Курсовой проект - Оградительные сооружения - файл n2.doc

Курсовой проект - Оградительные сооружения
скачать (468.3 kb.)
Доступные файлы (2):
Ograditel'nie_M_2.dwg
n2.doc360kb.19.10.2008 16:39скачать

n2.doc



Московский Государственный Строительный Университет


Кафедра Водного Хозяйства и Морских Портов

Курсовой проект

На тему:

«Оградительные сооружения»

Выполнил:

Студентка: Пашова Е.А.

Факультет: ГСС

Курс: IV

Группа: 5

Руководитель проекта: Губина Н.А.


Москва 2007 год

Содержание:

4. Проектирование каменной постели 3

5. Основные габариты оградительных сооружений 3

5.1. Оградительное сооружение вертикального типа 3

5.1.1. Надстройка 3

5.1.2. Подводная стенка 4

5.2. Оградительное сооружение откосного типа 4

6. Статические расчёты оградительного сооружения вертикального типа 5

6.1. Расчёт волновых нагрузок 6

6.1.1. Расчёт нагрузок от действия стоячих волн 6

6.1.2. Расчёт нагрузок от действия разбивающихся волн 7

6.1.3. Расчёт нагрузок от действия прибойных волн 8

6.2. Проверка устойчивости на плоский сдвиг по подошве сооружения 8

6.3. Проверка устойчивости на плоский сдвиг вместе с каменной постелью 9

6.4. Проверка прочности грунтового основания 10

6.4.1. Определение напряжений под подошвой сооружения 10

6.4.2. Определение напряжений под каменной постелью 11

6.5. Расчёт общей устойчивости сооружения 11

6.6. Проверка возможности размыва дна перед сооружением 11

6.7. Проверка устойчивости берменных массивов 12

7. Расчёт основных элементов и частей оградительного сооружения 13

Список использованной литературы: 15

4. Проектирование каменной постели


Исходя из особенностей проектирования сооружений гравитационного типа вертикального профиля главное назначение постели в основании оградительных сооружений – создание ровной поверхности, обеспечение большей равномерности распределения давления на поверхности естественного основания, уменьшение этого давления и предохранение грунтов от размыва под подошвой стенки и в непосредственной близости от неё.

При сжимаемых, но достаточно плотных грунтах основания (по заданию грунт основания – глина) постель состоит из обратного фильтра, толщина которого не менее 0.5 м, и каменной призмы с минимальной высотой (включая высоту обратного фильтра) 1.5 … 2 м.

При проектировании каменной постели прежде всего необходимо провести пикетаж по всей длине мола, начиная от головы и построить продольный профиль дна и берега с нанесёнными максимальным, минимальным и нулевым уровнями воды в море.

Уклоны откосов каменной постели зависят от крупности камня и волновых скоростей и практически составляют 1:2 … 1:3 для откоса со стороны моря и 1:1.25 … 1:2 – для тылового. Предварительно принимаем уклон откоса со стороны моря равным 1:2, со стороны акватории порта – 1:2.

Продольный профиль дна и берега с необходимыми для проектирования постели уровнями представлен на рис. 4.

5. Основные габариты оградительных сооружений


При проектировании оградительных сооружений прежде всего необходимо назначить основные габаритные размеры сооружения.

5.1. Оградительное сооружение вертикального типа


Оградительные сооружения вертикального типа состоят из подводной стенки, надстройки и каменной постели.

Основные элементы оградительных сооружений вертикального типа включают в себя (рис. 6):

  1. подводная стенка;

  2. надстройка:

  3. парапет;

  4. плита;

  5. каменная постель;

  6. берменный массив;

  7. берма каменной постели;

5.1.1. Надстройка


Надстройка состоит из мощной монолитной плиты и сборно–монолитного парапета. Основное назначение надстройки – обеспечение надёжной связи между отдельными частями подводной стенки, что особенно важно при возведении её из бетонных массивов.

Надстройка играет существенную роль в увеличении общей устойчивости сооружения, поскольку она находится выше уровня воды, и в расчёт вводится её вес без учёта взвешивания. Надстройка воспринимает наибольшее волновое давление, что также необходимо учитывать при проектировании и расчёте оградительных сооружений.

Толщину плиты принимаем tпл = 2 м.

Надстройку необходимо надёжно связать с подпорной стенкой. Для этого в колодцы бетонных массивов устанавливают арматурные каркасы, анкеры и т.д.

Сечение парапета проверяется расчётом на воздействие волнового давления. Ширину парапета поверху принимаем 2 м. Возвышение парапета над гребнями стоячих волн при недопустимости перелива должно составлять 0.5 м. Возвышение свободной волновой поверхности , м, у вертикальной стены, отсчитываемое от расчётного уровня воды, определяется по формуле:

, где

 = 2 /T – круговая частота волны;

T – средний период волны, с;

t – время, с;

k = 2 / – волновое число;

 – средняя длина волны, = 98.76 м.

h – высота волны 1%–ой обеспеченности у головы мола, h = 6.56 м.

При подходе к стене вершины волны, возвышающимся над расчётным уровнем на max, м, принимаем cost = 1, тогда

.

Принимаем отметку парапета равной +8.9 м.

5.1.2. Подводная стенка


Подводная стенка по заданию выполняется из массивов–гигантов. Для назначения размеров массива–гиганта необходимо знать глубину в районе установки М–Г, тогда ширина М–Г равна (0.7–0.9) db , где db. – глубина у головы мола, db = 15.0 м Во избежание растрескивания М–Г и соприкасания его с соседними массивами при неравномерной деформации основания его длину обычно принимают в пределах 20–25 м. Принимаем следующие размеры М–Г: ширина –11.8 м, длина – 20.7 м. Ящик М–Г для повышения жесткости разделяется внутренними перегородками. В отсеках в целях затопления устраиваются отверстия для задвижек (кингстоны). Из условия долговечности толщину наружной стены w принимаем равной 0.4 м – со стороны акватории, и 0.26 м – со стороны территории порта; толщина перегородок равна – 0.2 м , толщина днища – 0.4 м. Буксировку и установку ящиков производят при волнении не более 2 баллов и при благоприятном прогнозе погоды не менее чем на 2 суток.

Благодаря меньшей стоимости и более простой технологии работ применяем песчано–гравийное заполнение.

Схема оградительного сооружения вертикального типа представлена на рис. 5.

5.2. Оградительное сооружение откосного типа


Тип оградительного сооружения откосного типа выбирается в зависимости от расчётной высоты волны. В нашем случае при hрасч. = 6.56 м применяем оградительное сооружение откосного типа из наброски массивовых блоков на каменной постели.

При проектировании сооружения откосного профиля и крепления откосов из рваного камня, обыкновенных и фасонных бетонных или железобетонных блоков вес отдельного элемента G или Gz, т, соответствующую состоянию его предельного равновесия от действия ветровых волн, необходимо определять:

При расположении блока на участке откоса от верха сооружения до глубины z = 0.7h по формуле:

;

то же, при z > 0.7h по формуле:

, где

kfr – коэффициент, принимаемый по таблице 12 (СНиП 2.06.04–82, стр. 9). Принимаем для обыкновенных бетонных блоков kfr = 0.021;

m – объёмный вес бетона, m = 2.4 т/м3;

ctg – заложение откоса, при заложении 1:1 ctg = 1;

h2% – высота волны у головы 2%–ой обеспеченности, определяемая по формуле:

, где

kt – коэффициент трансформации, kt = 1.025;

kr – коэффициент рефракции, kr = 0.933;

kl – обобщенный коэффициент потерь, kl = 0.795;

ki, – коэффициент принимаемый по графикам (рис.2 СНиП 2.06.04–82, приложение 1, стр.32) для безразмерной величины gL/Vw2 = 3577.Принимаем значениям коэффициента ki для волн 2% – ной обеспеченности ki = 2.075;

– средняя высота волны, = 4.23 м.



 – средняя длина волны, = 98.76 м.

;

.

По найденному весу бетонных массивов подбираем их размеры, исходя из условия, что высота массива (h) равна ширине, а длинна составляет полторы высоты.

Таким образом, значение высоты h находим из следующей зависимости:

.

Выполняем наброску из массивовых блоков размером 2.52.53.75.

Для оградительных сооружений откосного типа, возводимых из наброски бетонных массивов, нормы рекомендуют определять отметку гребня по следующей зависимости:



Отметка гребня оградительного сооружения откосного типа отсчитывается от максимального уровня воды.

Ширина гребня Bг при наброске бетонных массивов составляет Bг = 2L, где L – наибольший размер массива. L = 1.5h = 1.5.2.5 = 3.75 м, следовательно Bг = 2.3.75 = 7.5 м. Принимаем ширину гребня равной Bг = 7. 5 м.

Ширина сооружения на уровне поверхности воды B при наброске бетонных массивов составляет B = 4L, где L – наибольший размер массива. L = 1.5h = 1.5.5.5 = 3.75 м, следовательно B = 4.3.75 = 15.0 м. Принимаем ширину гребня равной B = 15.0 м.

Схема оградительного сооружения откосного типа с предварительно назначенными размерами представлена на рис. 5.

6. Статические расчёты оградительного сооружения вертикального типа


При больших горизонтальных нагрузках, действующих на портовые гидротехнические сооружения, возникают неравномерные напряжения в их основании, особенно у сооружений гравитационного типа, что влечёт за собой развитие неравномерных осадок и смещений сооружений, оказывающихся в ряде случаев определяющими при назначении размеров этих сооружений. В таких случаях используются расчёты по предельным состояниям, позволяющим учесть перераспределение напряжений в основании по мере увеличения смещений.

При расчётах набережных, берегоукрепительных или оградительных сооружений рассматривают две группы предельных состояний.

К первой группе предельных состояний, определяющих потерю несущей способности расчётной системы (полная непригодность сооружения к эксплуатации), относятся:

  1. потеря общей устойчивости сооружения или его части совместно с грунтом основания, в том числе сдвиг по подошве конструкции, по контакту каменной постели с грунтом или по иной поверхности;

  2. потеря устойчивости на опрокидывание гравитационных сооружений при скальных грунтах основания;

  3. разрушение элементов конструкции или узлов соединения;

  4. перемещения конструкций, от которых зависит прочность сооружения в целом.

Ко второй группе предельных состояний, определяющих непригодность сооружений к нормальной эксплуатации, относятся:

  1. недопустимые перемещения, осадки или крен;

  2. образование или недопустимое раскрытие трещин в железобетонных элементах конструкции.

Все расчёты по первой группе предельных состояний выполняются на основные и особые сочетания расчётных нагрузок при расчётных сопротивлениях материала конструкции и грунта основания; расчёты по второй группе производят только для основных сочетаний нормативных нагрузок при нормативных сопротивлениях материалов.

6.1. Расчёт волновых нагрузок

6.1.1. Расчёт нагрузок от действия стоячих волн


Расчёт сооружений на воздействие стоячих волн со стороны открытой акватории (рис. 6) должен производиться при глубине до дна db > 1.5h и глубине над бермой dbr > 1.25h. Для расчёта выбираем сечение у головы мола на глубине db = 13.2 м (при высоте волны h = 6.43 м db = 13.2 м > 1.5h = 9.65 м), при этом глубина над бермой в этом сечении составляет dbr = 8.9 м, что больше чем 1.25h = 8.04 м.

При этом в формулах для свободной волновой поверхности и волнового давления вместо глубины до дна db, м, необходимо применять условную расчётную глубину db, м, определяемую по формуле:

, где

df – глубина над подошвой сооружения, df = 10.7 м;

db – глубина до дна, db = 13.2 м;

kbr – коэффициент, принимаемый по графикам рис. 2 (СНиП 2.06.04–82, стр. 1). При df / db = 0.81 и bbr / = 0.071, принимаем kbr = 0.725.

.

Возвышение или понижение свободной волновой поверхности , м, у вертикальной стены, отсчитываемое от расчётного уровня воды, определяется по формуле:

, где

 = 2 /T – круговая частота волны;

T – средний период волны, с;

t – время, с;

k = 2 / – волновое число;

 – средняя длина волны, = 98.2 м.

k = 23.14 / 98.2 = 0.064

При максимальном значении горизонтальной линейной волновой нагрузки Pxc, кН/м, для гребня волны, возвышающегося над расчётным уровнем на c, м, cost определяем по формуле:

.

Так как d / = 0.13  0.2 по рекомендациям СНиП 2.06.04–82 принимаем cost = 1.

.

При максимальном значении горизонтальной линейной волновой нагрузки Pxt, кН/м, для подошвы волны, расположенной ниже расчётного уровня на t, м, принимаем значение cost = –1, тогда:

.

В мелководной зоне горизонтальную линейную нагрузку на вертикальную стену Px, т/м, при гребне или ложбине стоячей волны (см. рис. 6) необходимо принимать по эпюре волнового давления, при этом величина p, т/м2, на глубине z, м, должна определяться по таблице 1 (СНиП 2.06.04–82, стр. 3).

Таблица 5:

№ точек

Заглубление точек z, м

Значение волнового давления p, кПа

При гребне

1

–c

-8.38

0

0.00

2

0

0

k2gh

4.89

3

0.25d

3.125

k3gh

4.26

4

0.5d

6.25

k4gh

3.47

5

d

12.5

k5gt

2.06

При ложбине

6

0

0

0

0.00

7

–t

4.62

–gt

–4.34

8

0.5d

6.25

k8gh

-3.39

9

d

12.5

k9gh

-3.00

Здесь k2, k3, k4, k5, k8, k9 – коэффициенты, определяемые по графикам рис.3, 4, 5 (СНиП 2.06.04–82, стр. 3), определяемые по найденным значениям / d = 7.38 и h / = 0.07.

6.1.2. Расчёт нагрузок от действия разбивающихся волн


Расчёт сооружений на воздействие разбивающихся волн со стороны открытой акватории должен производиться при глубине над бермой dbr < 1.25h. и глубины до дна db  1.5h. Для расчёта выбираем сечение на глубине db = 9.4 м (при высоте волны h = 6.03 м db = 9.4 м > 1.5h = 9.05 м), при этом глубина над бермой в этом сечении составляет dbr = 5.3 м, что меньше чем 1.25h = 7.54 м (рис. 7).

Горизонтальную линейную нагрузку на вертикальную стену Pxc, т/м, от разбивающихся волн необходимо принимать по площади эпюры бокового волнового давления, при этом величина p, т/м2, для значений ординат z, м, следует определять по формулам:

z1 = – h = – 6.03 м, p1 = 0;

z2 = 0, ;

z3 = df = 6.29 м, ,

здесь h – высота волны в рассматриваемом сечении, h = 6.03 м;

 – средняя длина волны, = 91.56 м.

Вертикальную линейную нагрузку Pzc, т/м, от разбивающихся волн следует принимать равной площади эпюры взвешивающего волнового давления и определить по формуле:

, где

a – ширина сооружения, a = 11.8 м;

 – коэффициент, принимаемый по таблице 5 (СНиП 2.06.04–82, стр. 6). При a / (dbdf) = 11.8 / (9.4 – 7.1) = 5.13 принимаем значение коэффициента = 0.807.

.

6.1.3. Расчёт нагрузок от действия прибойных волн


Расчёт сооружений на воздействие прибойных волн со стороны открытой акватории должен производиться при глубине db . dcr на примыкающем к стене участке дна протяжённостью не менее 0.5, м. Для расчёта выбираем сечение на глубине db = 6.0 м (при критической глубине dcr = 8.9 м db = 6.0 м < dcr = 8.9 м), высота прибойной волны hsur = 4.5 м, средняя длина прибойной волны = 78.48 м (рис. 7). При этом возвышение вершины максимальной прибойной волны c,sur, м, над расчётным уровнем следует определять по формуле:

, где

hsur – высота прибойной волны, hsur = 4.5 м;

dcr – критическая глубина, dcr = 8.9 м;

df – глубина над подошвой сооружения, df = 3.5 м.

.

Горизонтальную линейную нагрузку на Pxc, т/м, от прибойных волн необходимо принимать по площади эпюры бокового волнового давления; при этом величины p, т/м2, для значений ординат z, м, должны определяться по формулам:

z1 = – hsur = – 4.5 м, p1 = 0;

, ;

z3 = df = 3.5 м, .

Вертикальную линейную нагрузку Pzc, т/м, от прибойных волн следует принимать равной площади эпюры взвешивающего волнового давления (с высотой p3) и определить по формуле:

,

здесь a – ширина сооружения, a = 11.8 м.

6.2. Проверка устойчивости на плоский сдвиг по подошве сооружения


Критерием обеспечения устойчивости гидротехнического сооружения на сдвиг является условие:

, где

E, R – расчётные значения соответственно обобщённых сдвигающих сил и сил предельного сопротивления;

lc – коэффициент сочетания нагрузок, принимаемый для основного сочетания нагрузок равным 1.0;

р – коэффициент перегрузки, принимаемый равным 1.05;

c – коэффициент условной работы, принимаемый равным 1.0;

n – коэффициент надёжности по степени ответственности сооружений, принимаемый равным, для I класса сооружений, 1.25.

Расчётная схема для определения устойчивости представлена на рис. 8.

E – равнодействующая волнового давления от действия стоячих волн, E = Pxc . l = 60.0 т/м . 20.7 м = 1242 т, здесь l – длина секции массива – гиганта;

R = g . fтр, где

fтр – коэффициент трения бетона по камню, fтр = 0.6;

g = g0g, где

g0 – собственный вес оградительного сооружения:

;

g – взвешенная волновая нагрузка от воздействия стоячих волн, g = Pzc . l = 14.4 т/м . 20.7 м = 298.1 т;

g = 5546.2 – 298.1 = 5248.1 т,

R = 5248.1 . 0.6 = 3148.86 т.

.

Устойчивость сооружения на плоский сдвиг при действии стоячих волн по плоскости A – A обеспечена.

6.3. Проверка устойчивости на плоский сдвиг вместе с каменной постелью


Проверку устойчивости сооружения на сдвиг вместе с каменной постелью необходимо провести по двум плоскостям AD и BD, в этом случае к удерживающим силам следует отнести также вес каменной постели в контуре, ограниченном плоскостями сдвига (рис. 8).

Условие устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости AD:

, где

lc – коэффициент сочетания нагрузок, принимаемый для основного сочетания нагрузок равным 1.0;

р – коэффициент перегрузки, принимаемый равным 1.05;

c – коэффициент условной работы, принимаемый равным 1.0;

n – коэффициент надёжности по степени ответственности сооружений, принимаемый равным, для I класса сооружений, 1.25.

E – равнодействующая волнового давления от действия стоячих волн, E = Pxc . l = 60.0 т/м . 20.7 м = 1242 т, здесь l – длина секции массива – гиганта;

R = g . fтр, где

g = g0g, где

g0 – собственный вес оградительного сооружения:

;

g – взвешенная волновая нагрузка от воздействия стоячих волн, g = Pzc . l = 14.4 т/м . 20.7 м = 298.1 т;

g = 5546.2 – 298.1 = 5248.1 т,

gп – вес каменной постели, заключённой в контуре ACD:

;

 – угол наклона плоскости AD к горизонту,  = 7;

fтр – коэффициент трения камня по камню, fтр = 1.

.

Устойчивость сооружения на плоский сдвиг по плоскости AD обеспечена.

Условие устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости BD:

, где

E – равнодействующая волнового давления при продлении эпюры до поверхности естественного основания, E = 1353.8 т;

gп – вес каменной постели в контуре ABCD:

;

g – сумма вертикальных сил, g = 5248.1 т;

fтр – коэффициент трения камня по грунту основания, fтр = tg, где – угол внутреннего трения грунта основания, при = 17, fтр = tg17 = 0.306;

c – удельное сцепление грунта основания, для суглинка c = 50 кПа = 5.0 т/м2;

F – площадь подошвы каменной постели по отрезку BD, F = 18.13 . 20.7 = 378.81 м2.

.

Устойчивость сооружения на плоский сдвиг по плоскости BD обеспечена.

6.4. Проверка прочности грунтового основания


Проверка прочности грунтового основания заключается в определении нормальных краевых напряжений под подошвой сооружения и под каменной постелью. Напряжения определяются по обычным зависимостям сопротивления материалов для внецентренного сжатия, в предположении, что сооружение и грунт являются абсолютно жёстким телом.

6.4.1. Определение напряжений под подошвой сооружения


Определение напряжений под подошвой сооружения осуществляется по следующей формуле:

, где

F – площадь подошвы сооружения, F = L.B (B – ширина сооружения, B = 11.8 м, L – длина секции массива – гиганта, L = 20.7 м), F = 20.7.11.8 = 244.26 м2;

W – момент сопротивления подошвы сооружения, относительно оси, проходящей через центр тяжести. W = L2.B/6 = W = 20.72.11.8/6 = 842.7 м3;

g – сумма вертикальных сил, g = 5248.1 т;

M – суммарный момент всех внешних сил относительно оси, проходящей через центр тяжести.

M = MопрMуд, где

Mопр и Mуд – соответственно опрокидывающий и удерживающий моменты, определяемые по формулам:

;

.

M = 11202.46 – 4363.94 = 6939.52 тм.

R – несущая способность каменной постели, R = 50 т/м2 = 5 кг/см2.

;

.

Условие выполнено, следовательно, несущая способность каменной постели достаточна.

Эпюра нормальных краевых напряжений под подошвой сооружения представлена на рис. 9.

6.4.2. Определение напряжений под каменной постелью


Нормальные напряжения в плоскости подошвы каменной постели могут быть определены по условному методу, исходящему из предположения о распределении давления в каменной постели под углом 45 (рис. 9).

Нормальные напряжения в плоскости контакта постели с грунтом определяются по формуле:

, где

B – ширина подошвы сооружения, B = 11.8 м;

tп – высота каменной постели, tп = 2.5 м;

kвзв – объёмный вес материала каменной постели под водой, kвзв = 1.2 т/м3;

R1 – расчётное сопротивление грунта основания, R1 = 30 т/м2 =3 кг/см2.



.

Условие выполнено, следовательно, несущая способность грунта основания достаточна.

Эпюра нормальных краевых напряжений под каменной постелью представлена на рис. 9.

6.5. Расчёт общей устойчивости сооружения


Расчёт устойчивости по схеме плоского сдвига является основным для портовых гидротехнических сооружений и единственным для гравитационных конструкций на несвязных грунтах основания при выполнении условия:

, где

max – максимальное расчётное напряжение в краевой точке подошвы сооружения, max = 29.7 т/м2;

B – ширина подошвы сооружения, B = 11.8 м;

N0 – безразмерный критерий (число моделирования), характеризующий степень развития пластических деформаций в грунте под сооружением, для глин принимаем равным 3;

 – расчётный объёмный вес грунта основания, находящегося во взвешенном состоянии и определяющийся по формуле:

, здесь

сух –объёмный вес грунта основания в сухом состоянии;

в – объёмный вес воды;

e – пористость.

.

Условие выполняется, следовательно, пластические деформации под наиболее нагруженной гранью сооружения незначительны и возможность потери устойчивости основания по схеме глубинного или смешанного сдвига практически исключается.

6.6. Проверка возможности размыва дна перед сооружением


Данная проверка заключается в определении максимальных донных скоростей при воздействии стоячих, разбитых и прибойных волн.

Максимальную донную скорость vb,max, м/с, перед вертикальной стеной (от воздействия стоячих волн) на расстоянии 0.25 от передней грани необходимо определять по формуле:

, где

db – глубина до дна, db = 13.2 м;

 – средняя длина волны рассматриваемом сечении, = 98.2 м.

h – высота волны 1%–ой в рассматриваемом сечении, h = 6.43 м;

ksl – коэффициент, принимаемый по таблице 3 (СНиП 2.06.04–82, стр. 5). При отношении/h = 15.27 принимаем ksl = 0.7527.

.

Максимальную скорость воды vf,max, м/с, над поверхностью бермы перед вертикальной стеной при разбивающихся волнах необходимо определять по формуле:

, где

df – глубина над подошвой сооружения, df = 6.29 м;

 – средняя длина волны в рассматриваемом сечении, = 91.56 м;

h – высота волны 1%–ой в рассматриваемом сечении, h = 6.03 м.

.

Максимальная донная скорость прибойной волны vb,max, м/с, перед вертикальной стеной со стороны открытой акватории должна определяться по формуле:

, где

df – глубина над подошвой сооружения, df = 3.5 м;

sur – средняя длина прибойной волны,sur = 78.48 м;

hsur – высота прибойной волны, hsur = 4.5 м.

.

Допустимые значения неразмывающих донных скоростей vb,adm, м/с, для грунта крупностью фракций d10, мм, (d10= 3 мм), следует принимать по рис. 7 (СНиП 2.06.04–82, стр. 5).

Так как донные скорости превышают допустимые значения скоростей необходимо предусматривать защиту от размыва основания в виде отсыпки камня, толщиной 1.5 м и шириной/4.

6.7. Проверка устойчивости берменных массивов


Эпюра взвешивающего волнового давления на берменные массивы должна приниматься трапецеидальной (рис. 10), с ординатами pbr,i, т/м2, определяемыми (при i = 1, 2 или 3) по формуле:

, где

xi – расстояние от стены до соответствующей грани массива, м;

kbr – коэффициент, принимаемый по таблице 4 (СНиП 2.06.04–82, стр. 5). При d / = 0.136 < 0.27 и / h = 14.2 < 15 принимаем kbr = 0.86;

pf – волновое давление на уровне подошвы сооружения.

При x1 = 0:

;

При x2 = 3.5 м:

;

При x3 = 7 м:

.



Критерием устойчивости берменных массивов является условие:

, где

lc – коэффициент сочетания нагрузок, принимаемый для основного сочетания нагрузок равным 1.0;

р – коэффициент перегрузки, принимаемый равным 1.05;

c – коэффициент условной работы, принимаемый равным 1.0;

n – коэффициент надёжности по степени ответственности сооружений, принимаемый равным, для I класса сооружений, 1.25.

Mопр и Mуд – соответственно опрокидывающий и удерживающий моменты (см. рис. 10), определяемые по формулам:

;

.

.

Условие выполнено, следовательно, устойчивость берменных массивов обеспечена.

7. Расчёт основных элементов и частей оградительного сооружения


В дополнение к общим расчётам гравитационных сооружений молы и волноломы из массивов – гигантов следует проверить плавучесть и остойчивость массива – гиганта при транспортировке.

Проверка плавучести ящика массива – гиганта заключается в вычислении осадки T, м, по формуле:

, где

Q0 – объёмное водоизмещение ящика на плаву, Q0 = G/, где G – вес ящика массива – гиганта, G = 1679.4 т, – удельный вес воды, = 1 т/м3.

Q0 = 1679.4 / 1 = 1679.4 м3.

q – объём консольных выступов, q = 0;

B и L – ширина и длина ящика, B = 11.8 м, L = 20.7 м.

Таким образом, осадка массива – гиганта при транспортировке составит:

.

Так как возвышение массива – гиганта над уровнем воды составляет более 2.5 м (4.42 м) транспортировку необходимо производить с балластом. Для определения слоя воды t, который необходимо залить, чтобы получить необходимую осадку необходимо решить обратную задачу, задавшись осадкой массива.

T = H – 2.0 м = 11.3 – 2 = 9.3 м, здесь H – высота массива – гиганта.

Определим вес М – Г с балластом:

.

Вес необходимого балласта определим из выражения:



Слой воды балласта t определяется отношением веса балласта к суммарной площади всех отсеков М – Г:

.



Проверка остойчивости плавающего ящика сводится к определению метацентрической высоты:

, где

m – метацентрический радиус, м, m = LB3/12V (V – объём подводной части ящика М – Г, V = BLT = 11.8 . 20.7 . 9.3 = 2271.62 м3), тогда m = 20.7 . 11.83/12 . 2271.62 = 1.25 м;

yw и yc – ордината центра водоизмещения и центра тяжести массива – гиганта соответственно, при совмещении оси x с подошвой М – Г (см. рис. 11).



Для ящиков массивов – гигантов, которые буксируют на малые расстояния при тихой погоде, допускается m  0.15 … 0.2.

Таким образом, плавучесть и остойчивость массива – гиганта обеспечена.

Список использованной литературы:


  1. СНиП 2.06.04–82. Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения (волновые, ледовые и от судов). Москва, 1983;

  2. СНиП 2.03.01–84. Бетонные и железобетонные конструкции. Москва, 1985;

  3. Порты и портовые сооружения: учеб. для вузов / П60 Г.Н. Смирнов, Б.Ф. Горюнов, Е.В. Курлович, С.Н. Левачёв, А.Г. Сидорова, Е.А. Корчагин; под ред. Г.Н. Смирнова. – 2-е изд., перераб. и доп. – Москва: Стройиздат, 1993;

  4. Порты и портовые сооружения: учебное издание / под ред. Смирнов Г.Н., Аристархов В.В., Левачёв С.Н., Сидорова А.Г., Корчагин Е.А.. Москва: Издательство АСВ, 2003;

  5. Простейшие кладки / под ред. А.Г. Александров. Изд. Георг. 2000 г.

  6. Указания по проектированию гидротехнических сооружений из кладки массивов разной массы. РД 31.31 (1–ая редакция). Москва, 1979г;

  7. Справочник по гидравлическим расчетам», под ред. П.Г. Киселева, издательство «Энергия», Москва 1970г.



Учебный материал
© bib.convdocs.org
При копировании укажите ссылку.
обратиться к администрации