ -0,2 đến +0,2

Từ +0,8 đến +2,6 Từ +1,2 đến +2,4 Từ +0,8 đến +2,6

+0,2 0 +0,2

60 750 900

Mái

Bảng 5. Tổng hợp hệ số khí động nhỏ nhất theo các hướng gió khác nhau Hướng gió

Đón gió

Tường Khuất gió Bên-đón gió Bên- khuất gió

Mái Đón gió

Khuất gió Từ -1,0 đến -5,5 Từ -1,0 đến -3,5 -1,0 đến -5,5

-0,5

-1

Từ -0,5 đến -3

Từ -1,0 đến -3,5

150 300

-0,5 -0,5

-1 -1

Từ -0,5 đến -3 Từ -0,5 đến -3

Từ -1,0đến -3,5 Từ -1,0 đến -1,5

Từ -1,0 đến -5,5 Từ -1,0 đến -5,5 -1,0 đến -5,5

450

Từ -0,5 đến -2,0

-1,5

Từ -0,5 đến -2,0

-1,5

Từ -1,5 đến -5,5

Từ -1,0 đến -5,0

600 750 900

-0,5 -0,5 -0,5

-1,5 -1,0 -1,0

Từ -1,0 đến -3,5 Từ -1,0 đến -3,0 Từ -1,5 đến -3,0

-2 Từ -1,0 đến -3,0 Từ -1,5 đến -3,0

Từ -1,5 đến -5,5 Từ -1,5 đến -6,0 Từ -1,5 đến -4,5

-1,5 đến -5,0 Từ -1,0 đến -5,0 Từ -1,0 đến -3,5

Bảng 6. Tổng hợp giá trị hệ số khí động Hệ số khí động Trung bình lớn nhất nhỏ nhất

Bộ phân công trình

Giá trị của hệ số

Tường Mái Tường Mái Tường Mái

Từ -0,9 đến + 0,8 Từ -1,5 đến - 0,2 Từ +0,2 đến + 2,6 Từ 0 đến + 0,6 Từ -0,5 đến - 3,5 Từ -1 đến - 6

Trong các Bảng 3, 4, 5 và 6: "+" thể hiện áp lực gió đẩy "-" thể hiện áp lực gió hút 351

Hướng gió

(a) Hệ số khí động trung bình

(b) Hệ số khí động lớn nhất

Hình 10. Các phân bố hệ số khí động trung bình, lớn nhất và nhỏ nhất lên các tường và mái của nhà đa năng chống bão tại hướng gió 0o 5.1 Nhà hai tầng chống bão Các số liệu thí nghiệm (240 chuỗi số liệu = 24 hướng gió x 10 chuỗi số liệu) sau khi xử lý cho kết quả các giá trị của hệ số khí động gió tương ứng với các hướng gió thí nghiệm được thể hiện trong các Bảng 7, 8, 9 và 10. Hình 11 thể hiện sự phân bố hệ số khí động trung bình, lớn nhất, nhỏ nhất trên tất cả các mặt của mẫu thí nghiệm nhà hai tầng chống bão tại hướng gió 0o. Từ các kết quả thí nghiệm (xem các Bảng 7, 8, 9 và 10) ta nhận thấy: - Hệ số khí động trung bình cho tường thay đổi từ -1,0 đến +1,25. - Hệ số khí động trung bình cho mái thay đổi từ -1,5 đến +0,5. - Hệ số khí động lớn nhất cho tường thay đổi từ +1,7 đến +2,9. - Hệ số khí động lớn nhất cho mái thay đổi từ Từ +0,5 đến +2,9. - Hệ số khí động nhỏ nhất cho tường thay đổi từ -1 đến -4,5. - Hệ số khí động nhỏ nhất cho mái thay đổi từ -1,2 đến –6,4. - Các giá trị hệ số khí động có giá trị tuyệt đối lớn nhất trong các trường hợp thường xảy ra ở các mép tường tại góc đón gió hoặc ở mép mái, diềm mái phía đón gió. Bảng 7. Tổng hợp hệ số khí động trung bình cho tất cả các hướng gió Tường

Mái

Mặt trước

Mặt sau

Bên phải

Bên trái

Từ -0,25 đến -1,0 Từ +0,75 đến +1

Từ -0,5 đến -1,0 Từ +0,5 đến +1

Từ -0,5 đến -1,0 Từ +0,25 đến +1,25

Từ -0,75 đến -1,0 Từ +0,5 đến +1,25

Từ -0,5 đến -1,5 Từ +0,25 đến +0,5

Từ -1,0 đến -1,5 Từ +0,25 đến +0,5

Bảng 8. Tổng hợp hệ số khí động lớn nhất cho tất cả các hướng gió Tường

Mái

Mặt trước

Mặt sau

Bên phải

Bên trái

Từ +1,7 đến +2,9

Từ +1,7 đến +2,6

Từ +2,0 đến +2,9

Từ +1,7 đến +2,6

Từ +0,5 đến +2,9

352

Bảng 9. Tổng hợp hệ số khí động nhỏ nhất cho tất cả các hướng gió Tường

Mái

Mặt trước

Mặt sau

Bên phải

Bên trái

Từ -1,0 đến -4,6

Từ -1,0 đến -4,0

Từ -1,0 đến -3,4

Từ -1,6 đến -4,5

Từ -2,2 đến -6,4

Từ -3,4 đến -5,8

Bảng 10. Tổng hợp giá trị hệ số khí động Hệ số khí động

Bộ phân công trình

Giá trị của hệ số

Tường

Từ -3,0 đến + 1,25

Mái

Từ -2,5 đến + 0,5

Tường

Từ +1,7 đến + 2,9

Mái

Từ +0,5 đến + 2,9

Tường

Từ -1 đến - 4,5

Mái

Từ -1,2 đến – 6,4

Trung bình lớn nhất nhỏ nhất

Trong các Bảng 7, 8, 9 và 10: "+" thể hiện áp lực gió đẩy "-" thể hiện áp lực gió hút

.2 -2 -2 .2

-1

-1.6

-0 .4

-1.6

-1 -1.6 -2.2

-2.8 -3.4 -4.6 -4

-3 -2 .4 .8 -2.2 -2.2

-1.6 -1 -1.6

-4

-1

-0 .2 5

0.2 5

-0.4

0 .5

-0 .4

-1 -1

0.5

-1.6

-1

-2 .8

-1.6

-4 -4 .6 -5 .2 -5 -1-9 -7 -6 0-8-8 -7 .4 .4 .8.2.8 .6

-2 .2

-0.5

75 -0 .

-0.25

0 -0.5

-3 . 4

-0.4

0.5

0.25

-2.2

-1.6

-2 .2

-1 .6

0.7

-1.6

-1 .6

-1

2 4 -2 . 62.4-.8 -4-.3-

-2.2 -2 .2

-2.2 -1.6

-1 . 6

-1

2 -3.4 -2 .8 -0. 0.2 4 .6 -1-1

-0.5 -0.75

-0.5

-1.6 -2.2

-1.6

0.25 0

-1

-0.75

-2.5 -2.25 -2 -1 .55 -15.7 -1.2 -0 .75

0.25 .25 0 -0 -0.25

-2 .

-2.2

55 0.5 0-0.2-0.

-0.25

-1

-0.5

-2.2 -2.8

-2 .2

-0.5

-1. 6

-0.5

-0 .25

-2.8

-0 .

-1

-0 .75

-1

-1.6 23.4

-2.8

-0.5

-0.75

-8.8-8.2- 7564.6 .4 .2 .8-.76 14-3 .64 -1

-1 .6 -1

2-.29.4 -1-0

-2 .8 -1 .6

-0-0.5.2 5

-2 .8

.25

-0.75

-0. 75

.5 -1

-2.2

--21 .75 -1

-0 .5

5 1-2.2 -2-.5

i θ 0 )

Hướng gió

(a) Hệ số khí động trung bình

(b) Hệ số khí động lớn nhất

0.2

0.5

-0.1

0.5 0.8

-0.1 -0.1 0 .2

-0.1

0.50.2

0.2

0.5

0.2

0 .2

0 .5

0.5

0 .5

1.1

1.71.4 2

2 .3 2.6 2.9

0.8

1.4

1.7

2.3

0.20.5 1 .7 1.41.10.8

0.5

0 .2 2 0.

2.3

1.1 1.4

0.2

1 -0.

3.2

0 .5

-0.1

0.2 0.5

-00.1.20-0. 031

-0.4

1.4

2.3

1.4

1.1

1.7 C

2.3

1.7

0 .2

-0.1

0.2

0.5

1 -0 .

i θ 0 )

Hướng gió

(c) Hệ số khí động nhỏ nhất Hình 11. Các phân bố hệ số khí động trung bình, lớn nhất và nhỏ nhất lên các tường và mái của o nhà đa năng chống 353bão tại hướng gió 0

5 NHẬN XÉT VÀ KẾT LUẬN Bài báo đã trình bày các kết quả thí nghiệm đối với hai mô hình nhà thấp tầng theo các điều kiện của TCVN 2737:1995 [1]. Các kết quả về hệ số khí động đã được xác định cho tất cả các bề mặt của mô hình và theo các hướng gió khác nhau. Áp lực gió tại các vị trí góc của mô hình thí nghiệm có giá trị lớn hơn khá nhiều so với các vị trí khác. Các kết quả này có thể làm cơ sở để tính toán tải trọng gió lên công trình. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. TCVN 2737 - 1995, Tải trọng và tác động - Tiêu chuẩn thiết kế, Nhà xuất bản Xây dựng, (1995). 2. John D. Holmes, Wind Loading of Structures, 2nd Edition, Taylor & Francis, (2007). 3. Simiu Emil, and Robert H. Scanlan, Wind Effects on Structures: Fundamentals and Applications to Design, 3rd Edition, John Wiley & Sons, Hoboken, NJ, (1996).

354

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

THỬ NGHIỆM ĐÁNH GIÁ CHẤT LƯỢNG CỦA HỆ MẶT DỰNG NHÔM KÍNH Vũ Thành Trung*, Nguyễn Võ Thông, Nguyễn Hoài Nam, Phạm Trung Thành, Nguyễn Hữu Quyền TÓM TẮT: Hệ mặt dựng nhôm kính ngày càng được ứng dụng rộng rãi cho các công trình tại Việt Nam. Đây là hệ bao che bên ngoài công trình và chịu nhiều loại tác động khác nhau như như gió, mưa, nhiệt độ, tiếng ồn... Do đó, hệ tường kính phải đảm bảo yêu cầu chịu lực, độ kín nước, độ kín khí, độ cách âm ... Công tác kiểm tra chất lượng của hệ mặt dựng nhôm kính thông qua thử nghiệm trên mô hình thực là rất cần thiết. Bài báo này trình bày các yêu cầu kĩ thuật, thử nghiệm trên mô hình thực của hệ mặt dựng kính cho một số công trình thực tế đã được thực hiện tại Phòng Nghiên cứu và Thí nghiệm Gió thuộc Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng trong thời gian gần đây. TỪ KHÓA: Hệ mặt dựng nhôm kính, nhà cao tầng, thử nghiệm.

1 MỞ ĐẦU Hệ mặt dựng nhôm kính thường là kết cấu bao che của công trình và là một trong những bộ phận quan trọng của nhà cao tầng. Ngoài ra, mặt dựng nhôm kính là hệ chịu tải trọng gió đầu tiên của nhà cao tầng và từ đó truyền đến hệ kết cấu chịu tải trọng ngang của nhà (cột, vách, lõi...), do đó thiết kế hệ thống mặt dựng nhôm kính chịu tải trọng gió, cũng như việc kiểm tra chất lượng là một yêu cầu cần thiết. Hệ mặt dựng nhôm kính tuỳ vào cấu tạo và biện pháp thi công có thể chia thành những hệ cơ bản như sau: hệ Stick, hệ Unitized, hệ Spider. - Mặt dựng nhôm kính hệ Stick được sản xuất và gia công các thanh nhôm, kính và một số chi tiết khác tại nhà máy, toàn bộ công việc liên kết, lắp dựng và hoàn thiện được thực hiện tại công trường. Hệ mặt dựng Stick có thể sử dụng cho mọi loại bề mặt bên ngoài của toà nhà, đặc biệt phù hợp với bề mặt toà nhà có kiến trúc phức tạp hoặc có nhiều điểm nối. Hệ mặt dựng Stick được triển khai lắp đặt từng chi tiết cấu thành nên mặt dựng ở ngay tại công trình, theo tiến độ xây dựng hoàn thiện phần thô của công trình. - Mặt dựng nhôm kính hệ Unitized là hệ thống vách nhôm kính lớn được sản xuất, gia công và hoàn thiện thành các tấm panel ngay từ trong nhà máy, sau đó được chuyển đến công trình để lắp dựng và hoàn thiện tổng thể. Hệ mặt dựng Unitized sử dụng tốt nhất cho công trình có mặt ngoài đồng nhất và các tầng có chiều cao như nhau. - Mặt dựng nhôm kính hệ Spider là hệ tường kính không khung, chủ yếu chỉ dùng các chốt giữ kính để tạo thành các điểm liên kết và kết nối các tấm kính lại với nhau.. 2 CÁC HƯ HỎNG ĐỐI VỚI MẶT DỰNG NHÔM KÍNH Các loại tải trọng tác dụng lên mặt dựng nhôm kính bao gồm: - Tĩnh tải; - Tải trọng gió; - Tải trọng động đất; *

Vũ Thành Trung, Viện KHCN Xây dựng, trungvuthanh@gmail.com, +84 439936852

355

- Tải trọng nhiệt; - Tải trọng nổ; Trong đó, tải trọng gió là loại tải trọng chủ yếu và quan trọng nhất. Nguyên nhân hư hỏng của mặt dựng nhôm kính thường do các tải trọng tác động kể trên gây nên, ngoài ra còn có các nguyên nhân khác như: nước, chất lượng kính không đảm bảo, nhiệt độ, vật thể bay và các lỗi thi công lắp đặt và thiết kế. 2.1 Hư hỏng do tác động của gió Hư hỏng của hệ mặt dựng nhôm kính dưới tác động của gió là dạng hư hỏng phổ biến nhất (xem Hình 1). Thiết kế mặt dựng nhôm kính chịu tải trọng gió là một trong các yêu cầu quan trọng nhất. Tuy nhiên, không có phương pháp tính toán chuẩn cho thiết kế của mọi mặt dựng tường kính với kích thước và hình dáng khác nhau. Mặc dù tất cả các tiêu chuẩn tải trọng và tác động trên thế giới đã thể hiện các vùng có áp lực gió cao tại các góc của công trình, nhưng việc xác định chính xác tải trọng gió lên các vị trí cục bộ của hệ mặt dựng nhôm kính là rất khó khăn. Đặc biệt là các công trình hiện đại có xu hướng không đều đặn và có hình dáng phức tạp và được xây dựng trong vùng có ảnh hưởng mạnh của địa hình và các công trình xung quanh (trung tâm các đô thị lớn). Để xác định chính xác tải trọng gió lên hệ kết cấu bao che, thí nghiệm ống thổi khí động thường được sử dụng. Các thiệt hại do gió gây ra cho mặt dựng nhôm kính không gây sụp đổ công trình nhưng nó gây mất mỹ quan, nguy hiểm cho người sinh sống bên trong và người đi lại bên dưới tòa nhà. Ngoài ra, việc sửa chữa các hư hỏng đó rất khó khăn, lâu dài và tốn kém. Do đó việc thử nghiệm mặt dựng nhôm kính bằng mô hình thực (Mock-up test) để kiểm tra chất lượng là rất quan trọng, nhằm phát hiện sai sót để điều chỉnh lại thiết kế, lắp đặt.

Hình 1. Hình ảnh một số phá hoại của hệ mặt dựng nhôm kính do gió bão 2.2 Hư hỏng do nước Hư hỏng do nước được chia làm hai phần: một là do sự lọt nước, hai là sự ngưng tụ. Hư hỏng này 356

làm suy giảm khả năng chịu lực của kết cấu mặt dựng về lâu dài, gây ra nấm mốc, ảnh hưởng tới chất lượng không khí bên trong nhà. Chất kết dính (keo Silicone) và gioăng cao su là vật liệu chính để ngăn chặn sự lọt nước, tuy nhiên hai vật liệu này có thể bị phá hủy do hệ số giãn nở nhiệt của nhôm gấp 2,5 lần của kính, ngoài ra chúng có khả năng chịu nhiệt kém và dễ bị giòn hóa. Cách tốt nhất để bảo vệ mặt dựng nhôm kính trước tác động của nước là phải thiết kế một hệ thống thoát nước trong tường kính, sử dụng loại keo và gioăng cao su có chất lượng tốt. Việc sửa chữa hư hỏng này rất khó khăn và tốn kém, nhưng lại có thể dễ dàng ngăn chặn trong thiết kế và lắp đặt. Để đảm bảo thiết kế và lắp đặt là hiệu quả thì mặt dựng nhôm kính cần được thử nghiệm với mô hình thực.. 2.3 Hư hỏng do tác động của nhiệt Tải trọng nhiệt cần được các kĩ sư tính toán cẩn thận khi thiết kế hệ mặt dựng nhôm kính. Sự chênh lệch nhiệt độ lớn giữa bên trong và bên ngoài mặt dựng gây ra các vết nứt nhiệt. Vết nứt nhiệt thường vuông góc với khung và mở rộng ra toàn bộ mặt kính. Khi kính bị hư hỏng do nhiệt thì cần phát hiện sớm để thay thế khi vết nứt phát triển rộng, khó có thể sửa chữa được, do đó việc thử nghiệm nhiệt đối với mặt dựng nhôm kính là cần thiết, để phát hiện ra sai sót và xử lý trước khi lắp đặt.

Hình 2. Vết nứt kính do tác động của nhiệt độ 2.4 Hư hỏng do tác động của chuyển dịch do gió hoặc động đất gây ra Chuyển dịch của công trình do gió hoặc động đất gây ra sẽ gây hư hỏng đến hệ mặt dựng nhôm kính. Do chuyển dịch của các vị trí của hệ mặt dựng nhôm kính không đều nhau nên sẽ gây phá hoại cục bộ đến liên kết giữa kết cấu chịu lực chính của công trình (khung, vách) và hệ mặt dựng, khung nhôm hoặc kính. Thông thường các hệ mặt dựng nhôm kính phải được thiết kế để chịu được dịch chuyển ngang lệch tầng do thiết kế qui định. 3 CÁC YÊU CẦU KỸ THUẬT ĐỐI VỚI KẾT CẤU MẶT DỰNG NHÔM KÍNH Mặt dựng nhôm kính cần đảm bảo các yêu cầu kĩ thuật sau: 357

- Đảm bảo khả năng chịu lực (dưới tác dụng của tải trọng gió, tải trọng nhiệt, dịch chuyển ngang và đứng); - Đảm bảo an toàn sử dụng (biến dạng) và độ ổn định; - Đảm bảo các yêu cầu về độ kín khít (độ lọt khí, độ lọt nước); - Khả năng chịu va đập, đảm bảo an toàn khi kính bị vỡ; - Khả năng cách âm, cách nhiệt; - Khả năng truyền ánh sáng tự nhiên. Ngoài đảm bảo các yêu cầu về kĩ thuật, hệ thống mặt dựng nhôm kính phải được thiết kế sao cho thuận tiện cho thi công, tiết kiệm, đảm bảo mỹ thuật, hiện đại và hài hòa với kiến trúc. Mặt dựng nhôm kính ngoài việc đảm bảo an toàn, vững chắc còn tăng tính thẩm mỹ cho tòa nhà, tạo sự thông thoáng bên trong, tiết kiệm năng lượng. 4 THÍ NGHIỆM TRÊN MÔ HÌNH TRONG PHÒNG THÍ NGHIỆM 4.1 Lắp dựng mô hình Thử nghiệm đánh giá chất lượng của mặt dựng nhôm kính trên mô hình thực đã được sử dụng rất phổ biến trên thế giới, ở Đông Nam Á có hai nước Singapore và Phillippines có hệ thống thử nghiệm mặt dựng nhôm kính khá hiện đại. Loại thử nghiệm này đã giúp rất nhiều cho công tác kiểm tra chất lượng của mặt dựng nhôm kính như khả năng chịu lực dưới tác động của áp lực gió, độ kín khí, độ kín nước, khả năng chịu tải trọng động đất, khả năng chịu va đập, cách âm, cách nhiệt... Gần đây, phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió - Viện KHCN Xây dựng đã tiến hành đầu tư hệ thống thiết bị để phục vụ công tác thử nghiệm đánh giá chất lượng của mặt dựng nhôm kính. Đơn vị đã tiến hành được nhiều thử nghiệm để kiểm tra chất lượng của mặt dựng nhôm kính cho nhiều công trình tại Việt Nam: tòa nhà PV GAS (Hồ Chí Minh), tòa nhà Petroland (Hồ Chí Minh), tòa nhà trụ sở hải quan (Hà Nội), nhà ga hành khách quốc tế sân bay Đà Nẵng, nhà ga hành khách sân bay Phú Quốc (Kiên Giang), nhà Điều hành Tổng công ty Cảng Hàng không Việt Nam (Hồ Chí Minh)...Các mẫu được thử nghiệm theo các hệ tiêu chuẩn của Mỹ (ASTM, AAMA), Úc (AS). Các thử nghiệm này đã giúp rất nhiều cho các nhà thầu thi công khắc phục các khiếm khuyết (cấu tạo các liên kết giữa mặt dựng nhôm kính và công trình, độ kín của mặt dựng, cấu tạo tại vị trí cửa sổ...) của mặt dựng nhôm kính trước khi đưa vào lắp đặt tại công trình. 4.2 Giới thiệu về hệ thống thiết bị Hệ thống thiết bị của phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió, khá hiện đại và tương đối đầy đủ đảm bảo phục vụ tốt cho công tác thử nghiệm, các thiết bị chính bao gồm: - Buồng khí có khả năng thử nghiệm mẫu có chiều cao tới 10 m, chiều rộng tới 6 m (tương đương 2 đến 3 tầng nhà). - Hệ thống bơm khí có chức năng đảo chiều hút và đẩy với khả năng tạo áp lực dương hoặc âm lên tới ± 4000 Pa. Hệ thống có khả năng tăng áp lực và giữ áp lực theo yêu cầu thử nghiệm với độ chính xác 1 Pa. - Áp kế điện tử có chức năng đo áp lực lên bề mặt mẫu thử nghiệm với độ chính xác 0,1 Pa. - Thiết bị đo lưu lượng khí (đo độ lọt khí) với độ chính xác 0,1 L/s; - Thiết bị thu nhận số liệu đo đa kênh; 358

- Thiết bị đo chuyển vị điện tử có độ chính xác đến 0,1 mm; - Hệ thống bơm nước áp lực cao; - Thiết bị đo lưu lượng nước; - Hệ thống dàn phun mưa có kích thước 6x10 m; - Hệ thống quạt tạo gió có khả năng tạo áp lực 770 Pa lên bề mặt mẫu thử nghiệm (tương đương vận tốc gió 35 m/s hay cấp 12 theo thang bão Beaufort); - Hệ thống bắn vật thể bay với vận tốc đến 25 m/s; - Hệ thống kích. 4.3 Các chỉ tiêu thử nghiệm - Tính năng kết cấu (với yêu cầu chuyển vị của khung nhôm/chiều dài nhịp ≤ 1/180 và chuyển vị của kính/chiều dài nhịp ≤ 1/90) được thử nghiệm theo tiêu chuẩn ASTM E 330-02 và AS/NZS 4284:2008. - Độ lọt khí (với yêu cầu độ lọt khí ≤ 1,6 L/(m2.s) dưới áp lực Plk theo ASTM E 283-04 và và AS AS/NZS 4284:2008. - Độ lọt nước dưới áp lực tĩnh (với yêu cầu không có bất kỳ sự rò rỉ nước nào dưới áp lực tĩnh) được thử nghiệm theo các tiêu chuẩn ASTM E0331-00 và AS/NZS 4284:2008. - Độ lọt nước dưới áp lực động (với yêu cầu không có bất kỳ sự rò rỉ nước nào dưới áp lực động) được thử nghiệm theo tiêu chuẩn AAMA 501.1-05. - Độ lọt nước dưới áp lực tuần hoàn (với yêu cầu không có bất kỳ sự rò rỉ nước nào dưới áp lực tuần hoàn) được thử nghiệm theo tiêu chuẩn AS/NZS 4284:2008. - Tác động của nhiệt tuần hoàn (với yêu cầu không có sự phá hoại với keo silicon hoặc kính) được thử nghiệm theo tiêu chuẩn AAMA 501.5-07. - Dịch chuyển ngang và đứng do động đất và gió gây ra (với yêu cầu không có sự phá hoại với khung nhôm, keo silicon hoặc kính) được thử nghiệm theo tiêu chuẩn AAMA 501.4-00. - Tải trọng ở trạng thái cực hạn (với yêu cầu không có sự phá hoại với khung nhôm, keo silicon hoặc kính) được thử nghiệm theo tiêu chuẩn ASTM E 330-02. Kết quả thử nghiệm mặt dựng nhôm kính có độ tin cậy cao vì mẫu thử nghiệm là mẫu có kích thước thực (thường có chiều cao bằng hai tầng nhà, chiều rộng bằng ba đến bốn tấm kính), sử dụng chủng loại vật liệu và cấu tạo như tại công trình thực, tải trọng thử nghiệm được xác định từ các kết quả thí nghiệm bằng ống thổi khí động. Sơ đồ thử nghiệm khả năng chịu lực dưới tác động của áp lực gió, độ lọt khí, độ kín nước của mặt dựng nhôm kính được thể hiện ở Hình 3. Đây là các loại thử nghiệm quan trọng và quyết định đến chất lượng của hệ mặt dựng nhôm kính. 4.4 Quy trình thử nghiệm Quy trình thử nghiệm theo các tiêu chuẩn của Mỹ (ASTM, AAMA), Úc (AS/NZS 4284:2008) đã được áp dụng tại phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió – Viện KHCN Xây dựng. - Bước 1: Gia tải sơ bộ Áp suất P = ± Pkc (Pkc là áp lực thử nghiệm về tính năng kết cấu do đơn vị thiết kế chỉ định) được đặt lên bề mặt của mẫu thử nghiệm, áp lực dương và âm được giữ trong 10 giây. - Bước 2: Thử nghiệm tính năng kết cấu 359

Các mức áp suất chênh lệch sẽ được đặt lên bề mặt của mẫu thử nghiệm theo từng cấp tải. Mỗi cấp tải sẽ được giữ trong vòng 1 phút ở mỗi giai đoạn trước khi các chuyển vị được ghi nhận. - Bước 3: Thử nghiệm về độ lọt khí

Hình 3. Sơ đồ thử nghiệm cho hệ mặt dựng nhôm kính

Chiều cao tầng

Kích thủy lực dùng thí nghiệm

Độ dịch chuyển do thiết kế qui Chiều cao tầng

Sàn di chuyển bằng hệ thống kính hủ l

Hình 4. Sơ đồ thử nghiệm về tác động chuyển dịch do gió và động đất cho hệ mặt dựng nhôm kí h Áp suất P = ± Plk (Plk là áp lực thử nghiệm độ lọt khí do đơn vị thiết kế chỉ định) được đặt lên bề mặt của mẫu thử nghiệm, áp lực dương và âm được giữ trong 10 giây, khi lưu lượng khí được ghi nhận. 360

- Bước 4: Thử nghiệm về độ lọt nước dưới áp lực tĩnh Áp suất P = Pln (Pln là áp lực thử nghiệm độ lọt nước do đơn vị thiết kế chỉ định) được đặt lên bề mặt của mẫu thử nghiệm, áp lực âm được giữ trong 15 phút, song song là tiến hành phun nước vào bề mặt mẫu thử nghiệm. - Bước 5: Thử nghiệm về độ lọt nước dưới áp lực động Áp suất P = Pln được đặt lên mặt ngoài của mẫu thử nghiệm bằng cách sử dụng hệ thống quạt tạo gió, áp lực được giữ trong 15 phút, song song là tiến hành phun nước vào bề mặt mẫu thử nghiệm. - Bước 6: Thử nghiệm về độ lọt nước dưới áp lực tuần hoàn, Áp suất P thay đổi được đặt lên mặt của mẫu thử nghiệm trong quá trình thử nghiệm, trong 15 phút, song song là tiến hành phun nước vào bề mặt mẫu thử nghiệm. - Bước 7: Thử nghiệm về chuyển dịch do gió và động đất (xem Hình 4) gây ra, Tiến hành tạo dịch chuyển mặt dựng nhôm kính theo các chu trình với độ dịch chuyển đã định trước (do đơn vị thiết kế chỉ định) bằng hệ thống kích; - Bước 8: Thử nghiệm tải trọng ở trạng thái cực hạn, Áp suất P = ± 1,5*Pkc được đặt lên mặt của mẫu thử nghiệm, áp lực dương và âm được giữ trong 10 giây. Các Hình 5, 6 và 7 thể hiện hình ảnh của một số phép thử đối với hệ mặt dựng nhôm kính.

Hình 5. Thử nghiệm độ lọt khí của hệ mặt dựng nhôm kính

Hình 6. Thử nghiệm độ lọt nước của hệ mặt dựng nhôm kính dưới tác động của áp lực động

Hình 7. Thử nghiệm hệ mặt dựng nhôm kính dưới tác động nhiệt độ 361

Hình ảnh về thử nghiệm hệ mặt dựng nhôm kính cho một số công trình đã được tiến hành tại phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió – Viện KHCN Xây dựng trong thời gian vừa qua (xem Hình 8).

a) Thử nghiệm hệ mặt dựng nhôm kính của công trình tòa nhà PV GAS (Hồ Chí Minh)

b) Thử nghiệm hệ mặt dựng nhôm kính của công trình tòa nhà Petroland (Hồ Chí Minh)

Form Super

c) Thử nghiệm hệ mặt dựng nhôm kính của công trình tòa nhà trụ sở hải quan (Hà Nội)

d) Thử nghiệm hệ mặt dựng nhôm kính của công trình Nhà ga Hành khách sân bay Phú Quốc

Hình 8. Hình ảnh về thí nghiệm mặt dựng kính của một số công trình Áp lực gió thử nghiệm lớn nhất cho mặt dựng nhôm kính của một số công trình mà phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió – Viện KHCN Xây dựng đã thử nghiệm được thể hiện trong Bảng 1. Từ Bảng 1 cho thấy áp lực gió dùng để thử nghiệm là rất lớn đạt tới áp lực gió tương đương với thang bão Beaufort cấp 17. 362

Form (Italy) Not Ex

Form Super

Bảng 1. Áp lực gió lớn nhất thử nghiệm cho một số công trình STT

Tên công trình

Áp lực gió thử nghiệm lớn nhất (Pa)

Vận tốc gió tương đương (m/s)

Thang bão Beaufort tương đương

Tòa nhà PV GAS (Hồ Chí Minh)

2700

Tòa nhà PetroLand – Hồ Chí Minh

2400

Nhà điều hành Tổng Công ty Cảng hàng không Việt Nam –HCM

1650

Tòa nhà trụ sở Hải Quan – Hà Nội

1200

Nhà ga Hành khách sân bay Phú Quốc

2175

4.4 Một số kinh nghiệm được rút ra sau các thử nghiệm - Chất lượng thi công và cấu tạo mặt dựng nhôm kính hệ Unitized đảm bảo do đó khả năng chịu lực, độ kín nước, kín khí và dịch chuyển ngang là rất tốt. - Mặt dựng nhôm kính hệ Stick có khả năng chịu lực, độ kín nước và kín khí là kém hơn. Chất lượng mặt dựng phụ thuộc vào chất lượng thi công ngoài công trường. Một số mẫu thử nghiệm tại phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió – Viện KHCN Xây dựng có hiện tượng lọt nước tại liên kết giữa kính và khung nhôm hoặc giữa tấm nhôm và khung nhôm (do gioăng và keo liên kết không đảm bảo). 5 KẾT LUẬN Công tác thử nghiệm mặt dựng nhôm kính là rất cần thiết để kiểm tra chất lượng trước khi lắp đặt vào công trình. Qua công tác thử nghiệm sẽ đánh giá tổng thể chất lượng của hệ mặt dựng nhôm kính như khả năng chịu lực (dưới tác động của gió bão và động đất), độ lọt khí, độ kín nước. Từ đó phát hiện được ra các khiếm khuyết của toàn hệ và có các giải pháp khắc phục. Phòng Nghiên cứu Thí nghiệm Gió – Viện KHCN Xây dựng đã tiến hành đầu tư hệ thống thiết bị và tiến hành thử nghiệm để kiểm tra chất lượng của nhiều hệ mặt dựng nhôm kính tại Việt Nam. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. TCVN 2737-1995, Tải trọng và tác động - Tiêu chuẩn thiết kế, Nhà xuất bản Xây dựng, (1995); 2. ASTM E 330-02, Standard test method for Structural Performance of exterior windows, doors, skylights and curtain wall by uniform static air pressure diference, (2002); 3. ASTM E 331-00, Standard test method for water penetration of exterior windows, skylights, doors, and curtain walls by uniform static air pressure difference, (2000); 4. ASTM E 283-04, Standard test method for determining rate of air leakage through exterior windows, curtain walls, and doors under specified pressure differences across the specimen, (2004); 5. AAMA 501.1-05, Standard Test Method for Water Penetration of Windows, Curtain Walls and Doors Using Dynamic Pressure, (2005); 6. AAMA 501.2-09, Quality Assurance and Diagnostic Water Leakage Field Check of Installed Storefronts, Curtain Walls, and Sloped Glazing Systems, (2009); 7. AAMA 501.4-00, Recommended Static Test Method For Evaluating Curtain Wall and Storefront Systems Subjected To Seismic and Wind Induced Inter-story Drifts, (2000); 8. AAMA 501.5-07, Test Method for Thermal Cycling of Exterior Walls, (2007); 9. AS/NZS 4284:2008, Testing of building facades, (2008).

363

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

NỐI THÉP CỐT BẰNG PHƯƠNG PHÁP HÀN ĐIỆN XỈ VÀ HÀN KHÍ ÁP LỰC Nguyễn Anh Tuấn*, Lê Chí Hiếu TÓM TẮT: Bài viết trình bày công tác triển khai việc đưa vào ứng dụng nối cốt thép theo các công nghệ mới “Hàn điện xỉ áp lực” và “Hàn khí áp lực” như là một trong các lựa chọn mới bổ sung cho các biện pháp nối thép trước đây như nối chồng, nối ống kẹp, ống ren,…. Bài viết cũng tổng kết kinh nghiệm triển khai, hiệu quả kinh tế cũng như các khó khăn trong việc mở rộng công nghệ này vào thực tiễn xây dựng hiện nay. TỪ KHÓA: Thép cốt hàn điện xỉ áp lực, hàn khí áp lực (Rebarsteel-Electroslag Pressure, Gas Pressure Welding).

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Cho đến nay ở Việt Nam, công tác thi công nối cốt thép thường dùng biện pháp nối buộc chồng, chiều dài đoạn nối chống thông thường theo qui định là 30d-40d. Từ những năm 80 của thế kỷ trước, khi xây dựng công trình Thủy điện Hòa Bình, Liên Xô đã giúp cho Việt Nam các nhà máy sản xuất lưới thép dùng trong kết cấu bê tông cốt thép dựa trên công nghệ hàn tiếp điểm, sử dụng cường độ dòng điện cao đốt chảy chỗ tiếp xúc và ép chặt để nối hai đoạn thép. Nhược điểm của công nghệ này là trang thiết bị nặng nề nên chỉ thực hiện được trong nhà máy, không thể đưa ra thực hiện tại hiện trường. Đến những năm 2000, Viện Khoa học công nghệ xây dựng phối hợp với Viện Hàn lâm Xây dựng Trung Quốc đưa vào triển khai áp dụng các công nghệ nối thép bằng ống nối kẹp và ống nối ren. Các công nghệ này, mặc dù có nhiều ưu điểm nhưng cho đến nay vẫn chưa được ứng dụng rộng rãi do vật tư sử dụng vẫn phải nhập khẩu, không thuận tiện khi thi công tại hiện trường (phương pháp nối ống kẹp), hoặc do việc kiểm soát chất lượng thi công phức tạp (phương pháp nối ống ren), nên chỉ sử dụng tại các vị trí thi công phức tạp như các nút khung có lượng cốt thép dày đặc, hoặc nối thép chờ trong các cấu kiện của tầng hầm, tường vây,…Các công nghệ này cũng đã lạc hậu và được thay thế bằng các công nghệ nối cốt thép tiên tiến hơn như nối cốt thép bằng phương pháp hàn điện xỉ áp lực (HĐXAL) và nối cốt thép bằng phương pháp hàn khí áp lực (HKAL). Từ năm 2009 chúng tôi đã xem xét và phối hợp với Chủ đầu tư đưa vào ứng dụng phương pháp nối cốt thép theo các công nghệ nói trên vào thi công một số công trình và thấy rằng phương pháp này có thời gian thi công nhanh và cho hiệu quả kinh tế cao. 2 CÁC PHƯƠNG PHÁP NỐI CỐT THÉP HÀN ĐỐI ĐẦU, LỰA CHỌN PHƯƠNG PHÁP 2.1 Nối cốt thép bằng phương pháp hàn điện xỉ áp lực Công nghệ hàn điện xỉ áp lực dựa trên việc sử dụng dòng điện có hiệu điện thế thấp 40-60V, cường độ dòng điện cao đến 600A để đốt cháy thuốc hàn và làm chảy cốt thép tại chỗ nối, dưới áp lực nén hai đầu cốt thép nóng chảy được ép và nối lại với nhau. Thời gian hàn 20-60 giây. *

Nguyễn Anh Tuấn, Viện KHCN Xây dựng, kcxdvkh@gmail.com, +84 904.279.203

364

Phạm vi áp dụng: cho cốt thép thẳng đứng loại AI, AII, AIII có đường kính từ 14-32 mm. Đối với cốt thép nằm ngang khó kiểm soát được chất lượng mối nối do thép tại vị trí nối bị chảy xệ. Sơ đồ nguyên lý:

Hình 1. Sơ đồ nguyên lý hàn bằng phương pháp Điện xỉ Áp lực 2.2 Nối cốt thép bằng phương pháp hàn khí áp lực Công nghệ này sử dụng ngọn lửa của hỗn hợp khí ôxy - acetylene hoặc ôxy và khí gas với nhiệt độ lên đến 1200oC - 1300oC để làm nóng chảy cốt thép. Giống như phương pháp hàn điện xỉ áp lực công nghệ này cũng dùng áp lực nén hai đầu thép bị nung chảy nối với nhau. Thời gian hàn từ 40-160 giây phụ thuộc vào đường kính cốt thép cần hàn. Phạm vi áp dụng: cho cốt thép loại AI, AII, AIII có đường kính từ 12-32 mm. Nối cốt thép có thể thực hiện ở trạng thái thẳng đứng hoặc nằm ngang. Sơ đồ nguyên lý:

Hình 2. Cấu tạo thiết bị hàn khí áp lực 365

2.3 Đánh giá và lựa chọn công nghệ hàn Do quá trình hàn bằng phương pháp HĐXAL được thực hiện trong thuốc hàn nên chất lượng thép hàn tại mối nối được đảm bảo không bị ảnh hưởng của môi trường xung quanh. Tuy nhiên điều đó cũng gây khó cho việc kiểm soát tình trạng mối hàn do không nhìn được trực tiếp quá trình hàn. Ngoài ra, phương pháp này không cho phép hàn cốt thép ở trạng thái nằm ngang. Thời gian hàn nói chung nhanh nhưng nếu kể đến thời gian tháo dỡ thiết bị thì phương pháp này kéo dài hơn so với hàn khí áp lực. Thiết bị đắt và khó cơ động trên hiện trường. Phương pháp HKAL đòi hỏi thợ hàn được đào tạo bài bản, có kinh nghiệm nhất định. Tuy nhiên công nghệ hàn này có nhiều ưu điểm như: giá thành vật tư chi phí cho mối hàn rẻ, thời gian hàn nhanh, thao tác đơn giản, trang thiết bị gọn gàng dễ di chuyển trên hiện trường. Công tác hàn không phụ thuộc vào trạng thái của cốt thép. Với các ưu điểm nói trên, phương pháp nối thép bằng công nghệ HKAL đã được Chủ đầu tư lựa chọn đưa vào áp dụng cho một số công trình. 3 TRIỂN KHAI ÁP DỤNG 3.1 Căn cứ pháp lý Để có thể đưa vào áp dụng biện pháp nối cốt thép theo công nghệ hàn HKAL cần phải đảm bảo thỏa mãn một số yêu cầu sau: • Mối nối phải đảm bảo các yêu cầu thiết kế qui định. • Phải đảm bảo các yêu cầu về kiểm soát chất lượng theo các qui định hiện hành của Nhà nước trong quá trình thi công và nghiệm thu. Mặc dù chưa được nghiên cứu và triển khai trong nước dạng mối nối cốt théo theo phương pháp HKAL, tuy nhiên công nghệ này đã được triển khai ở nhiều nước trên thế giới như: Mỹ, Nhật bản, Trung Quốc, Ấn độ,... Khi có các biện pháp kiểm soát chặt chẽ chất lượng mối nối thực hiện theo phương pháp HKAL đảm bảo các yêu cầu kỹ thuật và tốt hơn mối nối cốt thép theo phương pháp nối chồng truyền thống. Để đảm bảo kiểm soát chất lượng mối nối trong quá trình thi công trong điều kiện Việt Nam chưa có tiêu chuẩn qui định cho phương pháp nối HKAL, Chủ đầu tư đã ký hợp đồng với Phòng Hàn và Kim loại - Viện Chuyên ngành Kết cấu Công trình Xây Dựng biên dịch tiêu chuẩn công nghiệp Trung Quốc JGJ 18-2003 Hàn thép cốt bê tông – Yêu cầu kỹ thuật hàn, kiểm tra và nghiệm thu. Đây là cơ sở cho việc triển khải công tác đào tạo công nhân và quản lý chất lượng thi công mối nối HKAL. 3.2 Trang thiết bị 3.2.1 Thiết bị hàn và đầu hàn Thiết bị hàn bao gồm các bình chứa ôxy, acetylene (hoặc gas), kìm hàn như các bộ phận hàn khí thông thường khác. Riêng đầu hàn có dạng cung tròn với các đầu phun khí đốt hướng tâm. Tùy theo đường kính thép cốt đầu hàn có đường kính và số lượng đầu phun khác nhau (xem hình Đầu hàn của Nhật bản)

366

Hình 3. Cấu tạo và các thông số kỹ thuật đầu hàn Nhật Bản Bảng 1. Thông số kỹ thuật của các loại đầu hàn

3.2.2 Bộ kẹp định vị và cơ cấu tạo lực ép Trước khi hàn cốt thép được cố định chặt vào bộ gá, bộ gá này được nối với kích thủy lực để tạo lực ép trong quá trình hàn. Tại đầu kích có đồng hồ đo áp lực để kiểm soát lực ép trong quá trình hàn (xem hình - Các thanh kẹp định vị cốt thép của Nhật bản)

Hình 4. Bộ kẹp định vị 367

Bảng 2. Thông số kỹ thuật của các loại bộ kẹp định vị

3.2.3 Thời gian nung nóng yêu cầu cho các loại đường kính khi áp dụng công nghệ HKAL Bảng 3. Thời gian nung nóng yêu cầu của cốt thép Đường kính danh nghĩa cốt thép

Thời gian nung nóng yêu cầu

D16

40 đến 50 giây

D18

50 đến 60 giây

D19

50 đến 60 giây

D20

55 đến 70 giây

D22

60 đến 80 giây

D25

75 đến 105 giây

D28

100 đến 125 giây

D29

105 đến 135 giây

D32

135 đến 175 giây

4 TỔNG KẾT VÀ ĐÁNH GIÁ HIỆU QUẢ KINH TẾ 4.1 Hiệu quả kinh tế 4.1.1 Hiệu quả về vật tư sử dụng Giảm chi phí thép do chiều dài của các đoạn nối 1-2d so với 30-40d của nối chồng. Giảm khối lượng dây thép buộc. Tại các chỗ nối cốt đai đặt theo tính toán, không cần tăng dầy theo các yêu cầu cấu tạo của nối chồng. 368

Các đoạn cốt thép có thể phối hợp nối lại để tận dụng, vì vậy chỉ còn lại các đầu mẩu không sử dụng được. Lượng đầu mẩu này chiếm 0.2-0.3% so với 4-5% khối lượng thép của công trình khi nối buộc. 4.1.2 Các thuận lợi đem lại hiệu quả kinh tế Trang thiết bị đơn giản, giá thành thấp, cơ động thuận tiện, thời gian hàn nhanh. Thi công đơn giản nhanh chóng tại các nút khung phức tạp. Có thể nối các thanh có đường kính khác nhau thuận tiện như nối các thanh có cùng đường kính. Thép chờ nối không cần để dài như trong trường hợp nối buộc nên thuận tiện cho các biện pháp thi công phải để chờ thép nối sau như mạch ngừng, top-down, tường vây,… 4.1.3 Hiệu quả về tiết kiệm cho một số công trình đã áp dụng nối cốt thép bằng HKAL • Bảng so sánh giá trị kinh tế khi hoàn thành một mối nối thép Bảng 4. So sánh giá thành một mối nối thép Đường kính thép

Giá thành 1 mối hàn

6,000

7,500

9,500

12,000

16,000

21,000

28,000

38,000

Giá thành 1 mối nối buộc

10,503

17,022

25,392

35,845

48,612

72,609

103,115

155,266

Tiết kiệm

42.87%

55.94%

62.59%

66.52%

67.09%

71.08%

72.85%

75.53%

Ghi chú: Trong bảng trên chỉ tính chi phí vật liệu, nhân công, ca máy, cho phần chênh lệch giữa hai biện pháp thi công nối cốt thép, trong bảng đã bao gồm đoạn thép nối, thép đai, thép buộc, các chi phí thí nghiệm mối hàn, hao hụt. Đơn giá trên chưa bao gồm thuế GTGT.

• Tổng kết khối lượng thép của hai hạng mục công trình cao tầng thực tế đã hoàn thành cho thấy được hiệu quả về tổng khối lượng thép như bảng sau: Bảng 5. So sánh tổng khối lượng thép thực tế Khối lượng thép (T) TT

CÔNG TRÌNH

1 2

Chênh lệch

PP Nối buộc

PP Nối HKAL

Khối lượng (T)

Phần trăm

Phần ngầm nhà Văn phòng

695.9

615.5

80.4

11.55%

Phần thân nhà Chung cư

1108.6

965.8

142.8

12.88%

4.2 Các khó khăn khi triển khai 4.2.1 Công tác tư vấn thiết kế Nối thép bằng HKAL đòi hỏi kỹ sư TVTK có các hiểu biết tối thiểu về công nghệ hàn này để có thể đề ra các qui định cụ thể cho việc kiểm soát chất lượng thi công trên công trường. 4.2.2 Trang thiết bị thi công và dụng cụ kiểm soát chất lượng tại hiện trường Công nghệ nối thép bằng HKAL chưa được triển khai tại Việt Nam nên các thiết bị dùng cho thi công chưa có mà phải mua của nước ngoài (Trung Quốc) nên việc thay thế các bộ phận hỏng hóc trong quá trình thi công cũng như công tác kiểm định chất lượng thiết bị gặp nhiều khó khăn. Ngoài ra các thiết bị kiểm tra hiện trường như máy siêu ẩm mối nối, thiết bị kiểm tra uốn cầm tay ... cũng chưa có để giúp cho việc kiểm soát chất lượng mối nối được thuận tiện hơn. 369

4.2.3 Tổ chức đội thi công chuyên nghiệp Công tác nối cốt thép bằng HKAL đòi hỏi công nhân được đào tạo bài bản, có tay nghề và kinh nghiệm tích lũy trong quá trình thi công mối nối. Do hình thức tổ chức thi công của các đơn vị thi công hiện nay chủ yếu dựa trên việc thuê khoán các tổ đội công nhân, nên việc kiểm soát tay nghề cũng như việc duy trì đội ngũ công nhân hàn gặp nhiều khó khăn trong triển khai áp dụng phương pháp hàn nối này. 4.2.4 Công tác tư vấn giám sát và quản lý chất lượng Kỹ sư TVGS cần có hiểu biết về mối nối dùng HKAL để có thể kiểm tra bằng mắt thường cũng như chỉ định kiểm tra bằng các biện pháp thí nghiệm phá hủy: kéo, uốn hoặc không phá hủy: siêu âm. Trong trường hợp không đảm bảo chất lượng mối hàn cũng cần tổ chức thí nghiệm lại theo đúng yêu cầu của chỉ dẫn kỹ thuật. 5 MỘT SỐ HÌNH ẢNH THỰC HIỆN NỐI CỐT THÉP THEO CÔNG NGHỆ HÀN KHÍ ÁP LỰC

370

6 KẾT LUẬN VÀ KIẾN NGHỊ Phương pháp HKAL đã đem lại hiệu quả đáng kể trong việc nối cốt thép 8-12% tổng lượng thép sử dụng trong công trình. Các đầu mẩu thép không sử dụng được chiếm tỉ lệ nhỏ (0.4%). Thi công nối thép theo phương pháp HKAL làm giảm thiểu sự phức tạp của cốt thép tại các nút khung và thuận lợi cho các biện pháp thi công yêu cầu cốt thép chờ ngắn. Để đảm bảo chất lượng mối nối cần có các tổ đội chuyên nghiệp có tay nghề và kinh nghiệm để thực hiện công tác hàn nối này. Để kiểm soát chất lượng cần có các tiêu chuẩn chuyên ngành và các nghiên cứu thêm về tác động môi trường đến mối nối, các biện pháp kiểm tra không phá hủy cũng như các nghiên cứu sản xuất máy móc, trang thiết bị chuyên dùng cho công tác này. Để việc áp dụng phương pháp nối này có căn cứ pháp lý cũng như đảm bảo kiểm soát chất lượng mối hàn thì cần có tiêu chuẩn của Việt Nam cho phương pháp hàn này. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Thái Bá Chu, "Hàn thép cốt bằng phương pháp khí áp lực - Hướng dẫn công tác hàn, kiểm tra và

4. 5. 6. 7.

nghiệm thu”, TCCS số 401/10 KNIBS, 2010. (Gas Pressure welding of Reiforcing Steel Bars Recommendation for the technique, inspection and acceptance) Thái Bá Chu, "Hàn thép cốt bằng phương pháp điện xỉ áp lực- Hướng dẫn công tác hàn, kiểm tra và nghiệm thu”, TCCS số 307/10 KNIBS, 2010. (Electroslag Pressure welding of Reinforcing Steel Bars - Recommendation for the technique, inspection and acceptance) Tiêu chuẩn Công nghiệp Trung Quốc: JGJ 18-2003: Hàn thép cốt bê tông – Yêu cầu kỹ thuật hàn, kiểm tra và nghiệm thu (JGJ18-2003: Specification for welding and acceptance of Reinforcing Steel Bar. Industrial Standard of the People’s Republic of China). Bằng sáng chế số 4103815 của Hoa Kỳ về “Hệ thống hàn khí áp lực” (US Patent No.4103815 - Gas Pressure welding system). Hàn thép cốt bằng phương pháp điện xỉ áp lực, Tài liệu kỹ thuật của Viện KHCN Xây dựng, 3/2007 (TD/EPW-PQR&WPQ - Electroslag Pressure welding of Reinforcing Steel Bars). www.sefindia.org. STRUCTURAL ENGINEERING FORUM OF INDIA [SEFI]. http://www.daia-net.co.jp. Daia corporation. Gas Pressure Welding Machine Catalog.

8. Section 1. Rebar-arrangement-and-construction-carryout, 22. Gas pressure welding of Rebar.

371

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

KIỂM SOÁT CÔNG TÁC THI CÔNG KẾT CẤU ĐÀI MÓNG BÊ TÔNG CỐT THÉP KHỐI LỚN Nguyễn Minh Tuấn*, Lê Minh, Nguyễn Quyết TÓM TẮT: Kiểm soát công tác thi công bê tông cốt thép khối lớn trong xây dựng công trình dân dụng và công nghiệp là cần thiết nhằm đảm bảo chất lượng của cấu kiện bê tông. Trình tự thi công và các yêu cầu kỹ thuật về thi công bê tông khối lớn cũng đã được đề cập trong các tiêu chuẩn về bê tông khối lớn. Tuy nhiên mỗi cấu kiện bê tông cốt thép khối lớn của các công trình đều có đặc thù riêng về kích thước, vị trí độ cao và vị trí địa lý thi công nên việc triển khai thực tế thi công đáp ứng các yêu cầu theo các tiêu chuẩn về bê tông khối lớn rất khó khăn. Dựa trên thực tế thi công đài móng bê tông cốt thép khối lớn của công trình Lotte Center Hanoi đã đạt hiệu quả, tác giả xin tổng kết quá trình thi công đài móng bê tông cốt thép khối lớn của công trình và đưa ra một số ý kiến kinh nghiệm để đóng góp cho việc kiểm soát công tác thi công đài móng bê tông cốt thép khối lớn của các công trình tương tự. TỪ KHOÁ: Kết cấu khối lớn, đài móng, Lotte Center Hanoi

1 MỞ ĐẦU 1.1 Giới thiệu đề tài Tên đề tài: Kiểm soát công tác thi công két cấu đài móng bê tông cốt thép khối lớn tại công trình Lotte Center Hanoi. Đề tài này được Trung tâm Công nghệ Xây dựng - Viện Khoa học Công nghệ Xây dựng tổng kết sau khi thực hiện công tác tư vấn và giám sát thi công xây dựng kết cấu móng bê tông cốt thép khối lớn tại công trình Lotte Center Hanoi. 1.2 Giới thiệu công trình Công trình Lotte Center Hanoi nằm tại Góc đường Đào Tấn- Liễu Giai, phường Cống Vị, quận Ba Đình, Hà Nội, Việt Nam. Công trình có hình tháp với thiết kế cách điệu hình ảnh tà áo dài Việt Nam, với 65 tầng nổi và 5 tầng hầm, trong đó phần khối bệ cao 7 tầng. Chủ đầu tư LOTTE CORALIS VIETNAM CO., LTD, nhà thầu chính Lotte E&C. Mục đích thiết kết của toà nhà là tạo ra tổ hợp trung tâm thương mại dịch vụ, khách sạn, văn phòng và căn hộ cao cấp cho thuê. Kết cấu đài móng khối tháp có dạng móng bè nằm trên các cọc khoan nhồi đường kính 1,5m và 2m, sâu từ 52m đến 68m, kích thước đài móng: 92,7mx44,1mx5,7m, khối lượng bê tông 18.600m3. Đài móng có kích thước: dài 92,7m, rộng 44,1m, có chiều cao thay đổi theo các khu vực: 5,7m - 5,0m - 4,0m - 3,5m - 3,0m.

*Nguyễn Minh Tuấn, Viện KHCN Xây dựng, tuan.ttcn.ibst@gmail.com, +84 913 342 467

372

Hình 1. Thi công tầng hầm công trình Lotte Centre Hanoi 2 CÔNG TÁC THI CÔNG KẾT CẤU ĐÀI MÓNG BÊ TÔNG CỐT THÉP KHỐI LỚN 2.1 Công tác kiểm soát chất lượng bê tông thương phẩm 2.1.1 Thiết kế cấp phối bê tông Vật liệu bê tông thương phẩm thi công đài móng khối lớn tại công trình Lotte Center Hanoi được kiểm soát theo một qui trình rất chặt chẽ và được đúc mẫu thí nghiệm mô hình đài móng bê tông cốt thép có cấu tạo giống đài móng. Việc thiết kế cấp phối tuân theo yêu cầu của dự án là áp dụng tiêu chuẩn ASTM C94/ C94M-07. Cấp độ bền chịu nén thiết kế của bê tông là fc= 40Mpa. Cấp độ bền chịu nén trung bình yêu cầu là f’cr= 1.1fc+5.0 = 49Mpa. Dự kiến sử dụng bê tông được thiết kế theo 2 cấp phối có độ chảy từ 500-700mm, với kích thước hạt lớn nhất 20mm. Cấp phối 1 bê tông đổ cho phần dưới của đài móng có sử dụng phụ gia chậm ninh kết và tro bay nhằm tăng khả năng thi công, làm chậm quá trình thủy hóa của xi măng, cải thiện tốc độ bơm bê tông, giảm tỉ lệ xi măng, giảm nhiệt độ khối đổ trong quá trình thủy hóa. Bảng 1. Điều kiện vật liệu sử dụng. Thứ tự Chủng loại Tỷ trọng

Xi măng PCB40 Nghi sơn, Phúc Sơn 3.1

Cốt liệu mịn Cát sông Lô 2.63

Cốt liệu thô Đá dăm Hà Nam 2.73

Phu gia bột Tro bay 2.2

Phụ gia lỏng Phụ gia giảm nước, Silkroad 1.04

Bảng 2. Cấp phối bê tông (cường độ fc = 40Mpa). Vị trí và chiều dày Lớp 4700 dưới mm Lớp 1000 trên mm

N/kd %

41.6

160

385

289

38.6

160

415

311

104

Đơn vị ( kg/m3) C Đ PD1 Kd x 880 951 0,9-1,4% kd x 840 964 0,9-1,4%

PD2 kd x 1,0%

Ghi chú Chậm ninh kết

2.1.2 Đổ bê tông mẫu thử nghiệm Sau khi chọn cấp phối bê tông hợp lý cho đài móng đạt cường độ theo thiết kế, giảm thiểu nhiệt 373

độ của phản ứng thủy hóa, giảm khả năng nứt của bê tông đối với đài móng khối lớn, công tác đổ bê tông mẫu thử được triển khai, khối mẫu bê tông có kính thước hình lập phương 5,7m x 5,7m x 5,7m, giống với kích thước tại vị trí trung tâm đài móng.

Lớp vật liệu bảo dưỡng bê tông Vị trí lắp dựng sàn thao tác cho thi công bê tông mẫu thử

Hình 2. Mẫu đổ bê tông thử Khối mẫu được thi công đúng theo cấu tạo đài móng bao gồm các công việc theo trình tự: lắp dựng cốt thép, lắp đặt đầu đo nhiệt độ, lắp dựng cốp pha, lắp dựng lớp bảo ôn, đổ bê tông, bảo dưỡng và kiểm tra nhiệt độ khối đổ. Các đầu đo nhiệt độ được đặt tại 20 vị trí trong bê tông đài móng. Vị trí trung tâm là phần quan trọng nhất nên được đặt 6 đầu đo. Quá trình đo tính từ thời điểm bắt đầu đổ bê tông đến khi sự chênh lệch nhiệt độ trong bê tông bắt đầu giảm. Quá trình đổ bê tông được thực hiện liên tục cho cả khối mẫu thử, mỗi lớp dày 50- 60cm. Căn cứ vào tính toán trên lý thuyết và kết quả thí nghiệm thiết kế các cấp phối bê tông, khối đổ sử dụng 2 loại cấp phối bê tông, cấp phối 1 có chiều dày 4,7m và cấp phối 2 có chiều dày là 1m.

Hình 3. Bố trí đầu đo nhiệt tại khu trung tâm mẫu thử 374

Biện pháp bảo dưỡng: Sử dụng biện pháp ủ nhiệt để bảo dưỡng bê tông đài móng. Đối với các mặt bên sẽ sử dụng vật liệu cách nhiệt styrofoam có chiều dày 50mm, được lắp đặt trong quá trình thi công cốp pha thành đài móng. Đối với mặt trên sử dụng một lớp nylon sau đó sử dụng 3 lớp vật liệu giữ nhiệt phủ lên trên, khối mẫu được để dưới mái che. Kết quả đo nhiệt độ đài móng:

Hình 4. Biểu đồ đo nhiệt độ mẫu thử Bảng 3. Bảng ghi kết quả đo nhiệt độ tại thời điểm nhiệt độ trong lòng khối bê tông lớn nhất Vị trí đo Điểm

Nhiệt độ giữa trục trung tâm của khối

Nhiệt độ bề mặt trục trung tâm của khối

Nhiệt độ chênh lệch

70.4 77.6

57 57

13.4 20.6

01 và 02 12 và 11

Đánh giá: - Nhiệt độ tối đa chênh lệch giữa vị trí trung tâm và bề mặt không quá 25 độ C. - Với cấp phối bê tông đã thiết kế cho khu vực 4,7m lớp dưới (chất kết dính 385kg/m3, trong đó tro bay chiếm tỷ lệ 25%) và cho khu vực 1 m lớp trên (chất kết dính 415kg/m3 trong đó tro bay chiếm tỷ lệ 10% tro bay) là phù hợp để sử dụng cho đài móng. - Sử dụng biện pháp bảo dưỡng bê tông là giữ ủ nhiệt. - Sẽ áp dụng đổ bê tông đài móng theo trình tự như đổ bê tông khối mẫu thí nghiệm. 2.1.3 Kiểm soát vật liệu bê tông Theo kế hoạch đài móng khối lớn của tòa tháp 65 tầng tại công trình Lotte Center Hanoi (khối lượng 18.600m3 bê tông) sẽ được đổ 1 lần liên tục trong vòng 42 tiếng. Cung cấp bê tông gồm 3 375

đơn vị: Shungshine vina 2 trạm trộn, Vimeco 3 trạm trộn, và Asean 1 trạm trộn. Tại mỗi trạm trộn, nhà thầu chính bố trí 2 cán bộ cùng các cán bộ kỹ thuật của trạm liên tục kiểm soát chất lượng bê tông tại trạm và liên lạc với các bộ quản lý tại công trường. Công tác kiểm soát bê tông cần đặc biệt chú ý khi có sự thay đổi về vật liệu, thay đổi về thời tiết. Công tác kiểm soát này có thể chia thành các công việc quản lý chất lượng: sản xuất bê tong tại trạm trộn, vận chuyển trên đường và thi công đổ bê tông hiện trường. - Quản lý chất lượng tại trạm trộn là kiểm soát các công việc bao gồm: cung cấp vật liệu đầu vào, theo dõi vận hành của máy trộn bê tông và thí nghiệm bê tông tại trạm trộn. - Quản lý vận chuyển: kiểm soát lịch trình các xe vận chuyển phù hợp với tiến độ thi công bê tông tại công trường. - Quản lý chất lượng tại công trường: điều hành xe vận chuyển, kiểm tra thí nghiệm hiện trường chất lượng bê tông trước khi cung cấp cho thiết bị bơm bê tông và kiểm soát quá trình thi công bê tông. - Quản lý bảo dưỡng bê tông và kiểm soát nhiệt độ do phản ứng thuỷ hoá. Chất lượng bê tông tại trạm trộn và trên công trường được kiểm soát qua các tiêu chí đánh giá là độ chảy (500-700mm) và nhiệt độ vữa bê tông (28-32 độ C). Với tần suất kiểm tra 250 m3/lần đối với từng trạm trộn, bất cứ sự thay đổi khác thường nào về các tiêu chí đánh giá trên đều được báo cáo cho kỹ sư phụ trách tại các trạm trộn để đưa ra phương án điều chỉnh hợp lý. 2.1.4 Bố trí nhân lực Tại trạm trộn: Do khối lượng bê tông rất lớn, bãi chứa vật liệu của các trạm không đủ sức chứa nên nhà thầu bố trí các tổ kỹ sư vật liệu trực tại các trạm trộn để xử lý cấp phối mỗi khi vật liệu mới được chuyển về hoặc khi thời tiết thay đổi như nắng, mưa. Tại công trình: bố trí 1 tổ kỹ thuật kiểm tra độ xòe và thông báo những hiện tượng bất thường cho tổ kỹ sư vật liệu trực tại các trạm trộn để xử lý cấp phối. 2.2 Công tác thi công đào đất và cốp pha đài móng Công tác đào đất hố móng và các công việc liên quan như: trắc đạc, đầm nền, cắt đầu cọc, đổ bê tông lót … được thực hiện như các công trình thi công Semi Top-down khác. Biện pháp đào đất có sự khác biệt là sử dụng cần cẩu để vận chuyển đất theo phương đứng, đào và chuyển đất theo phương ngang bằng máy gầu đào. Đất đào tập kết trên sàn tầng 1 bằng thùng tôn hoặc xe chở đất chuyên dùng đảm bảo vệ sinh môi trường. - Thiết bị máy móc: Cẩu tháp 50m/2t : 01 chiếc; Cẩu bánh lốp 50t : 03 chiếc; Cẩu bánh xích 70t : 03 chiếc; Máy gầu đào các loại: 12 chiếc; Xe vận chuyển: 20 chiếc. 376

- Ván khuôn thành móng không sử dụng cốp pha tấm, mảng bằng gỗ hoặc thép thông thường mà sử dụng tường chắn bằng bê tông cốt thép dày 300. 2.3 Công tác thi công lắp dựng cốt thép đài móng Cốt thép được triển khai chi tiết từ bản vẽ thiết kế. Do mặt bằng công trình không đủ diện tích nên nhà thầu đã sử dụng nhà xưởng riêng để gia công cốt thép, các thanh cốt thép cần gia công ren hoặc cắt chính xác được gia công tại xưởng, còn cốt thép nguyên cây thì được vận chuyển thẳng về công trình. Công tác lắp dựng cốt thép được triển khai và nghiệm thu theo từng lớp vì mối nối ren lớp dưới không kiểm tra được sau khi lắp dựng cốt thép lớp trên, nên công tác kiểm tra mối nối ren được kiểm soát rất chặt chẽ. 2.4 Công tác thi công lắp dựng mái che Yếu tố thời tiết là cực kỳ quan trọng và khó nắm bắt trong quá trình đổ bê tông, trên cơ sở thống kê lượng mưa, số ngày mưa tại địa bàn trong thời gian dự kiến đổ bê tông. Giải pháp sử dụng mái che và hệ thống bơm thoát nước đã được lựa chọn để đảm bảo quá trình đổ bê tông sẽ không bị gián đoạn hoặc ảnh hưởng đến chất lượng bê tông do điều kiện thời tiết. - Lắp dựng mái che là biện pháp hữu hiệu đảm bảo che mưa, nắng phục vụ cho công tác thi công đổ bê tông nhằm đảm bảo chất lượng tốt nhất. Mái che được sử dụng cho 2 việc chính: che mưa, nắng cho thi công lắp dựng cốt thép, đổ bê tông; che mưa và giữ nhiệt cho quá trình bảo dưỡng bê tông. - Trên mặt bằng bố trí hệ thống thu nước và bơm thoát nước đọng ra ngoài hệ thống thoát nước chung. Hệ thống thoát nước mưa được tính toán dựa trên bảng thống kê lượng nước mưa của các ngày trong 2 tháng 8 và 9 chín của 10 năm liền.

Hình 5. Hình ảnh lắp dựng mái che 377

2.5 Đặt đầu đo theo dõi nhiệt độ Công tác lắp đặt đầu đo theo dõi nhiệt độ được tiến hành ngay khi công tác lắp dựng cốt thép đài móng gần hoàn thiện. Các đầu dò này được lắp đặt tại 3 vị trí tương ứng với các chiều dày 5.7m, 3.5m và 2.7m. Vị trí các đầu dò được đánh dấu và có dấu hiệu nhận biết rõ ràng để tránh các tác động trong quá trình đổ bê tông đài. Các đầu đo được buộc cố định trên 1 thanh thép dài theo từng cao độ tương ứng cần theo dõi, thanh thép này cùng hệ đầu đo sẽ được cố định vào vị trí trong đài, đầu dây dẫn kết nối các đầu dò sẽ được dẫn truyền lên trên mặt đài móng và kết nối với máy đo sau khi quá trình đổ bê tông kết thúc. 2.6 Công tác thi công đổ bê tông 2.6.1 Bố trí thiết bị chính đổ bê tông Số lượng thiết bị phục vụ công tác đổ bê tông thực tế được tính toán căn cứ vào các thông số cơ bản bao gồm: khối lượng bê tông đài móng, thời gian đổ dự kiến, năng lực cung cấp bê tông của các trạm trộn, mặt bằng thi công thực tế tại công trường. Thiết bị bơm cấp bê tông bao gồm: tổng cộng18 bơm bê tông trong đó có 15 bơm cần, 3 bơm tĩnh và 3 bơm dự phòng. Để phục vụ cho công tác điều hành, các thiết bị bơm được đánh số thứ tự từ 1 đến 15. Sau khi bố trí xong sơ đồ tiến hành tập duyệt và kiểm tra lại thời gian dừng xe và di chuyển xe đổ bê tông trong công trình để quyết định phân luồng xe.

Hình 6. Bố trí thiết bị bơm trên công trình 2.6.2 Phân luồng giao thông Công tác này đặc biệt quan trong do đặc thù công trình nằm trong phố trung tâm, có mật độ giao thông lớn và các công trình công cộng khác như khách sạn Daewoo, Đại sứ quán Úc, Đại sứ quán Nhật và một số trường học trong địa bàn. Biện pháp phân luồng giao thông đã được lên phương án một cách chi tiết bao gồm lịch trình xe từ trạm đến công trường, bố trí giao thông trong công trường để tránh xung đột giữa các luồng 378

xe. Phương án này cũng được tham khảo ý kiến của các cơ quan chức năng lien quan để có được phương án tối ưu cũng như có được sự phối hợp giữa các bên. - Trong công trường cũng được bố trí các biển hiệu phân chia khu vực, đèn báo hiệu. Tại các cửa ra vào và các khu vực phân luồng xe trong công trường đều có công nhân mặc đồng phục phản quang chỉ dẫn xe di chuyển. - Tại khu vực bao quanh công trường thường xuyên có sự chỉ dẫn kiểm soát giao thông bao gồm: Công an giao thông khu vực, công an phường, cảnh sát cơ động 113 và cán bộ kỹ thuật của nhà thầu. Trong suốt thời gian đổ bê tông đã không sảy ra sự cố tắc đường.

Hình 7. Phân luồng giao thông trong công trường 2.6.3 Đổ bê tông Quá trình đổ bê tông được chia thành 2 giai đoạn. - Giai đoạn 1: Đổ bê tông khu vực giữa, đài móng cao 5,7m, 5,0m, 4,0m, giai đoạn này khu vực đổ được chia thành 6 phân khu, trên cơ sở đó các kỹ sư hiện trường điều hành phân phối các xe bê tông cho các thiết bị bơm tương ứng. Thời gian đổ bê tông 11 giờ. Khối lượng bê tông 3.650m3. Kết thúc giai đoạn này cao độ bê tông dâng được khoảng 2.2m. - Giai đoạn 2: Đổ bê tông đài móng có chiều cao 3.5m và khu vực biên còn lại có chiều cao 0.7m. Giai đoạn này khu vực đổ được chia thành 12 phân khu. Khối lượng bê tông: 14.355m3. Thời gian chính đổ bê tông 33 giờ. Mỗi vị trí vòi bơm đều được bố trí 05 công nhân thao tác, 03 máy đầm điện bao gồm 01 máy dự phòng. Tại khu vực luôn có kỹ sự hiện trường phụ trách theo dõi công tác đổ và thường trực báo cáo, theo dõi quá trình dâng vữa bê tông để phối hợp điều phối các xe bê tông và xử lý các sự cố tại hiện trường như kiểm soát chất lượng bê tông, các sự cố về điện… 2.7 Công tác bảo dưỡng bê tông Công tác bảo dưỡng bê tông đã triển khai theo qui trình đổ bê tông thí nghiệm khối lớn đạt yêu 379

cầu. Ngay sau khi đổ bê tông được khoảng 12 giờ, công tác hoàn thiện bề mặt bê tông thực hiện xong từng khu vực, nhà thầu tiến hành lắp dựng lớp bảo ôn cho toàn bộ bề mặt bê tông đài móng và phủ kín cả cốt thép chờ tại các khu vực mạch ngừng bê tông được thực hiện theo các bước: Phủ 1 lớp ni lông; phủ tiếp 1 lớp vải xốp (địa kỹ thuật) giữ nhiệt; che bịt các lỗ mở của mái che; theo dõi đo nhiệt độ của đài móng theo thời gian; tháo dỡ mái che và tháo dỡ các lớp giữ nhiệt theo kết quả đo nhiệt độ.

Hình 8. Hình ảnh phủ các lớp ủ nhiệt 2.7.1 Đo nhiệt độ

Hình 9. Các điểm đo và thiết bị đo nhiệt Ngay sau khi công tác che phủ các lớp giữ nhiệt trên bề mặt đài móng được hoàn thiện, các đầu đo sẽ được kết nối với các thiết bị đo nhiệt, số liệu là nhiệt độ tại vị trí các điểm đặt đầu đo trong khối đổ sẽ được truyền tự động về thiết bị đo theo tần suất 1 tiếng/lần, định kỳ hằng ngày sẽ có cán bộ kỹ thuật nhà thầu ra lấy toàn bộ số liệu từ thiết bị đo vào các USB. 2.7.2 Kết quả đo nhiệt độ Dựa trên các số liệu thu được nói trên các biểu đồ quan hệ giữa nhiệt độ và thời gian tại các vị trí đo tương ứng được xây dựng, trên cơ sở này các kỹ sư có thể đánh giá tương đối chính xác thời gian ninh kết của bê tông, sự chênh lệch nhiệt độ giữa tâm khối đổ và bề mặt để có các biện pháp điều chỉnh các lớp cách nhiệt hợp lý nhất, cũng như thời gian kết thúc công tác bảo dưỡng khối đổ. 380

Bảng 4. Bảng kết quả đo nhiệt độ Phân loại Khu vực đài 3,000mm, 3,500mm Khu vực đài 4,000mm, 5,000mm, 5,700mm

Bảo dưỡng Kết thúc bảo dưỡng Bảo dưỡng Kết thúc bảo dưỡng

Nhiệt độ giữa đài (℃) 77.8 72.9 80.3 73.8

Nhiệt độ phía trên mặt (℃) 64.6 53.3 63.3 47.2

2.7.3 Tháo dỡ các lớp bảo ôn và kết thúc bảo dưỡng bê tông Dựa vào kết quả đo nhiệt độ của bê tông đài móng, tiến hành tháo dỡ các lớp bảo ôn: sau 20 ngày tháo mái che và các lớp bảo ôn, kết thúc thời gian bảo dưỡng. 3 NHẬN XÉT VÀ KIẾN NGHỊ 3.1 Nhận xét Bài báo tổng kết này là tài liệu tham khảo để giúp cho việc kiểm soát công tác thi công kết cấu bê tông cốt thép khối lớn trong xây dựng nhà cao tầng. Một số lưu ý trong quá trình kiểm soát thi công bê tông khối lớn: - Chất lượng vật liệu đầu vào: cần có các kỹ sư vật liệu chuyên ngành và có kinh nghiệm để xử lý điều chỉnh cấp phối tại trạm trộn. - Chất lượng hỗn hợp bê tông cần phải thiết kế nhiều cấp phối để có thể điều chỉnh hoặc thay thế kịp thời. (tính công tác của bê tông, nhiệt độ khối đổ và cường độ của bê tông). - Chất lượng cốp pha phải đảm bảo chịu tải lớn và thêm phần giữ nhiệt hoặc thoát nhiệt để đáp ứng biện pháp bảo dưỡng bê tông. - Kiểm soát diễn biến nhiệt độ và tình trạng nứt của khối bê tông sau khi đổ để có biện pháp xử lý phù hợp; - Cần sự phối kết hợp của nhiều cơ quan chức năng: cơ quan quản lý khu vực, trật tự đô thị, giao thông khu vực và cơ quan công an khu vực. 3.2 Kiến nghị Công tác thi công kết cấu bê tông cốt thép khối lớn trong khu vực đô thị hoặc đông dân cư phụ thuộc nhiều vào yếu tố khách quan như: thời tiết, nguồn vật liệu, đường giao thông. Khi lựa chọn giải pháp thiết kế kết cấu bê tông khối lớn cần cân đối với qui mô công trình và điều kiện thị trường thực tế. TÀI LIỆU THAM KHẢO 1. Hồ sơ thiết kế móng công trình Lotte Center Hanoi. 2. Chỉ dẫn kỹ thuật thiết kế của công trình Lotte Center Hanoi. 3. Tiêu chuẩn TCXD VN 305: 2004 bê tông khối lớn - Qui phạm thi công và nghiệm thu. 4. Biện pháp thi công móng công trình Lotte centre Hanoi.

381

Hội nghị Khoa học kỷ niệm 50 năm ngày thành lập Viện KHCN Xây dựng

PHÂN TÍCH ĐÁP ỨNG ĐỘNG ĐẤT CỦA BỂ CHỨA CHẤT LỎNG Nguyễn Hoàng Tùng* TÓM TẮT: EC8.4 (EN1998-4)[1] là phần thứ 4 của Tiêu chuẩn châu Âu - EC8 hướng dẫn thiết kế công trình chịu động đất liên quan đến silo, bể chứa, đường ống. Tại phụ lục A, mục 3 hướng dẫn quy trình phân tích ứng xử động đất đối với bể chứa nêu rõ việc lựa chọn quy trình, thuật toán, mô hình phân tích đáp ứng động đất phụ thuộc vào người thiết kế. Bài báo này giới thiệu quy trình và kết quả phân tích đáp ứng động đất của bể chứa theo một trong các mô hình mà EC8.4 gợi ý, đó là mô hình do Haroun đề xuất vào năm 1983[2] và giải số trực tiếp bằng phần mềm Mathematica.7, nhằm làm rõ việc lựa chọn quy trình và công cụ tính toán bể chứa chất lỏng chịu tác động động đất. TỪ KHOÁ: Đáp ứng động đất, bể chứa chất lỏng.

1 ĐẶT VẤN ĐỀ Bể chứa chất lỏng sử dụng phổ biến là bể trụ đứng. Dưới tác động của động đất, có sự tương tác rất phức tạp liên quan đến tác động của ba thành phần là chất lỏng, kết cấu bể chứa và liên kết bể chứa với đất nền (móng). Các mô hình tính toán đơn giản hóa sự tương tác phức tạp giữa chất lỏng và bể chứa bằng cách thay thế chất lỏng bằng các khối lượng liên kết với thành bể thông qua các lò xo. Từ đó ta có thể dự đoán được đáp ứng động đất của bể chứa thông qua các giá trị đặc trưng như: lực cắt đáy, mômen lật, chiều cao lớn nhất của sóng sloshing, dịch chuyển của bể… Các nghiên cứu về đáp ứng động đất của bể chứa chất lỏng đã có từ hơn 30 năm. Housner, 1963 đã đề xuất một mô hình đơn giản dạng lò xo (mass spring model) và mô hình này vẫn còn sử dụng rộng rãi đến ngày nay. Chất lỏng được chia thành hai phần: thành phần xung cứng (impulsive) sát với đáy bể, gắn cố định với thành bể coi là tuyệt đối cứng; thành phần đối lưu (convective hay sloshing) gần với mặt thoáng của chất lỏng, gắn với thành bể bằng các lò xo. Trong nghiên cứu tiếp theo, Housner đã điều chỉnh mô hình trên khi kể tới độ mềm của thành bể (hay biến dạng của thành bể), áp lực thủy động lên thành bể mềm được ghi nhận là lớn hơn so với thành bể cứng và phụ thuộc vào hiệu ứng tương tác giữa thành bể - chất lỏng bên trong (fluid structure interaction - FSI) và được Veletsos và Yang, 1976 phát triển. Thành phần xung cứng được điều khiển bởi tương tác thành bể - chất lỏng và phụ thuộc lớn vào biến dạng của thành bể, trong khi thành phần xung mềm gây ra hiện tượng sóng bề mặt (sloshing). Haroun, 1983[2] xây dựng mô hình bằng cách chia thành phần xung cứng thành hai phần như hình 1, một phần liên kết gắn cứng với đáy bể và một phần còn lại tham gia vào quan hệ dịch chuyển có kể tới biến dạng thành bể cùng với thành phần đối lưu. Tiếp theo là mô hình do Veletsos,1984 đề xuất phát triển từ mô hình của Housne,1963 chia chất *

Nguyễn Hoàng Tùng, Trường Cao đẳng Xây dựng số 1, nguyenhoangtung@ctc1.edu.vn, +84 912 012 658

382

lỏng thành các phần bao gồm thành phần xung cứng gắn cố định với thành bể, còn thành phần đối lưu được chia thành n phần gắn với thành bể bằng các lò xo. Mô hình này cũng tính đến biến dạng của thành bể. Mô hình của Malhotra,2000 đã làm đơn giản hóa mô hình của Veletsos,1984. EC8.4 đã giới thiệu tất cả các mô hình trên trong phần phụ lục A. Bài báo này sẽ giới thiệu mô hình của Haroun[2] khi phân tích đáp ứng động đất của bể chứa chất lỏng đặt trên cao được cách chấn đáy. 2 GIỚI THIỆU MÔ HÌNH TÍNH TOÁN BỂ CHỨA CỦA HAROUN Haroun,1983[2] đề xuất mô hình ba bậc tự do của bể chứa trụ đứng (hình 1a). Chất lỏng trong bể chứa được giả thiết không nén được, không nhớt và không xoáy. Khi đó tương tác chất lỏng - kết cấu được đại diện bởi các khối lượng tương đương của chất lỏng. Trong quá trình chịu tác động động đất, khối lượng tổng cộng của chất lỏng dao động chia thành ba phần riêng biệt: mc khối lượng sloshing hay đối lưu (phần nằm ngay dưới mặt thoáng, làm thay đổi bề mặt thoáng của chất lỏng); mi khối lượng xung cứng (phần chất lỏng ở khoảng giữa, dao động dọc theo thành bể); mr khối lượng gắn cứng với đáy bể (phần dưới cùng, chuyển động như vật thể rắn cùng thành bể). Khối lượng mc, mi liên kết với thành bể bằng những lò xo có độ cứng tương ứng là k c ,

k i và có độ cản tương ứng là cc , ci . Trong mô hình này, phần chất lỏng mi chuyển động độc lập với thành bể, ngược với chuyển động đối lưu do mc gây ra. Khi kể tới độ mềm của thành bể, ngoài thành phần mi chuyển động độc lập với thành bể thì khối lượng còn lại mr chuyển động qua lại cùng với bể. Thành phần mi chính là đặc trưng cho tương tác chất lỏng - kết cấu. uc, ui và ut là các dịch chuyển tuyệt đối của khối lượng đối lưu, khối lượng xung cứng và trụ đỡ theo phương tác động ngang của kích động động đất.

(b)

(c)

Gối cách chấn

Hình 1. Mô hình tính toán theo đề xuất của Haroun 383

Sau đây khảo sát hai trường hợp của bể chứa trên cao đặt trên trụ đỡ theo mô hình đề xuất. Trường hợp I: bể chứa có trụ đỡ coi là cố định vào nền (Hình 1.a) Trường hợp II: bể chứa trụ đỡ đặt trên cao, cách chấn theo hai dạng (Hình 1.b, 1.c): + Dạng 1: Gối cách chấn được đặt giữa đáy của trụ đỡ và móng (Hình 1.b); + Dạng 2: Gối cách chấn được đặt giữa đáy của bể chứa và đỉnh của trụ đỡ (Hình 1.c). Trong trường hợp II, bể chứa có thêm một bậc tự do tương ứng với biến dạng của hệ cách chấn được ký hiệu là ub. Hệ cách chấn được đề cập là gối cao su dạng tấm với các lớp xen kẽ là các tấm thép và cao su. Các tấm thép có tác dụng làm tăng độ cứng chống lại dịch chuyển ngang. Quan hệ lực - biến dạng của gối cách chấn là tuyến tính có kể tới cản nhớt. Ảnh hưởng của dịch chuyển và rung lắc không được kể tới. Trọng lượng bản thân của trụ đỡ, hệ cách chấn được giả thiết tương ứng bằng 10%; 5% của khối lượng chất lỏng [3]. Các khối lượng hiệu dụng mc , mi , mr được xác định theo các tham số không thứ nguyên:

mc = Yc .m mi = Yi .m

(1.1)

mr = Yr .m trong đó: Yc, Yi, Yr, là tỷ số khối lượng tương ứng với các thành phần đối lưu, xung cứng và gắn cứng; m = πR Hρ w là khối lượng chất lỏng tại chiều cao H; ρw trọng lượng riêng của chất lỏng; 2

ωc và ωi tần số dao động tự nhiên tương ứng của thành phần đối lưu và xung cứng; Các tham số Yc, Yi, Yr và P là các hàm số của tỷ số hình dạng S=H/R (trong đó P là tham số không thứ nguyên nhằm xác định tần số tự nhiên của khối lượng xung cứng), lấy từ các đường cong điều chỉnh trong các biểu đồ cho trường hợp th/R=0.004 được xác định theo các biểu thức đề xuất bởi Haroun, 1983[2] thông qua thực nghiệm: ⎧1⎫ 0.06692 0.00439 ⎤ ⎪ ⎪ ⎧Yc ⎫ ⎡ 1.01327 − 0.8757 0.35708 ⎪Y ⎪ ⎢− 0.15467 1.21716 − 0.62839 0.14434 − 0.0125⎥ ⎪ S ⎪ ⎪ i⎪ ⎢ ⎥ ⎪⎨S 2 ⎪⎬ ⎨ ⎬= ⎥⎪ 3 ⎪ 0 ⎪Yr ⎪ ⎢ − 0.01599 0.86356 − 0.30941 0.04083 S ⎢ ⎪⎩ P ⎪⎭ ⎣ 0.037085 0.084302 − 0.05088 0.012523 − 0.0012⎥⎦ ⎪ 4 ⎪ ⎪⎩S ⎪⎭

(1.2)

Các tần số tự nhiên của khối lượng xung cứng và đối lưu cũng được xác định theo phương trình đề xuất bởi Haroun, 1983[2]: ωi =

P H

E ρs

⎛g⎞ ⎝R⎠

ωc = 1.84⎜ ⎟tanh(1.84 S ) 384

(2) (3)

trong đó: ρs là trọng lượng riêng của thành bể; E là môđun đàn hồi của vật liệu thành bể; g là gia tốc trọng trường. Độ cứng tương đương, độ cản của khối lượng đối lưu và xung cứng được xác định theo [3]:

kc = mcωc2

(4)

ki = miωi2

(5)

cc = 2ξ c mcωc

(6)

ci = 2ξ i miωi

(7)

với ξ c , ξ i lần lượt là tỷ số cản của khối lượng đối lưu, khối lượng xung cứng tương ứng được lấy bằng các giá trị 0.5% và 2% tương ứng [3]. 3 PHƯƠNG TRÌNH DAO ĐỘNG Phương trình chuyển động của bể chứa chất lỏng dưới tác động của kích động động đất theo phương ngang được mô tả theo [3], đây là phương trình động lực học quen thuộc trên cơ sở áp dụng nguyên lý Hamilton:

[m]{&x&} + [c]{x&} + [k ]{x} = −[m]{r}u&&

(8)

trong đó: {x} là vector dịch chuyển; [m], [c] và [k] lần lượt là ma trận khối lượng, độ cản và độ cứng của hệ; {r} là vector hệ số ảnh hưởng; u&&g là gia tốc nền theo phương ngang. 3.1 Trường hợp I: Khi hệ không có cách chấn đáy vector dịch chuyển được xác định {x}={xc, xi, xt}T trong đó: xc=uc-ut là dịch chuyển tương đối của khối lượng đối lưu; xi=ui-ut là dịch chuyển tương đối của khối lượng xung cứng; xt=ut-ug là dịch chuyển tương đối của trụ đỡ với đất nền. Các ma trận được xác định như sau [3]:

⎡mc [m] = ⎢⎢ 0 ⎢⎣mc

0 mi mi

mc mi

⎤ ⎥ ⎥ M + mb ⎥⎦

(9)

[c]=diag[cc, ci, ct]

(10)

[k]=diag[kc, ki, kt]

(11)

{r}={0, 0, 1}T

(12)

trong đó: M=mc+mi+mr là khối lượng hiệu dụng của bể chứa; mb=0,05m (hay 5% khối lượng chất lỏng) là khối lượng móng bể, tham số các ma trận trên được tính theo các công thức từ (1.1) đến. (7), (13). (14).

385

Độ cứng kt và độ cản ct của trụ đỡ được xác định như sau: 2

⎛ 2π ⎞ kt = ⎜⎜ ⎟⎟ (M + 0.05m ) ⎝ Tt ⎠

(13)

ct = 2ξ t ( M + 0.05m)ωt

(14)

trong đó: Tt , ξ t lần lượt là chu kỳ, tỉ số cản của kết cấu trụ đỡ. 3.2 Trường hợp II: Khi hệ có cách chấn đáy 3.2.1 Dạng 1: Khi cách chấn được đặt giữa đáy của trụ đỡ và móng {x}={xc, xi, xt, xb}T trong đó: xc=uc-ut là dịch chuyển tương đối của khối lượng đối lưu; xi=ui-ut là dịch chuyển tương đối của khối lượng xung cứng; xt=ut-ub là dịch chuyển của trụ đỡ; xb=ubug là dịch chuyển tương đối của gối. Các ma trận được xác định như sau [3]:

⎡ mc ⎢0 [m] = ⎢ ⎢m c ⎢ ⎣ mc

mi mi mi

mc mi M + mb M + mb

mc ⎤ mi ⎥ ⎥ M + mb ⎥ ⎥ M + 3mb ⎦

(15)

[c]=diag[cc, ci, ct, cb]

(16)

[k]=diag[kc, ki, kt, kb]

(17)

{r}={0, 0, 0, 1}T

(18)

Độ cứng kb và độ cản cb của gối cách chấn được xác định như sau: 2

⎛ 2π ⎞ ⎟⎟ (M + 0.15m ) kb = ⎜⎜ ⎝ Tb ⎠

(19)

cb = 2ξ b ( M + 0.15m)ωb

(20)

trong đó: Tb , ξ b lần lượt là chu kỳ, tỉ số cản của hệ gối cách chấn; ωb là tần số của hệ gối cách chấn, tham số các ma trận trên được tính theo các công thức từ (1.1) đến. (7), (13). (14), (19), (20). 3.2.2 Dạng 2: Khi cách chấn được đặt giữa đáy của bể chứa và đỉnh của trụ đỡ

{x}={xc, xi, xb, xt}T trong đó: xc=uc-ub là dịch chuyển tương đối của khối lượng đối lưu; xi=ui-ub là dịch chuyển tương đối của khối lượng xung cứng; xb=ub-ut là dịch chuyển tương đối của gối; 386

xt=ut-ug là dịch chuyển của trụ đỡ. Các ma trận được xác định như sau [3]:

⎡ mc ⎢0 [m] = ⎢ ⎢m c ⎢ ⎣ mc

mi mi mi

mc mi M M

mc ⎤ mi ⎥ ⎥ M ⎥ ⎥ M + 2mb ⎦

(21)

[c]=diag[cc, ci, cb,ct]

(22)

[k]=diag[kc, ki, kb, kt]

(23)

{r}={0, 0, 0, 1}T

(24)

Độ cứng kb và độ cản cb của gối cách chấn được xác định như sau: 2

⎛ 2π ⎞ kt = ⎜⎜ ⎟⎟ (M + 0.1m ) ⎝ Tt ⎠

(25)

⎛ 2π ⎞ kb = ⎜⎜ ⎟⎟ M ⎝ Tb ⎠ ct = 2ξ t ( M + 0.1m)ωt

(27)

cb = 2ξ b Mωb

(28)

(26)

Tham số các ma trận trên được tính theo các công thức từ (1.1) đến. (7), (25). (26), (27), (28). 4 GIẢI SỐ TRỰC TIẾP

Trên cơ sở phương trình chuyển động (8) là các phương trình vi phân phi tuyến mạnh, giải bài toán động nhằm xác định đáp ứng động đất của bể chứa bằng phần mềm Mathematica.7. Phương trình chuyển động tổng quát [3]:

[ m]{ x ''} + [c ]{ x '} + [ k ]{ x} = − [ m]{r} u

'' g

(8)

Phương trình chuyển động (8) được khai triển cho từng trường hợp khi hệ có 3 hay 4 bậc tự do. 4.1 Trường hợp I: Khi hệ không có cách chấn đáy, phương trình (8.1) là hệ phương trình vi phân cấp 2 với ba ẩn xc, xi, xt

⎡ mc ⎢0 ⎢ ⎢⎣ mc

0 mi mi

mc ⎤ ⎧ x"c ⎫ ⎡cc ⎤ ⎧ xc' ⎫ ⎡ kc ⎤ ⎧ xc ⎫ ⎡ mc ⎪ "⎪ ⎢ ⎥ ⎪ ' ⎪ ⎢ ⎥ ⎪ ⎪ ⎥ ⎢ mi ⎥ .⎨ xi ⎬ + ⎢ ci ⎥ .⎨ xi ⎬ + ⎢ ki ⎥ .⎨ xi ⎬ = − ⎢ 0 ⎢⎣ mc M + mb ⎥⎦ ⎩⎪ xt" ⎭⎪ ⎢⎣ ct ⎥⎦ ⎩⎪ xt' ⎭⎪ ⎢⎣ kt ⎥⎦ ⎩⎪ xt ⎭⎪ 387

0 mi mi

mc ⎤ ⎧0⎫ ⎪ ⎪ mi ⎥⎥ .⎨0⎬ .u"g M + mb ⎥⎦ ⎩⎪1⎭⎪

(8.1)

4.2 Trường hợp II: Khi hệ có cách chấn đáy, phương trình (8.2) là hệ phương trình vi phân cấp 2 với bốn ẩn xc, xi, xt, xb ⎡ mc ⎢ ⎢0 ⎢m c ⎢ ⎣ mc

0 mi mi mi

mc mi M M

mc ⎤ ⎧ x"c ⎫ ⎡ cc ⎤ ⎧ xc' ⎫ ⎡ kc ⎤ ⎧ xc ⎫ ⎡ mc ⎪ "⎪ ⎢ ⎥ ⎪ '⎪ ⎢ ⎥ ⎪ ⎪ ⎥ ⎢0 mi ⎥ ⎪ xi ⎪ ⎢ ci ⎥ ⎪ xi ⎪ ⎢ ki ⎥ ⎪ xi ⎪ .⎨ " ⎬ + .⎨ ' ⎬ + .⎨ ⎬ = − ⎢ ⎢m c M ⎥ ⎪ xb ⎪ ⎢ cb ⎥ ⎪ xb ⎪ ⎢ kb ⎥ ⎪ xb ⎪ ⎥ ⎪ "⎪ ⎢ ⎥ ⎪ ' ⎪ ⎢ ⎥ ⎪ ⎪ ⎢ M + 2mb ⎦ ⎩ xt ⎭ ⎣ ct ⎦ ⎩ xt ⎭ ⎣ kt ⎦ ⎩ xt ⎭ ⎣ mc

0 mi mi mi

mc mi M M

mc ⎤ ⎧0 ⎫ mi ⎥⎥ ⎪⎪0 ⎪⎪ " . ⎨ ⎬ .u M ⎥ ⎪0 ⎪ g ⎥ M + 2mb ⎦ ⎪⎩1 ⎪⎭

(8.2)

Các thông số của ví dụ như sau: tỷ số hình dạng S=1.85; chiều cao của bể chứa H=10m, tỉ số chiều dày thành bể và bán kính bể th/R=0.004, tần số dao động tự nhiên của khối lượng đối lưu và xung cứng fc=0.291Hz và fi=6.738Hz;thành bể bằng thép với modun đàn hồi E=200MPa và trọng lượng riêng ρs=7900kg/m3. Các tham số khác: Tb=2s, ξb=0.1 và Tt=0.5s. Các giá trị cần tìm: chiều cao sóng sloshing xc; dịch chuyển xi của khối lượng xung cứng, dịch chuyển của trụ đỡ xt và dịch chuyển ở đỉnh của bề mặt gối cách chấn xb. Kích động động đất được sử dụng ở đây là dữ liệu chuyển động đát nền tự nhiên theo thành phần ngang của trận động đất El Centro (1940). Gia tốc nền lấy từ các tham số của trận động đất El Centro (1940) đã được số hóa, lấy theo [4] hoặc [5]. Ứng xử của hệ dưới tác động của gia tốc nền được tính toán theo phương ngang. Dưới đây là bảng số liệu của gia tốc nền theo phương ngang trong 2s đầu tiên (có tính chất minh họa): Bảng 1. Giá trị gia tốc nền theo phương ngang của trận động đất El Centro (1940) [4], [5] Thời gian (s)

Gia tốc (g)

Thời gian (s)

Gia tốc (g)

0.0000000e+000 2.0000000e-002 4.0000000e-002 6.0000000e-002 8.0000000e-002 1.0000000e-001 1.2000000e-001 1.4000000e-001 1.6000000e-001 1.8000000e-001 2.0000000e-001 2.2000000e-001 2.4000000e-001 2.6000000e-001 2.8000000e-001 3.0000000e-001 3.2000000e-001 3.4000000e-001 3.6000000e-001 3.8000000e-001 4.0000000e-001 4.2000000e-001

3.0591000e-004 1.9374299e-003 6.9339600e-003 2.9571300e-003 2.9571300e-003 5.5063799e-003 8.4635099e-003 5.4044100e-003 1.4275799e-003 5.4044100e-003 1.3663979e-002 1.2644279e-002 6.7300197e-003 6.2201697e-003 1.3562010e-002 4.9965299e-003 9.7891200e-003 1.9170359e-002 2.4778708e-002 1.3562010e-002 4.6906197e-003 -8.2595701e-003

1.0200000e+000 1.0400000e+000 1.0600000e+000 1.0800000e+000 1.1000000e+000 1.1200000e+000 1.1400000e+000 1.1600000e+000 1.1800000e+000 1.2000000e+000 1.2200000e+000 1.2400000e+000 1.2600000e+000 1.2800000e+000 1.3000000e+000 1.3200000e+000 1.3400000e+000 1.3600000e+000 1.3800000e+000 1.4000000e+000 1.4200000e+000 1.4400000e+000

-5.6083498e-002 -5.0169239e-002 -4.3949067e-002 -3.6913139e-002 -2.8551599e-002 -2.0801879e-002 -1.4989589e-002 -2.1719608e-002 -4.7925896e-003 2.1923549e-002 4.8843630e-002 5.9142598e-002 1.9170359e-002 -1.2440339e-002 -5.4859857e-002 -9.8706960e-002 -1.1216700e-001 -1.0808820e-001 -1.0910790e-001 -1.0186803e-001 -9.5443915e-002 -1.1522610e-001

388

Thời gian (s)

Gia tốc (g)

Thời gian (s)

Gia tốc (g)

4.4000000e-001 4.6000000e-001 4.8000000e-001 5.0000000e-001 5.2000000e-001 5.4000000e-001 5.6000000e-001 5.8000000e-001 6.0000000e-001 6.2000000e-001 6.4000000e-001 6.6000000e-001 6.8000000e-001 7.0000000e-001 7.2000000e-001 7.4000000e-001 7.6000000e-001 7.8000000e-001 8.0000000e-001 8.2000000e-001 8.4000000e-001 8.6000000e-001 8.8000000e-001 9.0000000e-001 9.2000000e-001 9.4000000e-001 9.6000000e-001 9.8000000e-001 1.0000000e+000

-1.5907320e-002 -8.6674497e-003 -3.1610698e-003 4.0787999e-003 8.6674497e-003 1.3460039e-002 1.8354599e-002 1.6519140e-002 2.3453099e-003 2.5492499e-003 8.1575997e-003 7.8516895e-003 1.1216700e-002 1.3358070e-002 8.2595701e-003 1.3256099e-003 -1.5397470e-002 -3.3650099e-002 -5.4248039e-002 -6.5872616e-002 -5.3534248e-002 -5.4248039e-002 -6.5872616e-002 -5.2514548e-002 -5.8020930e-002 -5.8326839e-002 -5.3840157e-002 -5.0679089e-002 -5.0781057e-002

1.4600000e+000 1.4800000e+000 1.5000000e+000 1.5200000e+000 1.5400000e+000 1.5600000e+000 1.5800000e+000 1.6000000e+000 1.6200000e+000 1.6400000e+000 1.6600000e+000 1.6800000e+000 1.7000000e+000 1.7200000e+000 1.7400000e+000 1.7600000e+000 1.7800000e+000 1.8000000e+000 1.8200000e+000 1.8400000e+000 1.8600000e+000 1.8800000e+000 1.9000000e+000 1.9200000e+000 1.9400000e+000 1.9600000e+000 1.9800000e+000 2.0000000e+000 2.0200000e+000

-1.4989589e-001 -1.2338370e-001 -1.1216700e-001 -8.7490260e-002 -6.4852916e-002 -3.8748599e-002 -1.5805349e-002 1.0910789e-002 3.4465858e-002 6.1080029e-002 8.5144947e-002 1.1114730e-001 1.3562010e-001 1.5193529e-001 1.2134430e-001 1.1318670e-001 1.0197000e-001 1.1012760e-001 8.4023279e-002 3.7626930e-002 -2.2943249e-002 -1.5091559e-001 -1.8252629e-001 -1.6213229e-001 -1.7232929e-001 -1.5499439e-001 -1.4785649e-001 -1.3765950e-001 -1.2950190e-001

ug'',m s2 0.15 0.10 0.05 5

t,s

0.05 0.10 0.15

Hình 2. Giản đồ gia tốc nền theo phương ngang của trận động đất El Centro (1940) [4], [5] 4.3 Giải trường hợp I: Bể chứa không có cách chấn đáy, bộ số thứ nhất: mc=16 mi=14.94 M=46.2 mb=1.413 cc=0.0365 ci=0.2676 ct=239.2 kc=0.834 ki=3 kt=7511.12

389

Lập trình giải số phương trình (8.1): nghiemso=NDSolve[{mc*xc''[t]+mc*xt''[t]+cc*xc'[t]+kc*xc[t] mc*ug'',mi*xi''[t]+mi*xt''[t]+ci*xi'[t]+ki*xi[t] mi*ug'',mc*xc''[t]+mi*xi''[t]+(M+mb)*xt''[t]+ct*xt'[t]+kt*xt[t] (M+mb)*ug'',xc[0] 0,xt[0] 0,xi[0] 0,xc'[0] 0,xt'[0] 0,xi'[0] 0},{xc,xi ,xt},{t,0,21},MaxSteps→∞]

Khảo sát nghiệm phương trình (8.1), vẽ đồ thị các hàm số xc(t), xi(t), xt(t): Plot[xc[t]/.nghiemso, xi[t]/.nghiemso, xt[t]/.nghiemso,{{{t,0,21}, PlotRange→{Full,Automatic},PlotRange→{Full,Automatic},PlotStyle→{Thi n},AxesLabel→{"t,s","xc,m","xi,m","xt,m"}] xc,m

0.05 0.04 0.03 0.02 0.01

t,s

Hình 3. Đồ thị hàm số xc(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ nhất xi,m 0.06

0.04

0.02

0.02 0.04

Hình 4. Đồ thị hàm số xi(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ nhất

390

t,s

xt,m

0.0004

0.0002

t,s

0.0002

0.0004

Hình 5. Đồ thị hàm số xt(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ nhất uc,m 0.2

0.1

t,s

0.1

Hình 6. Đồ thị hàm số uc(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ nhất ui,m 0.2

0.1

Hình 7. Đồ thị hàm số ui(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ nhất 391

t,s

ut,m 0.15 0.10 0.05 5

t,s

0.05 0.10 0.15

Hình 8. Đồ thị hàm số ut(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ nhất 4.4 Giải trường hợp II: Bể chứa có cách chấn được đặt giữa đáy bể và đỉnh trụ đỡ, bộ số thứ hai: mc=16 mi=14.94 M=46.2 mb=1.413 cc=0.0365 ci=0.2676 ct=246.307 cb=29.0136 kc=0.834 ki=3 kt=7734.028 kb=455.5135

Lập trình giải số phương trình (8.2): nghiemso=NDSolve[{mc*xc''[t]+mc*xb''[t]+mc*xt''[t]+cc*xc'[t]+kc*xc[t] mc*ug'',mi*xi''[t]+mi*xb''[t]+mi*xt''[t]+ci*xi'[t]+ki*xi[t] mi*ug'',mc*xc''[t]+mi*xi''[t]+M*xb''[t]+M*xt''[t]+cb*xb'[t]+kb*xb[t] -M*ug'', mc*xc''[t]+mi*xi''[t]+M*xb''[t]+(M+2*mb)*xt''[t]+ct*xt'[t]+kt*xt[t] (M+2*mb)*ug'',xc[0] 0,xi[0] 0,xb[0] 0,xt[0] 0,xc'[0] 0,xi'[0] 0,xb'[0] 0,xt'[ 0] 0},{xc,xi,xb,xt},{t,0,21},MaxSteps→∞]

Khảo sát nghiệm phương trình (8.2), vẽ đồ thị các hàm số xc(t), xi(t), xb(t), xt(t): Plot[xc[t]/.nghiemso, xi[t]/.nghiemso, xb[t]/.nghiemso,xt[t]/.nghiemso ,{t,0,21},PlotRange→{Full,Automatic},PlotRange→{Full,Automatic},PlotS tyle→{Thin},AxesLabel→{"t,s","xc,m","xi,m","xb,m","xt,m"}] xc,m 0.14 0.12 0.10 0.08 0.06 0.04 0.02 5

Hình 9. Đồ thị hàm số xc(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai 392

t,s

xi,m 0.06

0.04

0.02

t,s

0.02

Hình 10. Đồ thị hàm số xi(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai xt,m

0.0002 0.0001

t,s

0.0001 0.0002 0.0003

Hình 11. Đồ thị hàm số xt(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai xb,m 0.004

0.002

0.004

Hình 12. Đồ thị hàm số xb(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai

393

t,s

uc,m

0.2

0.1

t,s

0.1

Hình 13. Đồ thị hàm số uc(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai ui,m 0.2

0.1

t,s

0.1

Hình 14. Đồ thị hàm số ui(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai ut,m 0.15 0.10 0.05 5

0.05 0.10 0.15

Hình 15. Đồ thị hàm số ut(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai 394

t,s

ub,m 0.15 0.10 0.05 5

t,s

0.05 0.10 0.15

Hình 16. Đồ thị hàm số ub(t) với t Є[0,21] - bộ số thứ hai

So sánh kết quả của hai trường hợp: - Khi có gối kháng chấn mặc dù xc, xi tăng lên nhưng xt, xb giảm xuống đáng kể; - Nghiệm số xc, xi dao động hỗn độn; xt, xb dao động ổn định, biên độ giới nội. 5 KẾT LUẬN - Đã tính được dịch chuyển xc , xi , xt trong trường hợp không gối cách chấn và dịch chuyển xc , xi , xt , xb trong trường hợp có gối cách chấn; - So sánh kết quả trong hai trường hợp có và không có gối cách chấn cho thấy hiệu quả của gối cách chấn, do biên độ dao động xt , xb giảm; - Sử dụng phần mềm Mathematica.7 đã giải được bài toán tương đối phức tạp về mô hình (gần với sự làm việc thật của bể chứa chất lỏng) và tải trọng (tải trọng động đất cho theo giản đồ gia tốc nền). TÀI LIỆU THAM KHẢO

1. EC 8, part 4 (EN1998-4:2006), Silos, tanks and pipelines, Eurocode, 2006; 2. M.Haroun, Vibration studies and test of liquid storage tanks. Earthquake Eng Struct Dyn, 1983; 3. M.Shrimali, R.Jangid, The seismic response of elevated liquid storage tanks isolated by leadrubber bearings, Bulletin of NZSEE, Vol 36, 2003; 4. http://peer.berkeley.edu/research/motions; 5. http://www.vibration.com/ElCentro.htm.

395

ABSTRACT PROCEEDING OF CONFERENCE Vietnam Institute for Building Science and Technology with the 50 years of Building and Development TRINH VIET CUONG, VU THI NGOC VAN In 50 years from the establishment, the Institute for Building Science and Technology (IBST) has accomplished the assigned tasks of research, carrying out the duties for the Sate management in construction field, training and development of new technologies in constructions. IBST has also provided important contribution to the solution of complex technical problems in key projects of construction. This paper summaries the main achievement and the advantages of IBST in principal fields of work. Research applying advanced building materials and adapted technology for construction Ho Chi Minh President mausoleum NGUYEN MANH KIEM Ho Chi Minh president mausoleum is the most important construction of Vietnam, so it is distinct architectural style with high quality construction, long life service but need to construction only in two years (1973-1975). In this project, many advanced building material such as cement grade 60 MPa, concrete grade 40 MPa, motar, acoustical obsort concrete, architectural concrete, watertight, mastic, anti-axit mortar, paint, epoxy paint, glue, flame-resistant material, ect..; new technology building such as consolidate base ground, produce HPC, cement 60MPa, finish plaster, anchor stone cover ect… are used. All results are presented in this the paper. Construction cost and Technology choice: An International Comparison TOONG KHUAN CHAN Building economists have produced construction cost indices to allow for a comparison of building construction costs for many countries but these indices do not take into account or optimizes the choice of materials or technology used in the construction process. The aim of this project is therefore to develop new construction cost indices which are linked to the various methods of building construction. The differences in local practices, availability of local resources (raw materials, land, labour, capital and technology), domestic building materials industries, and local regulations all combine to influence the construction cost of a building. These new indices are derived from a global survey of the costs of building material, construction costs for various building elements, labour costs, capital costs together with the choice of construction method and technology employed. The findings will inform on many current research and policy initiatives: to manage the exploitation of indigenous resources, to 396

develop domestic building materials industries, to improve construction methods, modernise and upgrade the construction sector in developing countries. Application of Reinforced Soil-Geosynthetic Composites PHAM QUYET THANG Reinforced soil structures are used rapidly in recent years in transportation and construction projects for reinforced soil slopes/walls.. The behavior and other characteristics of reinforced soil structures such as stress-strain relation of constitutive models, and a number of full-scale tests are presented in this paper. Furthermore, several equations and models are also developed and verified. Study on behavior of High-Strength CFT Columns TAKAYUKI NANBA, HISAYA KAMURA

The objective of this study is to elucidate the properties of high-strength CFT columns under external force. From many results of past research, it is known that the ultimate strength and ductility of a concrete filled steel tube (CFT) structure increase due to the effect of mutual confinement between the concrete and the steel tube. CFT structures are adopted in many buildings that use an improved design method. On the other hand, high-strength materials have been developed to enable construction of more spacious buildings and reduce manufacturing work. In this study, compressive tests of high strength CFT columns were carried out to determine their ultimate resistance and to clarify the mechanism of the confinement effect. Compressive and bending tests were also carried out to demonstrate the high performance of high strength CFT columns against seismic force. This research clarified the fact that high strength CFT columns also have excellent structural characteristics, such as ultimate resistance and deformation capacity. STRUCTURAL ENGINEERING – CONSTRUCTION TECHNOLOGY Macro Finite-Element Modeling to Calculate the Deflection of Bending Cracked RC Beams VU NGOC ANH This paper introduces a model to calculate the deflection of cracked reinforced concrete beam by Macro finite element. The Macro Element defined by Raul Francsois and colleagues [LMDC laboratory - French], is element located between two consecutive cracks of reinforced concrete beam. The Macro elements is characterized as: inertia at cracked section, inertia of initial section and the average inertia of Macro element. From the average inertia of Macro element we can determine the deflection of cracked reinforced concrete beam. This model is simpler than calculations guided by in TCVN 5574-2012. Option for design reinforced concrete structures to save cost CAO DUY BACH Currently, reinforced concrete structures are generally designed according by the way: Choose the parameters of material and the size of element, then calculated all the building in appropriate 397

software to determine maximum forces and requirement reinforcement. The question is we maybe find another option to save more than the one be designed? This article will provide an answer: we can find the option satisfy technical requirements with lower price. This option is selected through calculation software MONOMAX - Buildings from multiple local police with the change of the number of structures and textures. The option can apply for verification of design to save costs before approval. Calculation of the load resistance of concrete structures under fire conditions CHU THI BINH, TRUONG QUANG VINH Provisions for evaluating the load resistance of RC structural members under fire conditions are generally specified in codes and standards such as ACI 216.1,Eurocode 2 EN 1992-1-2 and AS 3600 . These methods base on many simplidied approximation and their application is limited. Furthermore, some recently researches show that these methods have a number of drawbacks since they do not account for all factors governing fire respond and sometimes the results are unconservative. This paper present the result of load resistance of RC beams and columns under fire conditions using simplified methods in Eurocodes and advanced model in SAFIR nonlinear finite element analysis. Results are compared and recommendations are given out. Assesment and strengthening of existing tall RC buildings in VIETNAM for earthquake resistances NGUYEN XUAN CHINH, NGUYEN DAI MINH, VU THI NGOC VAN, NGUYEN HOANG ANH This paper introduces the procedure and methodology for the evaluation of the earthquake resistances of as well as the intervention solutions for existing tall reinforced concrete (RC) buildings in Vietnam. The paper also presents the cases of studies in Hanoi and Ho Chi Minh City. Experimental study on seismic resistance of semi-precast concrete high-rise building structures TRAN CHUNG, VO VAN THAO, LE MINH LONG, DO TIEN THINH, TRAN NGOC CUONG, NGO MANH TOAN, NGUYEN TRUNG KIEN, PHAM VAN LE From 2009 to 2011, researchers from Vietnam Institute for Building Science and Technology (IBST) has been conducted an experimental study to investigate the mutual affect of connections used in semi-precast concrete structure that being developed in Vietnam under the action of seismic loading, a matter that is considered by technical experts, state managers and society. This paper presents about selection and design of test specimen and loading system, construction and setting up of test specimen, instrumentation system, loading history, and test results. Seismic Resistance and Seismic Design Methodology based on displacement for reinforced concrete moment frames retrofitted by Expanded Metal Panels (EMP) PHUNG NGOC DUNG

398

A new solution to enhance the seismic behaviour of reinforced concrete moment resisting frames is introduced. This solution is based on the use of expanded metal panels (EMP) to retrofit or upgrade the existing frames in terms of increasing their stiffness, strength and ductility. The EMP will work as an additional lateral resisting system. Hysteretic behaviour of EMP is nearly the same as Steel Plate Shear Walls (SPSW) which are commonly used in US, Canada and Japan. The seismic behaviour of EMP has been tested by both experimental and numerical studies. A simplified model of EMP under cyclic shear loading is also proposed. To assess the efficiency of the retrofitting solution, many RC-MRF are designed in accordance with EC2 and EC8, and capacity of the RC-MRF being evaluated with reference to FEMA356. Static and dynamic nonlinear analyses are conducted on the simplified model of EMP. Displacement Based Design method has been adopted to design EMP to seismically retrofit the existing reinforced concrete moment resisting frames. Seismic Design of Reinforced Concrete Moment Frames with Low Ductility Class (DCL) Can be Unsafe PHUNG NGOC DUNG A“ DCL design” in Eurocode 8 is made with the minimum value q=1.5 of the behavior factor: the seismic action is established following Eurocode 8 but design checks are made to the code for non-seismic action. The structure is thus designed for strength, not for ductility. It is recommended that DCL design be applied only in low seismicity areas, but it is not an obligation. The evaluation of reference buildings presented in the paper shows that DCL design of RC moment resisting frames can be unsafe if the ground accelerations at the foundation γIagRS is around or above 0.15g, because a design check of the shear resistance of nodes is not explicitly prescribed in non-seismic codes. The standard “strut and ties” method could apply, but no indications are given on how to apply it in this case. Primary achivements in research and development of The Department of Fire Safety Engineering NGUYEN CAO DUONG, HOANG ANH GIANG, PHAM MINH DIEN Article presents the importance of establishing a new research department of Vienamese Construction: the Department of fire safety engineering for building and construction; The text also introduces primary steps of Vietnam Institute for Science and Technology and Institute of Building Structure in founding the field of research. The main target was that establishing and executing a National project of Establishing the fire safety engineering laboratory (period 20002005). In the follow parts, the article presents some achievements of the department in research as well as practice activities, which in turn, meet the demand in the Governmental management of fire protection and prevention and effectively serve the practice demanding as well as applying new fire protection and prevention technology to real life. Some conclusions and recommendations were included in the article.

399

Evaluating fire resistance of large dimension shutters by combining calculation with the data of fire resistance test on limited dimension sample products HOANG ANH GIANG Generally, standard vertical testing furnace has its aperture of 3,0 m by 3,0 m, this is a obstacle to determining fire rate of shutter with a larger dimension of 3,0 m. In real life, almost fire shutter must attain this dimension. To deal with this short coming in determining the fire rate of shutter that have large dimension, in many cases, it would preferable to combine the calculation by theory and actual results of fire resistance testing. It means that, the recorded data and information in the fire resistance test of limited dimension samples along with the available analysis theory presented in certain design standards shall be applied for evaluating fire resistance of products with the dimensions are expanded. This procedure was widely applied in many experienced laboratory around the world with acceptable accuracy. This paper, presents the steps for evaluating fire resistance of shutter according to above mentioned procedure. Besides, the paper introduces several examples have been applied recently in Fire safety engineering laboratory, Institute of Building Structure to evaluate the fire resistance of real world products. On the investigating and damage assessing and rehabiliation design of reinforced concrete structures subjected to elevated temperature of fire events HOANG ANH GIANG, NGUYEN VIET SON, CAO DINH HAI, HA VAN HANH Basing on the experience in investigating and damage evaluating, and rehabilitation designing for reinforced concrete buildings subjected to elevated temperature of fire events, the authors introduce stepwise for resolving maters that related to the fire damages of such a typical structure and concentrated to several technical aspects should be considered further more. Research needs also be presented in the paper that were gained during the implementation of the job. Affect of Construction to Reliability of Pre-Stressed Reinforced Concrete Floor NGUYEN CHI HIEU The construction degree has a direct impact on the value of stretching: elongation – of strand in the site compared with theoretical elongation is calculated by design. This error lead to the wrong number of loss of stress due to friction right after stretching with data calculated from the initial design stage, thereby affecting the reliability (ĐTC) of pre-stressed (ƯLT) reinforced concrete floor (BTCT). This paper examined the impact of construction to reliability of prestressed reinforced concrete floor according to adhesion post – tensioning method. The Effectiveness of Bonded Post-Tensioned Concrete Floor in Civil Engineering NGUYEN CHI HIEU, NGUYEN HOANG ANH, LE VAN TU This report takes a focus on technical, aesthetic and economic effectiveness of bonded posttensioned concrete floor by transferring the reinforcement concrete floor into bonded post400

tensioned concrete floor at specific projects. In the meantime, solutions are suggested for more effective design of bonded post-tensioned concrete floor. Some Notices Issues of Construction, Acceptance in Post - Tensioned Concrete Slab NGUYEN CHI HIEU, NGUYEN HOANG ANH, NGUYEN VAN VIET The structure of reinforced concrete (RC) pre-stressed (ULT) is increasingly widely used in civil and industrial. However, the implementation and acceptance face many technical problems, but there are no uniform guidance document to resolve this issue. This paper presents some of the above problems for post – tensioned concrete slab. Technical report on qualification test of bridge bearing at the lab for structural testing NGUYEN DUC DUONG, NGO MANH TOAN, DO TRAN HUNG, PHAM HONG QUAN, VU HONG HA Bridge bearings, an important element that requires high technical performance, are often placed on the piers and abutments. Depending on type of bridge, loading, and working condition, bridge bearings are classified in to 3 types: pot bearing, elastomeric bearing, and railway steel bearing. This paper presents in general about testing criterion and proposed suitable testing methods for qualifying the quality of bridge bearing products. Method to Build an Interaction Diagram and Determine Required Reinforcing Area of Column Subjected to Axial Load and Biaxial Bending HO VIET HUNG, PHAM XUAN DAT, NGUYEN TRONG HUY Interaction diagram is commonly used in countries around the world, and has been introduced into the design standards such as ACI-318 (American), BS-8110 (England), or AS-3600 (Australian) ... In Vietnam, a number of recent studies have addressed the method to build a interaction diagram. This article summarizes the method to build an interaction diagram of column subjected to axial load and biaxial bending according to Vietnam standard, and carried out a calculation example to elucidate the practical steps. Technology for Manufacture and Construction of Prestressed Concrete Pile to Make Braced Wall in The Basement NGUYEN TIEN HUY, NGUYEN THANH HUNG Introduce technology for manufacture and construction of prestressed concrete pile to make braced wall in the basement. Summarize some practical experiences for manufacture and quality management of prestressed concrete pile of CT2 building – Ngo Thi Nham – Ha Dong. Experimental Study of Beam-Slab Structures Subjected to A Column Loss NGUYEN TRONG HUY, PHAM XUAN DAT, HO VIET HUNG Progressive collapse resistance of reinforced concrete building structures can be evaluated by column loss scenarios. The loss of a penultimate-external (PE) column is among the most critical 401

scenarios since it leave the associated structures with the least lateral restraint. At large deformations, any mobilization of catenary action, as an alternative load path, should rely solely on the strength of a half perimeter compressive ring forming within the deflected slabs. This paper presents an experimental programme to investigate the static response of double-span beam-slab substructures bridging over a PE column loss. Two one-third scaled beam-slab substructures were designed, built and tested by a static loading scheme. The boundary condition of the specimens is rotationally and vertically restrained, but laterally unrestrained. A twelve-point loading system is used to simulate uniformly distributed loads. The load-carrying mechanism in the test structures was identified with negative bending moment along the perimeter edges, which was greatly enhanced by T-beam effect, and catenary action in the central region. The overall load-carrying capacity of test specimens is as high as 1.4 the yield-line capacity. Compressive failure of the perimeter ring under catenary tension forces in the double-span beam is identified as the possible collapse mode of building structures associated with a PE column loss. Comparison between experimental result of seismic isolation with calculation result using finite element method LE THI THU HUYEN The content of the article compare experimental result of elastic bearing to withstand seism (seismic isolation) with calculation result using modern calculation program (based on finite element method). Specifically, the article describes diagram to conduct experiment and how to define the stiffness of seismic isolation. Value of 1st free oscillation frequency of buffer is defined based on the experimental result, and value of seismic isolation’s stiffness is defined according to simple formula, corresponding to free oscillation model of simultaneous equations with 1 degree. The article also construct modeling based on finite element method and define 1st free oscillation frequency of seismic isolation with given stiffness value of seismic isolation. Calculation results based on experiment and on finite element method are almost identical. Assessment of column shortening effects through measurement results in some super-tall RC buildings CAO DUY KHOI In design of tall buildings and super tall buildings, apart from calculation for columns, beams and slabs, some peculiarities should be well aware of such as column shortening and differential column shortening. These phenomena may cause serious impacts on horizontal load bearing members such as beams-slab system and lead to cracking of non load bearing components like glass walls and partition walls. Theoretical and experimental researches on these issues have been carried out in all over the world since the 70s of the last century. However, the concept of column shortening is still relatively new in Vietnam and receives few necessary attentions. Considering numbers of typical projects, this article summarizes several issues related to column shortening which might help designers pay more attention to one of the new and essential concerns for high rise buildings design in Vietnam. 402

Application of gravity retaining walls using decorative concrete for sustainable construction BUI VAN HONG LINH, NGUYEN VAN CHANH Casting concrete blocks for gravity retaining walls based on the weight by itself be much interest in recent years. Gravity retaining walls use decorative concrete blocks including concrete masonry dry stacked, stylized to stabilize the embankment behind the retaining wall. This wall system is very effective to shore em bankment, retaining wall for planting flowers in the park, erosion resistance... In this paper structural analysis of gravity retaining wall and fabricated concrete blocks from recycled materials to improve the workability for sustainable construction, wide application in practice. Using of various deformed steel bar in reinforced concrete structrures LE MINH LONG Reinforcement has been widely used in reinforced concrete structures. In the rapid devolopment of constuction in Vietnam, there have been many type of steel bar in market, including imported products. This is an advantages in the process of international integration in field of constructrion, howerver, not only phisico-mechanical properties but also geometrical form of ribs of steel bar should be considered in the use of steel bars. This article is analyzed the reasons, principles and recommedations in the application of various steel bars in reinforced concrete structures. Practical experience on supervision work of steel roof truss with big span for sports hall of Da Nang city VU DINH LUYEN After practical supervision of Danang city Sports hall, the author of this article presents the features of fabrication, assembly, check and acceptance of the project steel roof steel roof truss; Describes some errors during assembly, proposes improvement methods for repairing the errors on site; provide recommendation on some practical experiences for construction and supervision of similar projects and continue to study some concrete questions in order to perfect the design and construction of structural roof truss with big span in Vietnam. Seismic analysis of high-rise buildings in VIETNAM following ASCE 7-05 NGUYEN DAI MINH, NGUYUEN TRUNG NGHI, NGUYEN QUYNH HOA Standard TCXDVN 375:2006 “Design of structures for earthquake resistances” is normally applied for buildings under 30-40 storey (with fundamental natural period T1 < 4s), standards TCXD 198:1997 and SNiP II-7-81* are only used for buildings lower than 75 m. For buildings or structures taller than 100 m (or more than 30 storey), the American code ASCE 7-05 is preferred to be used in seismic analysis. However, the earthquake data input in the Vietnamese and the US codes are very different as in the American code the short- and long-period acceleration responses are used while in our code the peak ground accelerations or seismic intensities based on MSK-64 scale are applied. Therefore, this paper presents the method of 403

analysis of high-rise buildings following ASCE 7-05 with the earthquake data input based on referenced peak ground acceleration agR. This method can be applied for buildings taller than 100m in Vietnam in case the updated US code used. Analysis of tall buildings under the winds based on TCVN 2737:1995 NGUYEN DAI MINH, TRAN THANH NGOC,, VU THANH TRUNG Standard TCVN 2737:1995 is still presently used in analysis of tall buildings under the winds in Vietnam. However, determination of “dynamic” component in the wind loads may possibly be complicated and not clear in the theoretical backgrounds. This paper, hence, presents the theoretical explanations to determine the “limit” frequency fL because this is the key point to change the wind static analysis to the “dynamic” analysis. Clearly understanding this problem is necessary not only for the structure design but also for code-preparation in the future. The paper does also propose the more suitable formulations to calculate the wind loads acting on tall buildings compare to formulae in TCVN 2737:1995. The proposed formulations can be applied for buildings up to 30-40 storeys, and easily used in design. IN addition to the scientific contribution, the paper may be useful in terms of practical design of tall buildings under the wind in Vietnam. Calculate the glass curtain wall for building in VIETNAM DO THIEU QUANG, TRAN CHUNG, NGUYEN HOANG DUONG Glass curtain wall is cladding component, increase the easthetic and outside architecture for building. Beside the working like othe cladding components, such as carry out it’s self load, temperatrure, water proof, sound insulation, lighting … the glass curtain wall receive and transfer external loads as wind, or withstand added stress caused by huge deformation like temperature, earthquake or other actions. This article stated the calculation for one civil building with typical load must consider in Vietnam condition. Study on seismic resistance of glass curtain wall by shaking table test method DO TIEN THINH, NGUYEN TRUNG KIEN, NGUYEN THANH TUNG, PHAM QUANG VINH Recently, glass curtain wall is widely used in high-rise buildings in Viet Nam. However, seismic resistance of this type of structure is still not clearly studied. Research team of Department of Earthquake Engineering was carried experimental study about seismic performance of glass curtain wall specimen on the shaking table of Institute for Building Science and Technology. This study is a basic step to extablish a testing procedure for this type of structure. Testing Tesults of Spoiler on Piched Roof of Low – Rize Building in Wind Tunnel NGUYEN VO THONG, NGUYEN HOAI NAM For the low-rise building, the damages caused by the wind mainly to the covering structure of the building, especially to the soft pitched roof. Aiming at minimizing the damages to these types of roof, many different methods are applied in practice but only passively by strengthening the roof structure to 404

resist against the wind effects and rarely tend to actively reduce the wind pressure on the roof. This paper presents some of the results of experimental studies with wind tunnel using spoiler on the roof to change the wind angles and actively reduce the wind pressure on the pitched roof of low-rise building. Design of high-rise building specimen for shaking table test NGUYEN VO THONG, VO VAN THAO, DO TIEN THINH, PHAM QUANG VINH, NGUYEN PHUONG TUNG, NGUYEN THANH TUNG In order to design model for shaking table test, it is not only establishment similitude requirements, but also depending on size, type of structure, type of material used in prototype and model, capacity of testing equipment… This paper presents method to determine typical parameters for a specific model, half - precast concrete high-rise building of Vinaconex and test on shaking table of Vietnam Institute for Building Science and Technology. Establishment of similitude requirements for structural model subjected to dynamic loading NGUYEN VO THONG, VO VAN THAO, DO TIEN THINH, NGO MANH TOAN, NGUYEN TRUNG KIEN, HOANG MANH In order to use the test results of small scale model for prototype building, characteristics of model and actions in the test such as geometrical dimension, mass, energy, loadings… must satisfies similitude requirements between model and prototype. This paper presents theoretical basis and necessary explanation for establishment of similitude requirements used in design of model in dynamic testing. Technology for Construction of High-Rise Building Using “Cast Iron Form” and Aluminium Formwork PHAM DUC THUAN, NGUYEN NGOC THANH, DAO VAN CUONG, NGUYEN TRI DUNG Summarize the construction technology for high-rise building using “cast iron form” combined with aluminium formwork at Apartment item – North An Khanh new city project. The article describe some advantages and disadvantages of the construction technology. Study on micro concrete for shaking table test specimen NGO MANH TOAN, NGUYEN VO THONG, DO TIEN THINH, DO TRAN HUNG, DANG TRONG THANG In order to satisfy material similitude requirements for shaking table test specimen, micro concrete is used to make the specimen. This paper presents test results for mechanical characteristics of micro concrete used in test specimen. Study on wind effects on low-rise building by wind tunnel VU THANH TRUNG, NGUYEN VO THONG, NGUYEN HOAI NAM, PHAM TRUNG THANH, NGUYEN HUU QUYEN This paper presents some research results on wind effects on low-rise building using wind tunnel with wind conditions according to Vietnamese standard TCVN 2737:1996 such as wind speed, 405

mean speed wind profile ... Test results such as mean wind pressure coefficients, maximum peak wind pressure coefficients, minimum peak wind pressure coefficients on all surface of test model for all wind directions are analyzed and discussed. Mock up test for glass curtain wall system VU THANH TRUNG, NGUYEN VO THONG, NGUYEN HOAI NAM, PHAM TRUNG THANH, NGUYEN HUU QUYEN Glass curtain wall is being applied popularly for many buildings in Vietnam. This system covering buildings is affected from many effects such as wind, rain, temperature, noise... so that it has a good performance (structural performance, water leakage, air leakage...). The mock up test is necessary for quality assurance. This paper presents some technical requirements and mock up tests for some curtain wall systems of some buildings tested in the department of wind engineering of Vietnam Institute for Building Science and Technology in recent period. Application of electroslag pressure welding technology in reinforcement joining NGUYEN ANH TUAN, LE CHI HIEU The paper presents applications of a new technology in joining of rebar in reinforced concrete structures. The technology of electroslag pressure and gas pressure welding have been known as alternative solutions for common ones such as lap splice and coupler. Some issues of practical experiences and achievement of economic benefits as well as difficulties in expanding the technology in the construction market are also introduced in the paper. Controlling the construction work of reinforced concrete mat foundation NGUYEN ANH TUAN, LE MINH, NGUYEN QUYET Controlling the construction work of mass concrete in civil and industrial construction is necessary in order to achieve proper quality of concrete components. The construction order and technical requirements for this method have been mentioned in standards regarding mass concrete. However, as each mass concrete component of every building has specific characteristics pertaining to its dimensions, position, level and geographical position, actual execution work - which is required to meet standards for mass concrete – is very challenging. Based on the effective construction work of concrete mat foundation for the Lotte Center Hanoi, the writers of this article would like to summarize the construction process of reinforced concrete mat foundation for this project and to present a number of ideas and experiences for the purpose of contributing to the controlling work for the construction of reinforced concrete mat foundation in similar projects. The Seismic Response Analysis of Liquid Storage Tank NGUYEN HOANG TUNG EC8.4 (EN1998-4) is the 4th part of Eurocode 8, the seismic design of structures such as: silos, tanks and pipelines. The appendix A giving guidelines of the seismic response analysis for tanks 406

specifies the selection of the procedure, the algorithm, the seismic response analysis model depended on the designer. In order to clarify the choice of the seismic response analysis for liquid storage tanks, this paper presents one of the currently popular models selected and suggested by EC8.4, the model proposed by Haroun in 1983 and numerical study using software Mathematica.7

407