tính toán vai cột:

V I: TÍNH TOÁN CỘT TRỤC B

5. tính toán vai cột:

Kích thước vai cột được chọn theo thiết kến như ở phần trước Giả thuyết a =40mm , h0 = h – a = 1200 – 40 = 1160mm

Vậy lv = 600 < 0,9.h0 = 0,9 .1160 = 1044mm => vai cột thuộc kiểu công xôn ngắn Lực tác dụng lên vai lấy đối với nhịp giữa có tải trọng lớn hơn

Qv = Dmax + Gd = 643,5 + 55,2 = 696,7 kN Qv = 2,5.Rbt . b . h0 = 2,5.0,9.400.1160 Khoảng cách :

av = α – 0,5hd = 75 – 0,5.800 = 350mm do chiều cao vai cột thỏa mãn điều kiện

3,5av= 3,5.350 = 1225 > h = 1200 > 2,5a = 2,5.350 = 875mm

Nếu cần bố trí cốt đai ngang tại vai cột và bố trí cốt xiên , chọn cốt đai vai cột là @ = 150mm thỏa mãn

@ = 150 ≤ 150mm @ = 150 ≤ h/4 = 250mm

Chọn cốt xiên 4 Ø 18 bố trí làm 2 lớp nghiêng 1 góc 45° , cách nhau 100mm cốt thép lựa chọn thỏa mãn :

As,inc = 10,18 > 0,002.b.h0 = 0,002.40.116 = 9,28cm2

Kiểm tra các điều kiện đầm bào độ bền trên dải nghiêng chịu nén giữa vùng đặt tải trọng tác dụng vào gối : Qv ≤ 0,8.φw2. Rb.b.lb .sin θ

Tính toán góc nghiêng θ :

Bề rộng vùng đặt tải trọng vai cột lấy bằng bề rộng của sườn dầm cầu trục lswp = 200mm ; tgθ = h/(l – 0,5hd + lswp/2 ) = 1200/(750 – 400 + 100) = 2,67

 θ = arctg2,67 = 1,21 rad = 69,4°

Chiều rộng dải nghiêng chịu nén lb = lswp .sin θ = 200.sin69,4° = 187mm Tính toán hệ số φw2 :

Cốt đai trong vai cột Ø 8@150 , diện tích tiết diện của các nhánh cốt đai nằm trong mặt phẳng ngang cắt qua dải nghiêng chịu nén Asw = 2.50,265 = 100,53mm

φw2 = 1 + 5αμw1 = 1 + 5.7,78.100,53/(400.150) = 1,07

vậy: 0,8φw2.Rb.b.lb.sinθ = 0,8.1,07.11,5.400.187.sin69,4° = 697,2.103 (N)

0,8.φw2.Rb.b.lb.sinθ = 697,3kN > Qv = 698,18kN . thỏa mãn điều kiện hạn chế Moment uốn tính toán của vai cột tại tiếp giáp với mép cột dưới

M = 1,25.Qv.av = 1,25.698,68.0,35 = 305,45 kNm Tính toán cốt thép dọc : αm = M/(Rb.b.h0²) = = 0,05 < αR = 0,42  Thỏa mãn dk hạn chế ξ = 1 - = 1 - = 0,0513 As = Rb.b.ξ.h0/Rs = 11,5.400.0,0513.1160/280 = 977,95mm2 Μ = .100% = 0,21% > μmin = 0,005%  1 lớp => chọn 4 Ø 20

 Chiều dày lớp bảo vệ C1 = 20mm , a = 30 < 40mm => thiên về an toàn

5. kiểm tra cột khi vận chuyển cẩu lắp

Khi vận chuyển cẩu lắp cột bị uốn tải trọng tính toán lấy bằng tải trọng bản thân với hệ số động học n = 1,5

Đoạn cột trên : g1 = 1,5.0,4.0,6.25 = 9(kN/m) Đoạn cột dưới : g2 = 1,5.0,4.0,8.25 = 12(kN/m)

Trong các trường hợp cẩu lắp vận chuyển , chọn ra 2 trưởng hợp nguy hiểm để tính toán kiểm tra.

Cột được đặt nằm theo phương ngang kê tự do lên 2 gối tựa treo lên bằng 2 móc , vị trí đặt các gối được lựa chọn trên cơ sở moment uốn của cột ở hai gối và nhịp xấp xỉ nhau , gọi l1 , l2 , l3

lần lượt là khoảng cách giữa 2 gối kê và khoảng cách từ gối thứ 2 đến chân cột

Để xác định các đoạn l1 , l2 , l3 có thể tính toán gần đúng bằng cách cho moment âm ở hai gối ( M1,M2 ) và moment dương tại vị trí chính giữa đoạn l2 ( M, M2 ) và moment dương tại vị trí chính giữa đoạn l3 (Mnh) bằng nhau , coi như g1 phân bố đều trên đoạn l1 , g2 phân bố đều hết đoạn l2 + l3 , Khi đó : M1 = g1.l1²/2 = M3 = g2.l3²/3 = Mnh = 0,5.M0 = 0,5 [ g2.l2² /8] => l1 = .l3 ; l2 = 2l3 ltc = l1 + l2 + l3 = .l3 + 2.l3 + l3 =>l3 = 12,2( +2 +1) = 2,45mm l1 = 2,83 , l2 = 2.2,414 = 6,93m chọn l1 = 2,7m , l2 = 7m , l3 = 2,5m

tính toán moment kháng uốn với các khoảng cách đã chọn và sơ đồ tải trọng trong thực tế M1 = 0,5.9.2.72 = 32,81kNm

M3 = 0,5.12.2,52 = 37,5 kNm

Để tính chính xác moment dương lớn nhất xác định :

Rb = [ -0,5.9.2,72 + 0,5.12.(12,2 – 2,7 )2 – 0,5(12 – 9 ).(4,05 – 2,7)2]/7 = 72,28kN Khoảng cách x từ gối thứ 2 đến vị trí có moment dương lớn nhất :

x = – 2,5 = 3,523 (m) g1 g2 M1 MNH M3 R1 R2

M2 = 72,28. 3,523 – 0,5.12.(3,523 + 2,5)2 = 36,93kNm Tại gối kê 1 :

Kích thước tiết diện b = 600 (mm) , h = 400mm

Diện tích cốt thép vùng kéo 2 ϕ 16 có As = A’s = 4,02 cm2 = 402mm2

Khoảng cách : a = a’ = 40(mm) h0 = 360(mm) Khả năng chịu lực của tiết diện :

Mtd = Rs.As (h0 – a’) = 280.402(360 – 40) = 53,7.106 = 36,1kNm Tại gối kê 2 :

Kích thước tiết diện b = 800 (mm) , h = 400mm

Diện tích cốt thép vùng kéo 2 ϕ 20 có As = A’s = 628,3mm2

Khoảng cách : a = a’ = 40(mm) h0 = 360(mm) Khả năng chịu lực của tiết diện :

Mtd3= Rs.As (h0 – a’) = 280.628,3(360 – 40) = 84.106Nm = 55,85kNm Mtd >M1 ; Mtd3> M3> M2 => cột đảm bảo khả năng chịu lực khi vận chuyển

b. Khi cẩu lắp :

Khi cẩu lắp , cột được lật theo phương nghiêng rồi mới cẩu , điểm đặt móc cẩu nằm tại vị trí vai cột cách mặt vai cột 200mm , chân cột từ trên mặt đất .

Xác định moment uốn của các tiết diện cột trên tại vị trí tiếp giáp vai cột : M1 = 0,5.9.4,052 = 73,81kNm

Để xác định thành phần moment dương lớn nhất , tính toán

R3 = [ -0,5.9.4,052 – 0,5.(12 - 9).0,22 + 0,5.9.8,052 ]/8,05 = 27,05kN Khoảng cách từ gối B đến tiết diện có moment dương lớn nhất

x = Rb/ g2 = 27,05/12 = 2,254mm

M2 = 27,05. 2,254 – 0,5.12. 2,2542 = 30,5kNm Tính toán khả năng chịu lực :

Tiết diện cột nằm sát vai cột

Kích thước tiết diện : b = 400(mm) , h = 600 mm cốt thép vùng nén 3 ϕ 16 có A’s = 6,032cm2

Khoảng cách a = 33m ; a’ = 33mm , h0 = 367mm

Chiều cao vùng nén :x = ( Rs .As – Rsc.A’s )/ (Rb.b) = 280.(603,2 – 603,2)/(11,5.400) = 0mm 2a’ = 66 > x = 0mm

Mtd2 = Rsc.A’s(h0 – a’) = 280.603,2(567 – 33) = 90,2kN >M1 = 73,81kN

 Cột đảm bảo khi vận chuyển Tiết diện cột dưới

Kích thước tiết diện: b x h = 600 x 800

Cốt thép vùng nén : 3 ϕ 20 có A’s = 942,5 ; Cốt thép vùng kéo : 3 ϕ 20 có As = 942,5 khoảng cách a = 40 ; a’ = 40mm ; h0 = 760mm

chiều cao vùng nén : x = (Rs.As – Rsc.A’s) / (Rb.b) = 280.(942,5 – 942,5)/(11,5.400) = 0mm So sánh thấy: 2a’ = 80 > x = 0

Vậy Mtd2 = Rsc.A’s (h0 – a’) = 280.942,5 (760- 40) = 190 kN > M2 = 30,5 kN => tiết diện cột đảm bảo khả năng chịu lực

 kết luận:cột đảm bảo điều kiện chịu lực khi cẩu lắp

6. tính toán ép cục bộ và các chi tiết liên kết

a. tại đỉnh cột :

tải trọng đứng lớn nhất do mái truyền lên đỉnh cột Nmax = Gm1 + Pm1 = 606,96 + 234 = 840,96(kN)

Kích thước chi tiết bản mã của dàn mái kê lên đỉnh cột : b.h = 240.260 Sơ đồ tính toán nén cục bộ tại vị trí đỉnh cột được lấy theo sơ đồ hình

Xác định khả năng chịu nén cục bộ của đỉnh cột khi không kể đến ảnh hưởng của thép ngang Diện tích chịu nén cục bộ : Aloc1 = 240.260 = 62400mm2

Diện tích tính toán chịu nén cục bộ : Aloc2 = 400.300 = 120000mm2

Hệ số : μ = 0,75 – betong nặng và tải trọng cục bộ phân bố đều Hệ số α = 1 – với bt cột có cấp bền thấp hơn B25

Cường độ chịu nén cục bộ tính toán của bê tông đỉnh cột Rbloc = α .μb .Rb = 1.1,24.11,5 = 14,26Mpa

[N]loc = φ.Rbloc .Aloc1 = 0,75.14,26.62400 = 667,37.103N = 667,37 kN Vậy [N]loc = 667,37kN < 840,96kN => phải gia cố lưới thép đầu cột

Chọn lưới thép gia cố:

Lưới ô vuông Ø6a50x50(mm) thép nhóm A-I. Lưới thép được bố trí trên toàn diện tích mặt cắt ngang cột, trong một đoạn dài 15Ømax = 15 x 20 = 300(mm), như vậy chọn 4 lưới với khoảng cách các lưới theo phương trục cột s = 100(mm).

Xác định khả năng chịu nén cục bộ của đỉnh cột sau khi gia cố lưới thép ngang: Số thanh thép trong một lưới: nx = 11(thanh)

Số thanh thép trong một lưới: ny = 7( thanh)

Chiều dài một thanh trong lưới: lx = 400 – 20 x 2 = 360mm Chiều dài một thanh trong lưới: ly = 600 – 20 x 2 = 560mm

Diện tích một thanh trong lưới thép: Asx = Asy = 28,27 mm2

Diện tích betong nằm trong phạm vi lưới thép lấy gần đúng: Aef = lxly = 360 x 560 = 201600 mm2

Các hệ số:

φb = 1,24 < 3,5; µxy = 0,122, ψ = 1,274, φ = 0,665, φs = 3,42

(do Aef = lxly = 201600 mm2 > Aloc2 = 120000 mm2  lấy Aef = Aloc2 = 120000 mm2 tính) Cường độ lăng trụ quy đổi của betong khi tính toán chịu nén cục bộ :

Rb,red = Rb φb + φ µxy Rsxy φs = 76,7Mpa

[N]loc = Rbrec .Aloc1 = 76,7 x 62400 =4785,4.103N = 4785,4kN

Vậy: [N]loc> N => cột với lưới thép gia cố như vậy đảm bảo khả năng chịu nén cục bộ.

c. Tại vai cột:

Lực nén lớn nhất từ một đầu dầm cầu trục truyền vào vai cột: N = 0.5Gd + Dmaxv

Trong đó: Dmaxv do Pmax gây ra nhưng tính cho một đầu dầm cầu trục, Dmaxv được xác định theo đường ảnh hưởng:

Dmaxv = Pmax1( y1 + y3) = 1.1 x 300 x( 1 + 0.783) = 588,4(kN) N = 0.5 x 55,2 + 588,4 = 616 (kN)

Sơ đồ tính toán nén cục bộ tại vai cột được lấy theo sơ đồ hình 16h của tiêu chuẩn TCXDVN 356- 2005.

Xác định khả năng chịu nén cục bộ của vai cột khi không kể đến ảnh hưởng của cốt thép ngang: Diện tích chịu nén cục bộ:

Aloc1 = 200 x 180 = 36000 (mm2)

Diện tích tính toán chịu nén cục bộ: Aloc2 = 500 x 180 = 90000 (mm2)

Hệ số : Ψ = 0.75 – với bê tông nặng và tải trọng cục bộ đỉnh cột phân bố không đều. Hệ số α = 1 – với bê tông cột có cấp bền thấp hơn B25

Hệ số φb = = = 1.36 < 2.5

Cường độ chịu nén cục bộ tính toán của bê tông đỉnh cột: Rb,loc = α φb Rb = 1 x 1.36 x 11.5 = 15.61 (MPa)

[N]loc = Ψ Rb,loc Aloc1 = 0.75 x 15.61 x 36000 = 421.41x103(N) = 421.41 (kN) Vậy [N]loc = Ψ Rb,loc Aloc1 = 421.41 kN < 616 kN => phải gia cố vai cột

Sử dụng lưới thép Ø8a100x100 bố trí trong đoạn vai cột tính từ mép cột trên đến mút vai, khoảng cách các lưới theo phương đứng chọn bằng khoảng cách cốt đai ngang trong vai cột : s = 150. Tính toán kiểm tra cho một 1/4 vai cột tương tự như phần đỉnh cột:

Số thanh thép trong một lưới: nx = 2( thanh) ; ny = 7( thanh) Chiều dài một thanh trong lưới: lx = ly = 600 – 1 x 20 = 560mm Chiều dài một thanh trong lưới: ly = 200 – 1 x 20 = 180 mm Diện tích một thanh trong lưới thép: Asx = Asy = 50,27 mm2

Diện tích betong nằm trong phạm vi lưới thép lấy gần đúng: Aef = lxly = 580 x 180 = 104400 mm2

Các hệ số:

φb = 1,36< 3,5; µxy = 0,08, ψ =0,081 , φ = 2,21 , φs = 3,1

(do Aef = lxly = 104400 mm2 > Aloc2 = 90000 mm2  lấy Aef = Aloc2 = 90000 mm2 tính) Cường độ lăng trụ quy đổi của betong khi tính toán chịu nén cục bộ :

Rb,red = Rb φb + φ µxy Rsxy φs = 33,01 Mpa

[N]loc = Rbrec .Aloc1 = 33,01 x 36000 = 1188,46.103N = 1188,46 kN

Vậy: [N]loc> N => cột với lưới thép gia cố như vậy đảm bảo khả năng chịu nén cục bộ

TÍNH TOÁN CỐT THÉP MÓNG

Cốtthép: Rs = 280 MPA

Cường độ tiêu chuẩn của đất nền tại cao trình đáy móng Rc = 150kN/m2

Khối lượng trung bình của đất đắp và móng: γtb = 20kN/m3

a.

Diện tích đáy móng xác định sơ bộ theo:

• Tính với cặp 3:

Chọn chiều sâu đặt móng H = 2m Af = = = 12,5 m2

Chọn Af = a x b = 4 x 3,5= 14 m2

Kiểmtra: Chọn sơ bộ chiều cao móng H = 1,4m Mc

f = Mc + Qch = 165,12 + 22 x 1,4 = 195,92 kNm ec

o = == 0.172 < =0.67 ` do đó

biểu đồ phản lực đất nền tại đáy móng có dạng hình thang Pc max = = ) = 101,8 kN/m2 Pc min = = ) = 61,6 kN/m2 Pc max = 101,8kN/m2 < 1,2Rc - γtbH = 1,2 x 150 – 20 x 2 = 140 kN/m2 (TM) • Tính với cặp 1 Mc f = Mc + Qch = 176,35 + 42,5 x 1,4 = 235,85kNm

ec

o = == 0.443m < =0.67

do đó biểu đồ phản lực đất nền tại đáy móng có dạng hình thang Pc max = = ) = 61,5 kN/m2 Pc min = = ) = 15,6 kN/m2 Pc max = 61,5kN/m2 < 1,2Rc - γtbH = 1,2 x 150 – 20 x 2 = 140 kN/m2 (TM) • Tính với cặp 2 Mc f = Mc + Qch = - 151 - 40,68 x 1,4 = -207,96kNm ec o = == 0.217m < =0.67

do đó biểu đồ phản lực đất nền tại đáy móng có dạng hình thang Pc max = = ) = 89,2 kN/m2 Pc min = = ) = 48,025 kN/m2 Pc max = 89,2kN/m2 < 1,2Rc - γtbH = 1,2 x 150 – 20 x 2 = 140 kN/m2 (TM)

 Vậy diện tích đáy móng thỏa mãn cả ba cặp nội lực.

b.

• Tính với cặp 1: Mf = M + Qh = Mc f x 1,15 = 235,85 x 1.15 = 271,23 kNm N = 612,33kN Eo = = 0,443 < = 0.67 Pmax = = Pc max x 1,15 = 61,5 x 1,15 = 70,725 kN/m2 < 1,2Rc = 180 kN/m2 Pmin = = Pc min x 1,15 = 15,6 x 1,15 = 17,94 kN/m • Tính với cặp 2: Mf = M + Qh = Mc f x 1,15 = 207,9 x 1.15 = 240kNm N = 1104,6kN Eo = = 0,217 < = 0.67 Pmax = = Pc max x 1,15 = 89,2 x 1,15 = 102,6 kN/m2 < 1,2Rc = 180 kN/m2 Pmin = = Pc min x 1,15 = 48,025 x 1,15 = 55,23 kN/m • Tính với cặp 3: Mf = M + Qh = Mc f x 1,15 =195,92 x 1.15 = 225,31 kNm N = 1315,23kN Eo = = 0,171 < = 0.67 Pmax = = Pc max x 1,15 = 101,8 x 1,15 = 117,07 kN/m2 < 1,2Rc = 180 kN/m2 Pmin = = Pc min x 1,15 = 61,6 x 1,15 = 70,84 kN/m Điều kiện nén thủng: F ≤ αRbt.um.ho Giả thiết: a = 50mm Ho = 1,4 – a = 1350mm; Rbt =0,9MPa um = bc+ ho = 0,4 + 1,35 = 1.75 m  Rbtumho =0.9 x 1750 x 1350 = 2126.25 kN

F = Pmax.A1

A1 = [( b2– (bc – 2ho)2 + 2b( a + bc – b – hc )]

A1 = [( 3,52– (0.4 – 2 x1.35)2 + 2 x 3,5( 4 + 0.4 – 3,5 – 0.6 )]= 2,265 m2

(chọn Pmax của cặp 3 )

F = Pmax x A1= 117,07 x 2,265 = 265,17 < 2126,255kN

 Móng không bị nén thủng, chiều cao móng chọn như trên thỏa.

c.

+ Theo phương cạnh dài (a)

Chọn cặp 3 (là cặp nguy hiểm nhất ) để tính : M = ( 2Pmax + P )l1² Pmax = 117,07kN/m2; P =97,4225 kN/m2 ; l1 = = 1.7 m M=(2 x 117,07 + 97,4225) x 1.72 = 159,7kNm As = = = 667,08 mm2 = 6,67cm2  Chọn Ø12 @ 160 (As = 7,07 cm2) + Theo phươngcạnhngắn (b) L2 = = 1,55 M =Ptb. L2² = 93,96 x 1,552 = 225,74 kNm As = = = 943mm2 = 9,43cm2  chọn Ø 12 @ 120 ( As = 9,43cm2) 2. Móng cột giữa Cặpnộilực M (kNm) N (kN) Q ( kN) E0(m) Mc(kNm) Nc(kN) Qc(kN) IV-16(1) 367,07 2032,25 5,6 0.184 319,2 1767,2 4,87 IV-17(2) -394,8 2032,25 3,31 0.193 -343,3 1767,2 2,88 IV-18(3) 256,11 2516,7 -31,7 0.1144 222,7 2188,4 27,6 a. Xác định Af

Diện tích đáy móng xác định sơ bộ theo:

• Tính với cặp 3:

Chọn chiều sâu đặt móng H = 2m Af = = = 19,9 m2

Chọn Af = a x b = 5 x 4= 20 m2

Kiểmtra: Chọn sơ bộ chiều cao móng H = 1,4m Mc

ec

o = == 0.119 < =0.83 do đó

biểu đồ phản lực đất nền tại đáy móng có dạng hình thang Pc max = = ) = 124,45 kN/m2 Pc min = = ) = 94,4 kN/m2 Pc max = 124,45kN/m2 < 1,2Rc - γtbH = 1,2 x 150 – 20 x 2 = 140 kN/m2 (TM) • Tính với cặp 1 Mc f = Mc + Qch = 319,2+ 4,87 x 1,4= 324,02kNm ec o = == 0.184m < =0.833

do đó biểu đồ phản lực đất nền tại đáy móng có dạng hình thang Pc max = = ) = 107.9 kN/m2 Pc min = = ) = 68,86 kN/m2 Pc max = 107,9 kN/m2 < 1,2Rc - γtbH = 1,2 x 150 – 20 x 2 = 140 kN/m2 (TM) • Tính với cặp 2 Mc f = Mc + Qch = - 343,3 + 2,88 x 1,4 = -339,27kNm ec o = == 0.193m < =0.833

do đó biểu đồ phản lực đất nền tại đáy móng có dạng hình thang