Tính sơ bộ phương án cầu dầm liên tục 3 nhịp bê tông cốt thép dưl đúc hẫng ,nhịp dẫn dầm I 33 bê tông cốt thép dưl căng trước

ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 1. GIỚI THIỆU CHUNG VỀ PHƯƠNG ÁN. 1.1. Kết cấu nhịp. - Cầu gồm có 09 nhịp với 3 nhịp liên tục dầm 1 hộp thành xiên BTCT DƯL đúc hẫng ở giữa và 3 nhịp dẫn mỗi bên nhịp giản đơn tiết diện dầm I 33 căng trước.Cầu có sơ đồ nhịp như sau: 3x33+40+62+40+3x33 =348.4m. - Mặt cắt ngang cầu gồm 06 dầm trên một nhịp dẫn đặt cách nhau một khoảng S = 2000 mm - Các kích thước cơ bản được thể hiện như trên bản vẽ: 1.2.Mố. - 2 mố chữ U được đổ tại chỗ bằng bê tông cấp 30 Mpa,được đặt trên nền móng cọc khoan nhồi có đường kính D = 1000 mm. 1.3.Trụ. - 4 trụ dạng khung Pi và 2 trụ đặc dùng, móng cọc khoan nhồi đường kính D= 1và 1.5m. 1.4.Các đặc trưng vật liệu. - Dùng thép DUL có độ tự chùng thấp, tao có đường kính 12.7mm Cường độ chịu kéo fpu = 1860 MPa = Cường độ chảy fpy = 1674 MPa = - Cốt thép thường dầm nhịp dẫn: Trọng lượng riêng của thép γs = 7850 = Modun đàn hồi Es = MPa = - Bê tông dầm ở 28 này tuổi (Cấp 50) Cường độ chịu nén 197000 197000000 1860000 1674000 Kg/m3 78.5 KN/m2 KN/m2 KN/m3 KN/m2 CHƯƠNG 2. TÍNH SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 CẦU DẦM LIÊN TỤC 3 NHỊP BTCT DƯL ĐÚC HẪNG ,NHỊP DẪN DẦM I 33 BTCT DƯL CĂNG TRƯỚC. 18 0 81 0 15 00 50 0 250150040001500250 2%2% MẶT CẮT NGANG GIỮA NHỊP DẪN TỶ LỆ 1/200 4000 750 2000 2000 2000 2000 2000 750 11500 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 15 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI f'c = 50 MPa = Trọng lượng riêng của bêtông cốt thép γc = 2500 = Modun đàn hồi = - Bê tông bản mặt cầu ở 28 này tuổi (Cấp 30) Cường độ chịu nén f'c = 30 MPa = Trọng lượng riêng của bêtông γc = 2500 = 25 Modun đàn hồi = - Bêtông nhựa Trọng lượng riêng của bêtông nhựa γf = 2250 = 1.5. Tính toán sơ bộ kết cấu nhịp liên tục 1.5.1. Chia các đốt dầm Công tác chia đốt dầm phụ thuộc vào khả năng của xe đúc .Ta chia các đốt dầm như sau: Sơ đồ chia đốt dầm Đốt trên đỉnh trụ KO dài 12m. Các đốt K1 đến K5 dài 3m. Các đốt K6 và K7 dài 4m. Đốt hợp long K8 dài 4m. 1.5.1.2 Xác định chiều cao dầm tại các mặt cắt. Giả thiết đáy dầm có cao độ thay đổi theo đường cong bậc 2 Parabol. - Phương trình đường cong đáy dầm có dạng: y=ax2+bx+c Vì đường cong đi qua gốc tọa độ và đối xứng qua gốc tọa độ nên c=0 và có dạng: y= ax2 +bx ta lập hệ phương trình 2.45 = -29.52a-29.5b giải hệ ta được phương trình đường cong đáy dầm; 2.45 = 29.52 a+29.5b y= 0.00281528 x2 - Tính toán tương tự ta có phương trình thay đổi bề dày bản đáy: 38006.989 Kg/m3 29440.087 Kg/m3 22.5 50000 Kg/m3 25 KN/m2 KN/m3 30000 KN/m2 MPa KN/m3 KN/m3 MPa1.5 'b c cE = 0.043 y f× × 1.5 ' c c cE = 0.043× γ × f K0 K1 K2 K3 K4 K5 K6 K7 P4 6000 5x3000 2x4000 2000 31000 K8 NỬA ĐỐT HỢP LONG 1500 29500 31000 0(0;0)1 20(0;0) A(-29.5;2.45) A(-29.5;2.05) 1 240 00 20 00 33 00 17 00 P4 X Y SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 16 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI y =0.002355644 x2 - Ta xác định được chiều cao của dầm hộp tại các mặt cắt như sau: Vị chí các mặt cắt Mặt cắt S0 S1 S2 S3 S4 S5 S6 S7 S8 S9 Ta tính trọng lượng bản thân (KN) của từng khối Pi = Bixbixhix γbt (KN) K0 K1 K2 K3 K4 K5 K6 K7 K8 Chiều dày thành hộp không thay đổi và bằng: TS= 0.4 m Ta có diện tích mặt cắt ngang bản nắp F = 11.5x0.25+2x0.393x1.544 = 4.09 m2 Κ0 K1 Κ2 K3 Κ4 K5 Κ6 K7 Κ8 613 307 307 307 307 307 409 409 204 444 194 173 156 143 134 168 162 80.1 485 216 196 179 161 148 185 173 84.5 725 2268 716 676 642 611 588 762 744 369 378 239 225 214 204 196 190 186 185 Trọng lượng bản đáy(KN) 2 Tổng cộng (KN) Trọng lượng khối Trọng lượng vách ngăn(KN) 5.608 5.6165 Trọng lượng bản nắp(KN) Trọng lượng thành (KN) 2.027 2.002 4 0.331 0.309 0.301 5.026 5.192 5.309 5.4065 5.4825 5.5385 5.581 0.493 0.441 0.392 0.3565 2.8875 2.607 2.388 Khối Chiều cao trung bình của khối (m) 3.70356 3 3 2.2265 3 3 4 2.1045 5.616 5.617 Chiều dài (m) Chiều rộng đáy dầm TB của khối(m) 0.302 0.3 2.004 2 5.6 0.417 5.45 5.515 5.562 0.316 0.367 0.346 3 Chiều dày bản đáy TB của khối (m) 0.6435 0.5543.225 2.159 2.05 0.7 0.587 0.521 0.465 2.482 2.294 4 3.407 29 31 3 4 4 2 25 21 3 3 6 9 12 15 18 6 Chiều dày bản đáy (m) Khoảng cách lẻ(m) Khoảng cách tới tim khối KO(m) Chiều cao dầm (m) 3 3 3.043 2.732 DCh từng khối(KN/m) 5.255 5.363 Chiều rộng đáy dầm (m) 4.923 5.129 K8 S0 K7K6K5K4K3K2K1K0 S1 S2 S3 S4 S5 S6 S7 S8 S9 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 17 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - Như vậy tổng khối lượng bê tông cần cung cấp cho 1/2 nhịp giữa là: Vbt = 269 m3 => Khối lượng bê tông cần cung cấp cho nhịp giữa là: Vgiữa = 539 m3 ( của nhịp giữa) Khối lượng bê tông nhịp biên 40 m là: Vbiên= 343 m3 Theo công thức kinh nghiệm thì khối lượng cốt thép DƯL 1 nhịp biên sẽ là: Gd ≈ .5+0.5L = 4.5+0.5x40 = 24.5 = 0.25 (KN/m3 bê tông) Theo công thức kinh nghiệm thì khối lượng cốt thép DƯL dọc nhịp giữa sẽ là: Gd ≈ 4.5+0.5L = 4.5+0.5x62 = 35.5 = 0.36 (KN/m 3 bê tông) ( thép thường Gt ≈ 1.1 (KN/m3 bê tông) 2.CÁC ĐẶC TRƯNG HÌNH HỌC CỦA DẦM NHỊP DẪN 2.1.Kích thước dầm chủ. - Chiều cao dầm h = 1500 - Chiều cao cánh dưới H1 = 200 - Chiều cao vút dưới H2 = 230 - Chiều cao sườn dầm H3 = 720 - Chiều cao vút trên H4 = 150 - Chiều cao cánh trên H5 = 200 - Bề rộng cánh dưới b1 = 650 - Bề rộng sườn dầm b2 = 200 - Bề rộng cánh trên b3 = 500 (Chiều cao dầm được chọn theo 2.5.2.6.3.1 22TCN 272 05) Thép thường (KN) 754.6 592.658 Thép DƯL(KN) 168.07 191.2669 Thành phần /KCN Nhịp giữa2 Nhịp biên 538.78Bê tông (m3) 686 mm mm mm mm mm mm mm mm mm 500 150 150 20 0 23 0 72 0 15 0 20 0 15 00 225 650 200 500 650 20 0 77 75 31 5 91 0 27 5 200 650 500 150 150 225 225 12 23 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 18 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI I 0=bh 3/12 di : là khoảng cách từ đáy dầm đến trọng tâm các tiết diện đang tính yi : là khoảng cách từ trục trung hoà đến tim các tiết diện tính toán 150 200 150 275 A1 1500 910 A2 1363 770 315 A3 158 225 200 225 Kiểm tra các thông số - Mặt cắt điển hình dạng (a) - Phạm vi áp dụng 1100 ≤ S ≤ 4900 S = mm Moment chống uốn: 110 ≤ tS ≤ 300 tS = mm Ii 6000 ≤ L ≤ 73000 L = mm yb Nb ≥ 4 Nb = dầm - Tham số độ cứng dọc Kg = n(I + Axeg 2) I = mm4 : momen quán tính của dầm eg = mm : Khoảng cách từ trọng tâm dầm đến trọng tâm bản mặt cầu 3.TÍNH HỆ SỐ PHÂN BỐ NGANG. 3.1.Các thông số ban đầu. - Khoảng cách giữa các dầm S = - Chiều dài nhịp tính toán Ltt = - Chiều dày BMC ts = - Modun đàn hồi BT mặt cầu Ec = - Modun đàn hồi dầm chủ Eb = - Tỉ số modun đàn hồi n = - Diện tích MCN dầm chủ Ab = - Momen quán tính dầm chủ Ib = - Độ lệch tâm của dầm eg = - Tham số độ cứng Kg = MPa 6 Sb = = 5.7229E+10 5.8922E+10 1.3652E+11 2000 686.184 1.256E+10 686.184 359731875 157.5 32248125 1693026563 mm4mm3 866536458 6.2893E+10 mm4 904 136519621533 Diện tích Khoảng cách 180 A (mm2) di (mm) 137500 1362.5 32400 A di 770 140140000 204750 1278572178 1.5119E+10 1.214E+11 Ii=Ayi 2 187343750 mm3 2000 32400 180 mm 29440.087 MPa 38006.989 904 mm41.3652E+11 mm 1.29099445 729115869474 mm4 TC Tiết diện A1 A2 A3 182000 524250 524250 mm2 mm mm 198954831 I = I0+Ii mm4 1.3838E+10 6.3759E+10 THH SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 19 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 7.29x1011 32400x1803 3.2.Hệ số phân bố moment . 3.2.1.Dầm trong. - Một làn thiết kế gin-M-1 = = 0.43 - Hai làn thiết kế gin-M-2 = = 0.6 Đối với lực cắt - Một làn thiết kế gin-V-1 = = 0.62 - Hai làn thiết kế gin-V-2 = = 0.72 3.2.2.Dầm biên. Hệ số phân bố cho dầm biên Đối với mômen - Một làn thiết kế ( dùng quy tắc đòn bẩy ) Tính phản lực tại A Thiết lập phương trình cân bằng momen tại (1) RA x 2000 - P/2x 400 = 0 => RA = 0.100 P Khi có 1 làn xe , hệ số làn là 1.2 gex-M-1 = 0.12 - Hai làn thiết kế gex-M-2 = e x gin-M-2 với e = 0.77 + = 0.66 de = khoảng cách tim dầm biên đến gờ chắn -300 ≤ de ≤ 1700 de = mm lấy de = -300 => gex-M-2 = 0.4 Đối với lực cắt - Một làn thiết kế ( dùng quy tắc đòn bẩy ) Tương tự như tính một làn trong trường hợp moment RA = P Khi có 1 làn xe , hệ số làn là 1.2 gex-V-1 = 0.12 0.100 -1000 Kg LTTx tS 3 = = 3.8586379 => Được chọn khi tính toán => Được chọn khi tính toán 1.0 3 3.04.0 4300 06,0 ⎟⎟⎠ ⎞ ⎜⎜⎝ ⎛⎟⎠ ⎞⎜⎝ ⎛⎟⎠ ⎞⎜⎝ ⎛+ S g Lt K L SS 1.0 3 2.06.0 2900 075,0 ⎟⎟⎠ ⎞ ⎜⎜⎝ ⎛⎟⎠ ⎞⎜⎝ ⎛⎟⎠ ⎞⎜⎝ ⎛+ S g Lt K L SS ⎟⎠ ⎞⎜⎝ ⎛+ 7600 36,0 S 2 107003600 2.0 ⎟⎠ ⎞⎜⎝ ⎛−+ SS 2800 ed ⇒ 400 600 1800 2000 AR P/2 P/2 0 1 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 20 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - Hai làn thiết kế Vậy chọn: mgmoment= 0.6 gex-V-2 = e xgin-V-2 với e = 0.6 + = 0.500 mgcắt = 0.72 => gex-V-2 = 0.36 Để tính toán 4.TẢI TRỌNG TÁC DỤNG LÊN DẦM. 4.1.Tĩnh tải. - Dầm chủ DCg = Ab x γc = 0.52425x25 = KN/m - Dầm ngang : Chọn 7 dầm ngang Trọng lượng bản thân dầm ngang DCdn: DC'dn = bhx(S-0.2) = 0.2x1.25x(2-0.2)x25 = 11.3 KN để đơn giản ta quy tải tập trung tại 2 vách của dầm chính do trọng lượng bản thân dầm ngang tác dụng lên thành lực phân bố: DC'dnx(Nn-Nng) 11.25x(7-2) Nn = 7 số dầm ngang gác lên dầm chủ theo phương dọc cầu. Nng= 2 số dầm ngang tại gối. - Bản mặt cầu BxTSx γc 11.5x0.18x25 - Lớp phủ bản mặt cầu Chiều dày lớp phủ s = m s x8 x γc 0.075x8x22.5 6 - Lề bộ hành,lan can,tay vịn. DWlc = KN/m 0.65 + 25x2(0.5x0.25+0.1x0.15+1.5x0.1+0.15x0.25) 4.2Hoạt tải. - Xe tải thiết kế là xe 3 trục 35 KN 145 KN 145 KN - Xe 2 trục thiết kế 110 KN 110 KN - Tải làn w = 9.3 KN/m - Tải người đi bộ PL = 3 KN/m2 LBH rộng 1.5 m wp = KN/m 5.TÍNH TOÁN NỘI LỰC TẠI MẶT CẮT KIỂM TOÁN. 5.1.Do tĩnh tải gây ra. 131 - Đường ảnh hưởng momen tại MC giữa nhịp. = 4.5 2.25 DWlc.lbh = DWLP = = KN/m 0.65 6 = 2.74 KN/m = 6 0.075 1.73611111 Nb = Lnhịp 6 = 8.625 13.11 KN/m KN/m = 32.4 DCbmc = DCdn = 3000 ed M 8.1 16.2 ==Ω 1.84.32 2 1 xx SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 21 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - Đường ảnh hưởng lực cắt tại MC gối dầm: 16.2 Bảng tổ hợp nội lực 2 giai đoạn. GĐ1 gồm dầm chủ, dầm ngang, BMC GĐ2 gồm lan can, LBH, lớp phủ mặt cầu 5.2.Do hoạt tải gây ra. y1 y2 y3 y4 w wp mgmo 5.95 8.1 5.95 0.6 8.1 7.5 0.6 9.3 0.6 4.5 0.6 II 654.788 80.838 M1/2(KNm) MTT(KNm) 590.490 354.123 2245.500 1346.650 1716.000 1029.103 1220.346 731.854 380.232 M1/2(KNm) 2.740 359.543 44.388 Giai đoạn Qgối(KN) I 3079.879 8.625 1131.773 139.725 2.250 295.245 36.450 14.846 1948.107 240.507 Giá trị(KN/m) M1/2(KNm) Qgối(KN)Tải trọng kết cấu Xe tải 3 trục Xe tải 2 trục Tải trọng làn Tải trọng người Bảng tổng hợp giá trị momen và lực cắt do tĩnh tải gây ra Bảng tổng hợp giá trị momen do hoạt tải gây ra Dầm chủ, ngang BMC Lớp phủ MC Lan can, LBH Tải trọng kết cấu Q 1 ==Ω 14.32 2 1 xx y1 M y2 M y4 M y3 M 4.3 4.3 1.2 110KN 35KN145KN145KN9.3N/mm M 8.1 1 Q 9.3N/mm145KN 145KN 35KN 110KN 1.2 4.34.3 y2 Q y3 Q y4 Q y1 Q SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 22 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI y1 y2 y3 y4 w wp mgcat 1 0.87 0.73 0.72 1 0.96 0.72 9.3 0.72 4.5 0.72 M = 1.25Mxe + Ml + Mp Q = 1.25Qxe + Ql + Qp Vậy,dùng tổ hợp tải trọng xe 3 trục + tải trọng làn + tải trọng người đi bộ để tính toán 5.3.Tổ hợp nội lực tại MC kiểm toán. 5.3.1.Hệ số dùng trong tổ hợp. (Bản thân KC) (Lớp phủ, khác) (Hoạt tải xe) (Xung kích) 1.25 1.5 1.75 1.25 Q(KN) 2769.289 428.150 2372.356 355.600 M(KNm) 428.150 Hệ số tải trọng DC DW LL IM Q(KN)M(KNm) 72.900 52.530 108.570 Qgối(KN) Qtt(KN) 296.466 213.640 215.926 155.600 TTGH Sử dụng Cường độ 1 Xe 3 trục + Làn + Người 1 Hệ số tải trọng trong các tổ hợp 1 1 1 2769.289 Tổ hợp tải trọng Xe 2 trục + Làn + Người Xe 3 trục + Làn + Người Tổ hợp tải trọng Tải trọng kết cấu Xe tải 3 trục Xe tải 2 trục Tải trọng làn 150.660 Bảng tổng hợp giá trị lực cắt do hoạt tải gây ra Bảng tổ hợp nội lực do hoạt tải gây ra Tải trọng người SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 23 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 5.3.2.Tổ hợp tải trọng. - Trạng thái giới hạn cường độ Moment M = 1.25xMDC+1.5MDW+1.75xMLL = 1.25x3079.879+1.5x654.788+1.75x2769.289 = KNm Lực cắt Q = 1.25xQDC+1.5xQDW+1.75xQLL = 1.25x380.232+1.5x80.838+1.75x428.15 = KN - Trạng thái giới hạn sử dụng Momen M = 1xMDC+1MDW+1xMLL = 1x3079.879+1x654.788+1x2769.289 = KNm Lực cắt Q = 1xQDC+1xQDW+1xQLL = 1x380.232+1x80.838+1x428.15 = KN 5.4.Tính toán ứng suất tại các vị trí khác nhau trên mặt cắt. 5.4.1.Ứng suất giới hạn trong bêtông. - Giới hạn ứng suất nén trong bêtông (Theo 5.9.4.2.1 22TCN 272 05) Dưới tác dụng của tải trọng thường xuyên và nhất thời trong vận chuyển cẩu lắp 5.4.2.Ứng suất giới hạn cốt thép DƯL. - fc = 0.6f'c = 30 MPa Chọn sử dụng loại tao có độ tự chùng thấp công nghệ căng trước, đường kính danh định tao 12.7mm (ASTM-A416-85 cấp 270). Cường độ chịu kéo Cường độ chảy Trạng thái giới hạn sử dụng sau mất mát - Ước lượng gần đúng mất mát ứng suất Mất mát phụ thuộc vào thời gian (5.9.5.3 22TCN 272 05) Dầm I có mất mát ( Bảng 5.9.5.3.1) Trong đó 9678.287 1345.810 6503.956 889.220 puf = 1860MPa py puf = 0.9×f = 1674MPa pe pyf = 0.8×f =1339MPa ' c t f - 41f = 230(1- 0.15 ) + 41PPR 41 ∆ ps py ps py s y A f PPR = A f +A f SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 24 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Do không áp dụng DUL từng phần nên As = 0 → PRR = 1 Mpa Giá trị này với dầm I tao tự chùng thấp sẽ giảm đi 41 = Mpa - Mất do co ngắn đàn hồi (5.9.5.2.3) Với: Cường độ bêtông khi truyền ứng suất Tỉ trọng bêtông Cường độ bêtông Modun đàn hồi bêtông khi truyền lực Modun đàn hồi thép của thép DUL : tổng ứng suất bê tông ở trọng tâm các bó thép ứng suất do DƯL khi truyền và trọng lượng bản thân ở mặt cắt có moment max. Đối với câú kiện kéo trước của thiết kế thông thường fcgp có thể tính trên cơ sở ứng suất của thép DƯL lấy bằng 0.7fpu cho thép tự chùng thấp. Vậy: fcgp =0.7fPu = 0.7x1860 = 1302 Mpa 23236x1302 5.4.3.Tính số tao thép. - Chọn tao 12.7mm có các thông số kỹ thuật như đã nêu ở trên, ứng suất trong DƯL khi căng: Bêtông dầm chủ Momen tính toán M = - Với BTCT chịu uốn và kéo DƯL thì hệ số sức kháng Gọi Ff là trị số nhỏ nhất của lực kéo trước, để đảm bảo ứng suất kéo ở thớ dưới của dầm không vượt quá giới hạn 3.5MPa có thể biểu diễn như sau: ≤ 3.5 Mpa 9678.287 KNm = 154 Mpa 273.945 232.945 ∆fpES= 197000 t 37.5 - 41f = 230(1- 0.15× ) + 41= 41 ∆ tf = 273.945 - 41⇒∆ p pES cgp ci E ∆f = f E ' c cf = 75%f = 0.75×50 = 37.5MPa 3 cγ = 2300Kg/m ' cif = 24MPa 1.5 ' ci c ciE = 0.043γ f = 23236MPa pE =197000MPa cgpf ' cif = 24MPa 1=Φ f gf bg b b b F e-F Mf = - + A S S pj pu 1tao 2 ps p f = 0.75f =1395MPa A = 98.7mm E =197000MPa SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 25 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Ff ≥ KN = mm2 - Để thỏa mãn điều kiện cường độ, có thể dùng công thức gần đúng sau đây: Ta có Aps: Diện tích cốt thép DƯL Apsg: Diện tích cốt thép DƯL theo kinh nghiệm Có thể tính theo công thức gần đúng sau: m2 = mm2 - Ta thấy < nên trạng thái giới hạn cường độ - không nguy hiểm Số tao cáp DƯL cần thiết theo công thức trên là Ayc APsl - Vậy chọn n = 48 tao 6.TÍNH TOÁN NỀN MÓNG. 6.1.Tĩnh tải. 6.1.1.Trụ. - Phản lực do tĩnh tải kết cấu bên trên gây ra trên 1 gối dầm N'=NDC+NDW = KN 51.425n = 0.0045 4534.536 4534.536 5075.602 = 5075.602 5075.602 98.7 = 461.070 Phương dọc cầu 5426.098 tao f yc pu t FA 0.7f - f ≥ ∆ max psg pu MA = = 0.85×f ×0.9×H 15 00 40 21 25 00 2000 1500 1750 5000 600400 200 22 0 80 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 26 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Phương ngang cầu - Trọng lượng bản thân trụ Xà mũ trụ Thân trụ Bệ móng Đá kê 6.1.2.Mố. - Phản lực do tĩnh tải kết cấu bên trên gây ra trên 1 gối dầm N'=NDC+NDW = KN Phương dọc cầu V(m3) (KN/m3) SL 33.3 25 1 832.5 7.102 25 2 355.105 162.500 25 1 4062.500 0.1056 25 12 31.68 Tổng(N'') 5281.780 461.070 KL(KN) 2500 1500 5000 1500 2500 10 00 50 0 40 21 25 00 13000 1500 1500 1200 550 550 1200 350 800 1200 800 1200 800 1200 800 1200 800 1200 800 350 11500 25 00 γ 19 02 20 00 1596 70 300 22 0 30 0 30052 04 00 400 1200 12003963600 21 77 13 56 5000 36 35 19 61 16001804 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 27 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 1/2 hình chiếu bằng mố - Trọng lượng bản thân mố Tường hậu Thân mố Bệ cọc Đá kê Tường cánh 6.2.Hoạt tải: - Phản lực do hoạt tải gây ra trên 1 gối dầm N = 1.25xNTr+Nl+Nn = 1.25x213.64+108.57+52.53 6.3.Tổng tải trọng tác dụng lên hệ cọc. - Tru. NT = 12N +12N' + N'' = 12x428.15+12x461.07+5281.78 - Mố. NM = 6N + 6N' +N''' = 6x428.15+6x461.07+5340.83 6.4. Sức chịu tải của cọc tại mố A1. 6.4.1. Số liệu chung. - Loại cọc khoan nhồi D - Chiều dài cọc trong đất L - Cao độ đỉnh cọc Lev1 - Cao độ mũi cọc Lev2 - Cao độ MNTT MNTT = -2.278 1.05 m = -37.278 m = 1 m = 35 m KN KN KN = = 10676.150 = V(m3) (KN/m3) SL KL(KN) 25.48 25 1 637.105 50.163 25 1 1254.075 130.0 25 1 3250.0 0.106 25 6 15.84 3.676 25 2 183.810 Tổng(N''') 5340.830 428.150 15952.420= m γ 36 00 30 0 460 800 60 0 16 00 15 96 30 0 300 5750 100020002000750 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 28 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - Cao độ mặt đất tự nhiên MĐTN - Diện tích mặt cắt ngang cọc Ap - Chu vi mặt cắt ngang cọc P - Số lượng cọc n - Bê tông lót móng dày hlm - Diện tích đáy móng Ađm - Trọng lượng bê tông lót móng Wlm - Cường độ bê tông thân cọc f'c - Trọng lượng riêng của bê tông γc - Modul đàn hồi của bê tông cọc Ec - Trọng lượng bản thân cọc W 6.4.2. Khả năng chịu tải của cọc Sức kháng tính toán của cọc theo đất nền QR ΦqpxQp+ΦqsxQs Qp - Sức kháng mũi cọc Qp qpxAp Qs - Sưc kháng thân cọc Qs qsxAs qp - Sức kháng đơn vị mũi cọc qs - Sức kháng đơn vị thân cọc As - Diện tích bề mặt thân cọc As PxLi Φqp - Hệ số sức kháng đối với sức kháng mũi cọc Φqs - Hệ số sức kháng đối với sức kháng thân cọc Hệ số sức kháng mũi cọc trong sét Φqp (10.5.5-3 ) Hệ số sức kháng thân cọc trong sét Φqs Hệ số sức kháng của mũi cọc η Sức kháng đơn vị bề mặt danh định qs được tính như sau Đất rời qs Đất dính qs α - là hệ số dính bám phụ thuộc vào giá trị của Su (Su<0.2 thì α =0.55) Ntb - Số búa đếm SPT trung bình dọc thân cọc Su - Cường độ kháng cắt không thoát nước trung bình Z - Độ xuyên của cọc khoan nhồi Li N (m) 2 Sét - - 2 Sét 0.56 8 1 Cát 3.9 20 2 Sét 28.8 42 2 Sét 1.74 42 Sức kháng thân cọc (KN) - 38.823 685.776 10444.896 630.32 22 56 115.5 115.50.21 Qs (Mpa) - (KN/m2) - ΦqsxQs qsSu 0.04 0.21 Loại đất Cao độ (m) -2.278 -2.84 -6.74 -35.54 -37.278 35 - 0.562 4.462 33.262 Độ sâu (m) = 0.785 = 8 = = 1.99 m m2 = 3.14 m cọc = 0.15 m 105 m2 = 393.75 KN = 25 Mpa = 25 KN/m3 = 26875 KN/m2 = = = = = = α x Su 0.55 = 0.65 = 0.7 = 35 m = 686.875 KN KN= 3575.43 = 0.0028xNtb SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 29 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Sức kháng mũi cọc qp = NcxSu < 4.0 Với: Nc= 6x(1+0.2(Z/D)) ≤ 9 48 qp qp = 0.064 xN Với: N< 60 Mpa qp Sức kháng mũi cọc Khả năng chịu tải của cọc theo đất nền QR = η(ΦqpQp +ΦqsQs) -γnxW 6.4.3. Tính duyệt khả năng chịu lực của cọc Giá trị nội lực lớn nhất trên 1 đầu cọc: N Duyệt khả năng chịu tải của cọc đơn QR > N 6.5. Tính sức chịu tải của cọc tại trụ P1. 6.5.1. Số liệu chung. - Loại cọc khoan nhồi D - Chiều dài cọc trong đất L - Cao độ đỉnh cọc Lev1 - Cao độ mũi cọc Lev2 - Cao độ MNTT MNTT - Cao độ mặt đất tự nhiên MĐTN - Diện tích mặt cắt ngang cọc Ap - Chu vi mặt cắt ngang cọc P - Số lượng cọc n - Bê tông bịt đáy dày hbđ - Diện tích đáy móng Ađm - Trọng lượng bê tông bịt đáy Wlm - Cường độ bê tông thân cọc f'c - Trọng lượng riêng của bê tông γc - Modul đàn hồi của bê tông cọc Ec - Trọng lượng bản thân cọc W 6.5.2. Khả năng chịu tải của cọc Sức kháng tính toán của cọc theo đất nền QR ΦqpxQp+ΦqsxQs Qp - Sức kháng mũi cọc Qp qpxAp Qs - Sức kháng thân cọc Qs qsxAs qp - Sức kháng đơn vị mũi cọc qs - Sức kháng đơn vị thân cọc As - Diện tích bề mặt thân cọc As PxLi Φqp - Hệ số sức kháng đối với sức kháng mũi cọc Φqs - Hệ số sức kháng đối với sức kháng thân cọc Hệ số sức kháng mũi cọc trong sét Φqp (10.5.5-3 ) Hệ số sức kháng thân cọc trong sét Φqs = 4690.63 ΦqpxQp Sét Cát = 10080.00 - KN = 4352.04 KN = 1334.52 KN OK = 1 m = 34 m = -3.69 m = -37.69 m = 1.05 m = 1.99 m = 0.785 m2 = 3.14 m = 8 cọc = 1.5 m = 105 m2 = 3937.5 KN = 25 Mpa = 25 KN/m3 = 26875 KN/m2 = 667.25 KN = = = = = 0.55 = 0.65 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 30 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1 ĐỐ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Hệ số sức kháng của mũi cọc η Sức kháng đơn vị bề mặt danh định qs được tính như sau Đất rời qs Đất dính qs α - là hệ số dính bám phụ thuộc vào giá trị của Su (Su<0.2 thì α =0.55) Ntb - Số búa đếm SPT trung bình dọc thân cọc Su - Cường độ kháng cắt không thoát nước trung bình Z - Độ xuyên của cọc khoan nhồi Li N (m) 2 Sét - 8 1 Cát 3.05 20 2 Sét 28.8 42 2 Sét 2.15 42 Sức kháng thân cọc Sức kháng mũi cọc qp = NcxSu < 4.0 Với: Nc= 6x(1+0.2(Z/D)) ≤ 9 46.8 qp qp = 0.064 xN Với: N< 60 Mpa qp Sức kháng mũi cọc Khả năng chịu tải của cọc theo đất nền QR = η(ΦqpQp +ΦqsQs) -γnxW 6.5.3. Tính duyệt khả năng chịu lực của cọc Giá trị nội lực lớn nhất trên 1 đầu cọc: N Duyệt khả năng chịu tải của cọc đơn QR > N = 0.7 = 0.0028xNtb = α x Su = 34 m Loại đất Cao độ Độ sâu Su qs Qs (m) - (m) (Mpa) (KN/m2) (KN) -3.69 - 0.04 22 536.312 -35.54 31.85 0.21 115.5 10444.896 -6.74 3.05 - 56 -37.69 34 0.21 115.5 ΦqsxQs = 3454.72 KN 779.741 Sét = 9828.00 Cát - = 1994.05 KN OK ΦqpxQp = 4243.24 KN = 4554.51 KN SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 31 CHƯƠNG 2-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 1