Tính toán sơ bộ phương án 2

ĐỒ 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 07 nhịp với 5 nhịp liên tục dầm 1 hộp thành xiên BTCT DƯL đúc hẫng ở giữa và 1 nhịp dẫn mỗi bên nhịp giản đơn tiết diện dầm I 33 căng trước. Cầu có sơ đồ nhịp như sau: 33+35+49+70+49+35+33=312.2m. - 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. - 2 trụ dạng khung Pi và 4 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 = CẦU DẦM LIÊN TỤC 5 NHỊP BTCT DƯL ĐÚC HẪNG ,NHỊP DẪN DẦM I 33 BTCT DƯL CĂNG TRƯỚC. KN/m2 KN/m2 KN/m3 KN/m3197000 197000000 1860000 1674000 Kg/m3 78.5 CHƯƠNG 3. TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 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 32 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - Bê tông dầm ở 28 này tuổi (Cấp 50) Cường độ chịu nén 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 đến K8 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. KN/m3 KN/m3 KN/m2 KN/m3 KN/m230000 38006.989 Kg/m3 29440.087 Kg/m3 22.5 50000 Kg/m3 25 MPa MPa1.5 'b c cE = 0.043 y f× × 1.5 ' c c cE = 0.043× γ × f P3 K0 K1 K2 K3 K4 K5 K6 K7 K8 K9 NỬA ĐỐT HỢP LONG 5x3000 3x4000 200060006000 35000 35000 1500 40 00 33 00 25 00 22 00 0(0;0)2 10(0;0)A(33.5;1.457) A(33.5;1.884) 2 1 X Y 33500 P3 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 33 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - 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 1.884 = -33.52a-33.5b giải hệ ta được phương trình đường cong đáy dầm; 1.884 = 33.52 a+33.5b y= 0.00167877 x2 - Tính toán tương tự ta có phương trình thay đổi bề dày bản đáy: y =0.001322343 x2 - Ta xác định được chiều cao của dầm hộp tại các mặt cắt như sau: Vị trí các mặt cắt Mặt cắt S0 S1 S2 S3 S4 S5 S6 S7 S8 S9 S10 Ta tính trọng lượng bản thân (KN) của từng khối Pi = Bi*bi*hi* γbt (KN) K0 K1 K2 K3 K4 K5 K6 K7 K8 K9 2 2.5065 0.301 5.4415 4 2.5365 0.3075 5.431 4 2.6055 0.3245 5.407 4 2.7105 0.353 5.3705 3 2.825 0.3865 5.331 3 2.948 0.423 5.2885 3 3.1 0.466 5.2355 3 3.286 0.515 5.1705 3 3.507 0.57 5.094 6 3.813 0.6495 4.988 5.444 Khối Chiều dài Chiều cao trung Chiều dày bản đáy Chiều rộng đáy dầm (m) bình của khối (m) TB của khối (m) TB của khối(m) 2 35 2.5 0.3 5.423 4 33 2.513 0.302 5.439 4 29 2.56 0.313 5.35 4 25 2.651 0.336 5.391 3 21 2.77 0.37 5.265 3 18 2.88 0.403 5.312 3 15 3.016 0.443 5.135 3 12 3.184 0.489 5.206 3 9 3.388 0.541 4.923 6 6 3.626 0.599 5.053 0 0 4 0.7 Chiều rộng đáy dầm cách lẻ(m) tim khối KO(m) (m) (m) (m) Khoảng Khoảng cách tới Chiều cao dầm Chiều dày bản đáy K9K8K7K6K5K4K3K2K1K0 S0 S1 S2 S3 S4 S5 S6 S7 S8 S9 S10 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 34 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Chiều dày thành hộp không thay đổi và bằng: TS= 0.4 m Ta có diện tích mặt cắt ngang bản nắp F = 11.5*0.25+2*0.393*1.544 = 4.09 m2 Κ0 K1 Κ2 K3 Κ4 K5 Κ6 K7 Κ8 Κ9 613 307 307 307 307 307 409 409 409 204 458 210 197 186 177 170 217 208 203 100 486 218 200 183 168 155 190 175 167 81.9 725 0 0 0 0 0 0 0 0 0 2282 735 704 676 651 631 815 793 779 387 380 245 235 225 217 210 204 198 195 193 - Như vậy tổng khối lượng bê tông cần cung cấp cho 1/2 nhịp giữa là: Vbt = 311 m3 => Khối lượng bê tông cần cung cấp cho nhịp giữa là: Vgiữa = 622 m3 ( của nhịp giữa) Khối lượng bê tông nhịp biên 49 m là: Vbiên= 433 m3 Khối lượng bê tông nhịp biên ngoài 35 m là: VbiênN= 290 m3 Theo công thức kinh nghiệm thì khối lượng cốt thép DƯL 1 nhịp biên trong 49m sẽ là: Gd ≈ 4.5+0.5L = 4.5+0.5x49 = 29 = 0.29 (KN/m3 bê tông) Cho 1 nhịp biên ngoài 35m sẽ là: Gd ≈ 4.5+0.5L = 4.5+0.5x35 = 22 = 0.22 (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+0.5x70 = 39.5 = 0.4 (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 mm - Chiều cao cánh dưới H1 = 200 mm - Chiều cao vút dưới H2 = 230 mm - Chiều cao sườn dầm H3 = 720 mm - Chiều cao vút trên H4 = 150 mm - Chiều cao cánh trên H5 = 200 mm - Bề rộng cánh dưới b1 = 650 mm - Bề rộng sườn dầm b2 = 200 mm - Bề rộng cánh trên b3 = 500 mm DCh từng khối(KN/m) Nhịp giữa70(m) 622.06 245.7137 684.266 Thép DƯL(KN) 250.908 127.6 Thép thường (KN) 951.72 638 2 Nhịp biên 35(m) Bê tông (m3) 865.2 580 Trọng lượng vách ngăn(KN) Tổng cộng (KN) Thành phần /KCN 2 Nhịp biên 49(m) Trọng lượng khối Trọng lượng bản nắp(KN) Trọng lượng thành (KN) Trọng lượng bản đáy(KN) SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 35 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI (Chiều cao dầm được chọn theo 2.5.2.6.3.1 22TCN 272 05) 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) Mố men chống uốn: - Phạm vi áp dụng Ii 1100 ≤ S ≤ 4900 S = mm db 110 ≤ tS ≤ 300 tS = mm 6000 ≤ L ≤ 73000 L = mm Nb ≥ 4 Nb = dầm - Tham số độ cứng dọc 176921266 mm3 32400 6 686.184 2000 180 Sb = = 1693026563 5.7229E+10 5.8922E+10 TC 524250 686.184 359731875 1.5119E+10 1.214E+11 1.3652E+11 A3 204750 157.5 32248125 866536458 6.2893E+10 6.3759E+10 A2 182000 770 140140000 1.256E+10 1278572178 1.3838E+10 A1 137500 1362.5 187343750 Ii=Ayi 2 I = I0+Ii A (mm2) di (mm) mm3 mm4 mm4 mm4 Tiết diện Diện tích Khoảng cách Axdi 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 THH SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 36 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 = 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 => Được chọn khi tính toán => Được chọn khi tính toán Kg = = 3.8586379 LTTx tS 3 904 mm 729115869474 mm4 1.29099445 524250 mm2 1.3652E+11 mm4 29440.087 MPa 38006.989 MPa 32400 mm 180 mm 136519621533 904 2000 mm 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 400 600 1800 2000 AR P/2 P/2 0 1 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 37 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI => 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 xgin-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 - 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 KN/m Nb 6 0.075 DCbmc = = = 8.625 = 1.73611111 KN/m Lnhịp 32.4 0.100 13.11 DCdn = = -1000 2800 ed 3000 ed ⇒ SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 38 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI s x 8 x γc 0.075x8x22.5 6 - Lề bộ hành,lan can,tay vịn. DWlc = KN/m 0.065 + 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/m 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 - Đường ảnh hưởng momen tại MC giữa nhịp: 131 - 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 Bảng tổng hợp giá trị momen và lực cắt do tĩnh tải gây ra KN/m II 654.788 80.838 Giai đoạn M1/2(KNm) Qgối(KN) I 3079.879 380.232 Lan can, LBH 2.740 359.543 44.388 Lớp phủ MC 2.250 295.245 36.450 BMC 8.625 1131.773 139.725 Dầm chủ, ngang 14.846 1948.107 240.507 4.5 Tải trọng kết cấu Giá trị(KN/m) M1/2(KNm) Qgối(KN) DWlc.lbh = = 2.74 KN/m6 0.65 DWLP = = = 2.256 M 8.1 16.2 ==Ω 1.84.32 2 1 xx Q 1 ==Ω 14.32 2 1 xx SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 39 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 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 Bảng tổng hợp giá trị momen do hoạt tải gây ra Xe 3 trục + Làn + Người 2769.289 428.150 Xe 2 trục + Làn + Người 2372.356 355.600 Tải trọng người 72.900 52.530 Tổ hợp tải trọng M (KNm) Q (KN) Bảng tổ hợp nội lực do hoạt tải gây ra Xe tải 2 trục 215.926 155.600 Tải trọng làn 150.660 108.570 Tải trọng làn 1220.346 731.854 Tải trọng người 590.490 354.123 Xe tải 3 trục 2245.500 1346.650 Xe tải 2 trục 1716.000 1029.103 Tải trọng kết cấu M1/2(KNm) MTT(KNm) Xe tải 3 trục 296.466 213.640 Bảng tổng hợp giá trị lực cắt do hoạt tải gây ra Tải trọng kết cấu Qgối(KN) Qtt(KN) 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 M (Tm) SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 40 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 Hệ số tải trọng trong các tổ hợp (Bản thân KC) (Lớp phủ, khác) (Hoạt tải xe) (Xung kích) 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 1.25 1 9678.287 1345.810 6503.956 889.220 Sử dụng 1 1 1 Cường độ 1 1.25 1.5 1.75 TTGH Hệ số tải trọng DC DW LL IM Tổ hợp tải trọng M (KNm) Q (KN) Xe 3 trục + Làn + Người 2769.289 428.150 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 41 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 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 273.945 232.945 ∆fpES= = 154 Mpa197000 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 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 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 42 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 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 47.278 tao 98.7 461.070 n = = 4666.319 = 4534.536 4666.319 9678.287 KNm 4988.552 4666.319 0.0045 4534.536 ' cif = 24MPa 1=Φ f gf bg b b b F e-F Mf = - + A S S f yc pu t FA 0.7f - f ≥ ∆ max psg pu MA = = 0.85×f ×0.9×H pj pu 1tao 2 ps p f = 0.75f =1395MPa A = 98.7mm E =197000MPa SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 43 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Phương ngang cầu Phương dọc cầu 600650 375 22 0 23 00 80 15 00 40 00 20 00 5000 1500 2000 1500 2500 350 15 00 1200 1200 5750 23 00 20 00 20001000 2000 40 00 2357 800 1200 800 1200 800 11500 2625 2000 3750 2000 2625 20 00 13000 9100 3993 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 44 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - 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 1/2 hình chiếu bằng mố KL(KN) 3250.000 Tổng(N'') 5166.750 21.12 461.070 130.000 25 1 0.1056 25 8 12.560 25 2 628.000 50.705 25 1 1267.625 V(m3) (KN/m3) SLγ 36 00 30 0 460 800 60 0 16 00 15 96 30 0 300 5750 100020002000750 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 45 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI - 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+52.5 = KN 6.3.Tổng tải trọng tác dụng lên hệ cọc. - Trụ. NT = 12N +12N' + N'' = 12x428.15+12x461.07+5166.75 KN - Mố. NM = 6N + 6N' +N''' = 6x428.15+6x461.07+5340.83 KN 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 - 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 = = = 26875 KN/m2 = 686.875 KN = 25 Mpa = 25 KN/m3 = 105 m2 = 393.75 KN = 8 cọc = 0.15 m = 0.785 m2 = 3.14 m = 1.05 m = 1.99 m m = -36.066 m m = 35 m KL(KN) = 1 = -1.066 2 183.810 1 637.105 SL 1 1254.075 = 10676.150 Tổng(N''') 5340.830 428.150 = 15837.390 3.676 25 0.106 25 6 15.84 130.0 25 1 3250.0 25.48 25 50.163 25 V(m3) (KN/m3)γ SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 46 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 1.77 8 1 Cát 3.9 20 2 Sét 28.8 42 2 Sét 0.53 42 Sức kháng thân cọc 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 = 1334.52 KN ΦqpxQp = 4352.04 KN = 4625.87 KN Sét = 10080.00 Cát - ΦqsxQs = 3482.91 KN -36.066 35 0.21 115.5 -6.74 5.674 0 56 -35.54 34.474 0.21 115.5 -1.066 - - - -2.84 1.774 0.04 22 (m) (Mpa) (KN/m2) (KN) = = m Loại đất Cao độ Độ sâu Su qs Qs (m) = = = = = = 35 0.0028xNtb α x Su - 122.54792 685.776 10444.896 190.76442 0.55 0.65 0.7 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 47 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI 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 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 = 34 m = = = = = = = = = 667.25 KN = = 25 KN/m3 = 26875 KN/m2 = 3937.5 KN = 25 Mpa = 1.5 m = 105 m2 = 3.14 m = 8 cọc = 1.99 m = 0.785 m2 = -36.777 m = 1.05 m = 34 m = -2.777 m OK = 1 m α x Su 0.65 0.7 0.0028xNtb 0.55 SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 48 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2 ĐỒ ÁN TỐT NGHIỆP - THIẾT KẾ CẦU BÌNH ĐA PHẦN 1-BÁO CÁO NGHIÊN CỨU KHẢ THI Li N (m) 2 Sét - - 2 Sét 0.06 8 1 Cát 3.9 20 2 Sét 28.8 42 2 Sét 1.24 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 = 1979.67 KN OK -2.84 0.063 0.04 22 4.352 ΦqpxQp = 4243.24 KN = 4599.66 KN Sét = 9828.00 Cát - ΦqsxQs = 3519.22 KN 448.623-36.777 34 0.21 115.5 685.776 -35.54 32.763 0.21 115.5 10444.896 -6.74 3.963 0 56 -2.777 - - - (m) (Mpa) (KN/m2) (KN) Loại đất Cao độ Độ sâu Su qs Qs (m) - SVTH: BÙI ĐĂNG THUẦN 49 CHƯƠNG3-TÍNH TOÁN SƠ BỘ PHƯƠNG ÁN 2