В Закладки

Главная
Официальная
Новости
Курсовые работы
Дипломные проекты
Лекции и конспекты
Рефераты
Софт
Ссылки
Справочник Студента
Гостевая

Почта


Поиск по сайту:

          


















Курсовая работа на тему Морские гидротехнические сооружения

Курсовая работа на тему Морские гидротехнические сооружения

Оглавление

1. Выбор типа сооружения

2. Определение основных размеров сооружения

3. Определение нагрузок, действующих на сооружение в расчетном сечении

4. Расчеты устойчивости сооружения, уточнение основных размеров

5. Определение размеров головной и корневой частей сооружения

1. ВЫБОР ТИПА СООРУЖЕНИЯ

1.1. Обоснование выбора типа сооружения

В курсовой работе основную и головную части мола-причала следует принимать вертикального профиля, а корневую часть — откосного. Конструкция основной вертикальной части мола-причала должна выполняться в 2 вариантах: из обыкновенных массивов; из массивов-гигантов. По исходным данным принимаем конструкцию из массивов гигантов.

Обыкновенные массивы из бетона масса от 5-100т, с формой близкой к параллелепипеду. Массивы сопротивляются волнению за счёт своего веса. При укладке массивов используют плавкраны, при волнении до 2-х баллов. Достоинства этой конструкции:

- большая масса;

- большая долговечность;

- возможность применимости в суровых гидрометеоусловиях.

По заданию наше сооружение возводится на Черного море в районе города Туапсе.

1.2. Краткое описание конструкции

Мол-причал, из массивов гигантов

Гравитационные сооружения вертикального типа включают три основные конструктивные части: постель, подводную стену и надстройку.

Подводная стена. Конструктивно стена представляет собой сплошную преграду, воспринимает волновое давление и выполнена из кладки массивов. Конструкцию и размеры подводной стены определяют конструкцию всего сооружения. Ширина стены, отметки положения её подошвы и верха зависят от многочисленных факторов: силового воздействия волн колебания уровня воды, геологических условий, методов производства работ и др.

Надстройки. Конструктивно надстройка включает плиту толщиной не менее 1,5-2,0 м и парапет, возводится обычно из монолитного бетона, а иногда делается сборно-монолитной. Надстройка: объединяет элементы конструкции подводной плиты; увеличивает общую устойчивость гравитационного сооружения (находясь над водой, надстройка не взвешивается, существенно увеличивает массу сооружения); воспринимает значительную часть волнового давления и исключает или ограничивает перелив волнового потока через сооружение.

Надстройка оборудуется швартовными и отбойными устройствами, на ней могут размещаться навигационные знаки, различное оборудование. В надстройке делаются потерны для прокладки инженерных сетей. Отметка верха плиты надстройки назначается с учётом двух условий: она должна быть близкой к отметке базовой территории (для удобства транспорта); быть больше отметок гребней волн на защищаемой акватории (для исключения затапливания). Парапет с вертикальной боковой поверхностью с морской стороны, возведённый даже с расчётом исключения перелива волн, всё же не может защищать проезжую часть плиты от всплесков волн. В связи с этим иногда парапету предаётся криволинейная форма для отражения водного потока и всплесков в сторону моря.

Устройство монолитных надстроек требует выполнения значительного объёма трудоёмких работ. Это обуславливается установкой с помощью механизмов больше размерных щитов опалубки, доставки и укладки бетона с плавучих средств, значительным количеством задействуемых механизмов, зависимость работ от состояния погоды, возможность повреждения опалубки и размыва бетона. В связи с этим разработаны конструкции ряда типов сборно-монолитных надстроек. Применяются больше размерные массивы, перекрывающие всю ширину сооружения или только её часть. Для связи массивов на их сопредельных поверхностях устраиваются штрабы, выпуски арматуры и др. После установки массивов места соединений между ними заполняются бетоном. Предусматривается связь между массивами надстройки и подводной стеной.

Постель. Предназначена для выравнивания поверхности дна, как при скальных, так и мягких основаниях; обеспечение уменьшения и более равномерного распределения напряжений на большую площадь дна; защита грунтов дна от размыва, а так же от выноса частиц грунта фильтрационными токами при обжатии основания. Уменьшение напряжений от стены под постелью обуславливается расширением зоны напряжений между прямыми, проведёнными под углом внутреннего трения ?. Чем больше толщина постели и угол ?, тем меньше напряжения под постелью (для камня ?=45?, для песков ?=18-33?) Конструктивные схемы постели зависят от свойств грунтов дна, характера волнения у сооружения, глубин.

2. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ОСНОВНЫХ РАЗМЕРОВ СООРУЖЕНИЯ

2.1. Расчет и построение продольного профиля сооружения

Построение геологического профиля. На ситуационной схеме, прилагаемой к заданию, показана ось проектируемого сооружения и плановое расположение геологических скважин, даны значения изобат и горизонталей. В соответствии со схемой строится профиль дна, на который наносятся разрезы по буровым скважинам, и оценивается геологическое строение участка.

Построение выполняется в соответствии со схемой рис. 1. При этом предполагается, что толщины слоев различных грунтовых напластований между скважинами изменяются равномерно, следуя изменениям профиля дна. В случае большего, по сравнению с pиc. 1, количества изломов дна между скважинами принцип построения остается прежним.

Расчеты к продольному профилю сооружения. Граница между основной частью сооружения в виде гравитационной вертикальной стенки и корневой откосной частью определяется из условия, что на вертикальную стенку со стороны моря воздействуют только стоячие волны.

У сооружений типа вертикальной стенки образуются стоячие волны, если выполняются неравенства (рис. 2):

db >= 1,5 h; df >= 1,25 h; d > dcr. (1) Здесь db — глубина воды перед сооружением ;

df — глубина подошвы стенки;

dcr — критическая глубина;

h — расчетная высота волны 1 %-ной обеспеченности в рассматриваемом створе.

Таким образом, минимально допустимая глубина, отсчитываемая от СНГ до дна перед сооружением вертикального профиля, и глубина подошвы стенки должны определяться из условий (1).

Рис. 1. Схема построения геологического профиля

Рис. 2. Схема сооружения типа гравитационной вертикальной стенки:

1 — надстройка; 2 — стенка; 3 — постель

Высоту волны на данном этапе расчета допускается принимать равной

h = 0,9 hd , (2) где hd — заданная высота волны 1%-ной обеспеченности в глубоководной зоне hd = 4,0м.

h = 0,9·7,8=7,02м ; Критическая глубина dcr, при которой образуются прибойные волны, определяется по графику на рис. 5 обязательного приложения 1 [3], 1.9 [1] с помощью кривых 2, 3 и 4 в зависимости от параметра hi / gT 2. На графике: i = ctg? — пологость дна в направлении распространения волн (? — угол наклона дна к горизонту); g — ускорение свободного падения, g = 9,81 м/с2; T — средний период волн, зависящий от заданной средней длины волн в глубоководной зоне,

T = (2 ? ?d / g)1/2=8,315 с. (3) При определении dcr вычисляется и откладывается на правой оси ординат отношение hi/gT2(hi/gT2=0,0104) На одной из кривых 2, 3 или 4, соответствующей заданной пологости i дна, находится точка с ординатой hi/gT 2. Абсцисса этой точки равна dcr/?d,( dcr/?d=0,075) откуда устанавливается значение dcr(dcr=8,1м).

Уровень бетонирования (отметка верха подводной стенки и низа надстройки) для оградительных сооружений из массивов и массивов-гигантов назначается на 0,6 м выше расчетного уровня в строительный период.

За расчетный строительный уровень принимается:

Рис. 2. Схемы определения уровня бетонирования:

В безливном Черном море;

Конструктивные требования. Длина секций (расстояние между деформационными швами) в основной части мола-причала в зависимости от выбранного типа конструкции принимается:

в сооружениях из массивной кладки при плотных основаниях и толщине постели до 2 м — до 45 м.

Толщину каменной постели в основании вертикальной подводной стенки мола-причала следует назначать не менее 1,0 м при песчаных грунтах дна и не менее 1,5 м при глинистых грунтах, включая обратный фильтр толщиной не менее 0,5 м.

Постель выполняется из несортированного по крупности камня твердых пород в виде наброски на поверхность дна, а в отдельных случаях может частично или полностью заглубляться в котлован, чтобы обеспечить необходимую глубину у причала или исключить образование перед стенкой разбитых волн.

Высота всех курсов массивов мола-причала из массивовой кладки принимается одинаковой и равной 2,0 м. В дальнейшем размеры массивов уточняются.

Построение продольного профиля мола-причала. На чертеже, на котором предварительно нанесены продольный профиль дна по оси сооружения и характерные уровни, отыскивается ближайшее к берегу сечение, где удовлетворяются условия (1). Толщина постели здесь принимается минимально допустимой. Для молов из массивовой кладки дополнительно необходимо соблюдать условие: отметка постели в начальном сечении вертикальной стенки должна приниматься такой, чтобы между постелью и уровнем бетонирования по высоте укладывалось целое число курсов массивов.

Длина мола-причала задается на ситуационной схеме и может уточняться в зависимости от требуемой протяженности причального фронта с заданной глубиной у причала. По длине сооружение разбивается на участки с различными отметками уровня верха постели. Разбивка выполняется так, чтобы на каждом участке максимальная толщина постели не превышала 3…5 м, а длина участка была кратной длине секций. Перепад уровней верха постели на смежных участках для сооружений из массивовой кладки равен высоте курса массивов.

При построении продольного профиля последние 40…50 м по длине сооружения отводятся на головную часть. В дальнейших расчетах размеры головной части уточняются.

Выбор расчетного сечения. В реальном проектировании оградительного сооружения расчеты производятся для ряда поперечные сечений, характеризующихся разными глуби-нами, элементами воздействующих волн, высотами постелей и др.

В настоящей работе расчеты следует выполнять только для одного наиболее опасного сечения, назначаемого преподавателем. Для расчетного сечения определяются основные размеры сооружения, которые затем принимаются одинаковыми в пределах всей основной части мола-причала.

2.2. Определение элементов волн в расчетном сечении

[1, § 1.4]; [3, приложение 1]

В задании на разработку проекта мола-причала указаны элементы волн в глубоководной зоне: высота hd и длина ?d. При движении к берегу глубины уменьшаются, и происходит трансформация волн, в ходе которой изменяются высоты и длины волн, а период остается неизменным.

Высота h 1%-ной обеспеченности трансформированных волн в расчетном сечении при СВГ находится, по формуле

h = kt hd=0,925?7,8=7,215м (4) где kt — коэффициент трансформации высоты волны, определяемый по графику на рис. 5 обязательного приложения 1 [3], 1.9 [1]. Для этого на кривой 1 берется точка с абсциссой, равной d/?d, где d — глубина воды в расчетном сечении, отсчитываемая от СВГ (.d=12,8м) Ордината этой точки на левой шкале дает значение kt=0,925.

Средняя длина ?d трансформированных волн в расчетном сечении вычисляется по соотношению ?/?d, определяемому по графику на рис. 4 обязательного приложения 1 [3], 1.20 [1] в зависимости от значений отношений d / ?d и h1% /gT 2. Здесь T — средний период трансформированных волн, найденный по формуле (3).

Высота hdif(hdif=7,8м) трансформированных дифрагированных волн 1%-ной обеспеченности, со стороны гавани приведена в задании. Средняя длина ?dif дифрагированных волн принимается равной средней длине трансформированных волн со стороны моря (?dif = ?d=108), ?’=85,32.

2.3. Предварительное построение поперечного профиля в расчетном сечении

[1, § 4.1, 6.1]

Предварительное назначение ширины стенки. Ширина подводной части гравитационной стенки окончательно устанавливается расчетами. Расчеты ведутся для некоторой предварительной ширины bc стенки, назначаемой по рекомендации:

bc = 0,8 df , (5) где df — глубина воды от расчетного уровня (СВГ) до подошвы стенки df =9,6м .

bc = 0,8·9,6=7,68 м . Определение отметки кордона. Отметка верха плиты надстройки (отметка кордона) К назначается исходя из следующих условий.

Высота надстройки должна быть достаточной для размещения в ней каналов инженерных сетей высотой hк = 0,9 м, перекрываемых плитами толщиной tпл = 0,2…0,3 м, и устройства сплошной плиты толщиной hпл > 1,0 м под каналами, так что

К = УБ + hк + tпл + hпл. (6) Отметка кордона должна быть выше гребней бегущих дифрагированных волн со стороны гавани при СВГ, так что

К = СВГ + ?dif,max + a, (7) где ?dif,max — максимальное возвышение свободной волновой поверхности дифрагированных волн над расчетным уровнем, определяемое с помощью формулы (6) [3], (2.13) [1]; a — запас высоты, равный 0,25…0,50 м.

Окончательно за отметку кордона принимается большая из величин, вычисленных по формулам (6) и (7).

Расчёт определения отметки кордона.

1) По условию незатопляемости :

К = СВГ + ?dif,max + a. (а) hdif=7,8 /по заданию/; СВГ=0,4; а=[0,25-0,5] , принимаем а=0,5м.

d=df+kbr·(db-df)=9,6+0,69(12,8-9,6)=11,808 м. (б) Где db и df заданы преподавателем: db=12,8 (м);

df=9,6 (м). /для расчётного сечения./

df –глубина подошвы стены;

db – глубина дна;

kbr – коэффициент, принимаемый по графикам на рис. 2.1 (стр.53. [1]);

. (в) Предварительно: bc=0,8df=7,68м ширина стенки.

Ширина бермы /со стороны моря/: bbr=0,6·bc=0,6·7,68=4,608м.

. (г) По формулам (в) и (г) на стр.53 рис 2.1 [1]:kbr=0,69 ;

Тогда: d=9,6+0,69(12,8-9,6)=11,808 (м) /расчётная глубина/.

Волновое число:

;

K=0,4+4,292+0,5=5,192(м);

2) По конструктивным требованиям:

К=?УБ+hк+hпл+tпл=0,957+0,9+0,2+1,1=3,15м. (д)

Принимаем наибольшее из (K) конструктивное и (К) незатопленное К=5,192м.

Определение отметки верха парапета. Высота парапета принимается такой, чтобы исключался перелив волнового потока через сооружение. При стоячих волнах у стенки возвышение верха парапета zп над расчетным уровнем СВГ=0,4м.

zп = ?max + a. (8) Здесь ?max — максимальное возвышение свободной волновой поверхности стоячих волн над расчетным уровнем, определяемое по формуле (2) [3], (2.6) [1] при cos ?t = 1,

а=0,5 ;

(a) Где cos(?t)=1; k=0,0736(1/м); сth(kd)=0,7

Высота бегущей волны: h=kt?hd=7,8?0,925=7,215м; hd=7,8м (по заданию).

;? по рис.(1.9) стр.35 [1] по кривой №1 определяем h.

Тогда h=7,215м.

По формуле (а):?max=-7,215-(1/2)?0,0736?7,2152?0,7=9,675м;

(8):zп=9,675+0,5=10,175м;

а отметка П верха парапета

П = СВГ + zп=0,4+10,175=10,575м. (9) Определение донных скоростей. Максимальная донная скорость vb,max перед сооружением при действии стоячих волн имеет место на расстоянии 0,25? от передней грани стенки при СНГ. Она вычисляется по формуле (12) [3], (2.12) [1].

3,47м/с. (10)

Максимально допустимые донные скорости на практике обычно принимаются:

для песчаных грунтов 1,5 м/с.

Масса камня, укладываемого в постель, должен быть не менее:

при донной скорости 3,5 м/с — 70 кг.

Так как Vb,max , больше допустимой, требуется дно укрепление, устройство каменной наброски толщиной 1м и шириной: 0,4??=0,4?85,32=34,128м.

3. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ВНЕШНИХ НАГРУЗОК, ДЕЙСТВУЮЩИХ НА СООРУЖЕНИЕ В РАСЧЕТНОМ СЕЧЕНИИ

3.1. Нагрузки от воздействия волн

[1, § 2.1, 2.2]; [3, пп. 1.1…1.10]

Общие положения. Оградительные сооружения подвергаются воздействию различных видов нагрузок: от собственного веса; от воздействия волн, льда и кораблей; эксплуатационных нагрузок; нагрузок при сейсмических явлениях и др. Для расчетов нормами установлены сочетания нагрузок: основные и особые. При выполнении настоящей работы расчет производится только на основные сочетания. Сейсмические и другие нагрузки, входящие в особые сочетания, в данной работе разрешается не учитывать.

Основными нагрузками, определяющими размеры и конструкцию молов-причалов, как правило, являются:

нагрузки от воздействия волн;

нагрузки от воздействия льда;

нагрузки от натяжения швартовов.

Расчетом устанавливаются нормативные значения нагрузок на 1 пог. м сооружения.

Волновые нагрузки в курсовой работе допускается определять только для одного из возможных расчетных случаев: на стенку одновременно воздействуют гребень стоячей волны со стороны моря и ложбина бегущей дифрагированной волны со стороны гавани. Максимальные волновые нагрузки имеют место при самом высоком уровне воды (СВГ).

Расчеты по определению нагрузок от волн на сооружения производятся в следующей очередности:

вычисляется расчетная глубина перед сооружением;

устанавливаются ординаты эпюр и строятся эпюры бокового и взвешивающего волнового давления на сооружение от стоячих волн со стороны моря и от бегущих дифрагированных волн со стороны гавани;

находятся значения и линии действия равнодействующих волнового давления на 1 пог. м сооружения.

Определение расчетной глубины. Условное понятие расчетной глубины d учитывает влияние каменной постели в основании сооружения на взаимодействие волн со стенкой. Для случая, когда берма постели возвышается над дном, расчетная глубина принимается по формуле (1) [3], (2.4) [1]. Для сооружений, у которых берма не возвышается над поверхностью дна, принимается d = db.

Определение нагрузок от стоячих волн. Ординаты эпюры бокового волнового давления на вертикальную стенку при гребне стоячей волны (pис. 5, слева) вычисляются в пяти точках по формулам, приведенным в табл. 1 [3], 2.2 [1].

Между расчетными точками давление меняется по линейному закону. В расчет принимается эпюра в пределах высоты стенки. Величина ?c в табл. 1 [3], 2.2 [1] определяется по выражению (2) [3], (2.6) [1].

Расчёт построения эпюры волнового давления на вертикальную стенку.

1) От гребня стоячей волны (стр.54.методички):

(а) Где - средняя длина волны.

Принимаем cos(?t)=1 ? ?=9,675м.

(б) (в) - (давление в точке); (г) Коэффициенты k2-5 определяем по графику 2.3 (стр.56.[1]):k2=0,76;k3=0,64;k4=0,55;k5=0,48.

№ точек. z(м): Pz,кПа (Pi=ki???g?h) 1 ?=9,675 0 2 0 21,52 3 0,25?d=2,952 18,12 4 0,5?d=5,904 15,57 5 D=11,808 13,59 Н df=9,6 14,33(давление на подошве) Взвешивающее волновое давление под подошвой сооружения направлено снизу вверх. Эпюра давления представляет собой треугольник (см. рис. 5). Максимальная ее ордината имеет место у передней грани стенки и равна значению бокового волнового давления на уровне подошвы сооружения. У тыловой грани стенки взвешивающее волновое давление равно нулю.

Суммарное давление:

b=1м ; (д)

Точка приложения результирующей силы:

; (e) Теорема моментов Mr=?Mi ?

; (ж) Определение нагрузок от дифрагированных волн. Волновая нагрузка от бегущих дифрагированных волн учитывается только при L =< 0,8 ?dif, где L=20м — длина секции сооружения; ?dif — средняя длина дифрагированных волн.

При подходе ложбины (подошвы) дифрагированной волны к середине секции сооружения эпюра бокового волнового давления (см. рис. 4, справа) строится по трем точкам, ординаты в которых находятся по формулам (9…11) [3], (2.16) [1]. Изменение давления между расчетными точками принимается по линейному закону.

2) От ложбины дифрагированной волны:

(з) Где hdif – высота дифрагированной волны, hdif =7,8 (м);

k - волновое число, k=0,0736 (1/м);

cth(kd)=0,7.

a) z6=0 (СВГ): P6=0 кПа;

б) z7=?t=3,5м : P7=-kl???g??l= -20,58; где kl=0,6 (для ); ???

в) z8=df=9,6 (м):

( kd=0,8691; ch(kd)=1,4; 2kd=1,7381; sh(2kd)=2,76 ).

Суммарное давление:

. (и)

Эпюра взвешивающего волнового давления под подошвой сооружения (см. рис. 2) имеет вид треугольника. Максимальная ордината эпюры равна p3 и вычисляется по формуле (11) [3], (2.16) [1]. В данном случае волновое давление под подошвой сооружения направлено сверху вниз.

Определение равнодействующих волнового давления. Равнодействующие бокового волнового давления Pxc, Pxt при нахождении у стенки с одной стороны гребня, а с другой — ложбины волны, соответственно, устанавливаются по площадям эпюр давления. Расчеты производятся для 1 пог. м длины стенки. Линии действия сил проходят через центры тяжести соответствующих эпюр. Суммарное значение горизонтальной нагрузки на сооружение от воздействия волн равно Px = Pxr + Pxt. Аналогично определяется вертикальная равнодействующая Pz взвешивающего волнового давления под подошвой сооружения.

Px =Pxr+Pxt=267,593+156,063=423,656

3.2. Нагрузки от натяжения швартовов

[2, § 1.2, с. 14…16]; [3, п. 4.11]

Действующее на тумбу полное усилие S от натяжения закрепленного на ней швартова зависит от размерений ошвартованного корабля, нагрузок на корабль от ветра, течения и волн, положения тумбы на причале и др. При выполнении курсовой работы значения S допускается принимать приближенно:

при заданной глубине у причала db =< 8,0 м S = 50 тc (490 кН);

при db > 8,0 м S = 75 тc (736 кН).

Т.к. db=12,8> 8,0 м S = 75 тc (736 кН).

Поперечная нагрузка Sq на швартовную тумбу (проекция силы нa горизонтальную ось, перпендикулярную к линии кордона) вычисляется по формуле

Sq = S sin? cos?=75?0,5?0,866=32,47(тс), (10) где ?, ? — углы наклона швартова; в настоящей работе допускается полагать ? = ? = 30°.

Нормативная швартовная нагрузка sq, приходящаяся на 1 пог. м длины секции сооружения, равна sq = Sq/L. На секциях длиной L = 20 м, как правило, устанавливается одна швартовная тумба. Точку приложения нагрузки от натяжения швартовов необходимо принимать на 0,3 м выше отметки кордона, т.е. выше на 3,6м, т.к. отметка кордона 3,1м .

4. РАСЧЕТЫ УСТОЙЧИВОСТИ СООРУЖЕНИЯ, УТОЧНЕНИЕ ОСНОВНЫХ РАЗМЕРОВ

4.1. Определение ширины мола-причала

[1, § 6.1, с. 148…149]

Общие положения. В ходе проектирования оградительного сооружения типа вертикальной гравитационной стенки после определения внешних нагрузок выполняются следующие расчеты:

проверка устойчивости сооружения на опрокидывание;

вычисление напряжений под подошвой стенки и под постелью;

проверка устойчивости сооружения на плоский сдвиг;

проверка устойчивости сооружения на глубинный сдвиг;

другие расчеты, связанные с особенностями конструкции и местными условиями.

Расчеты ведутся последовательно для некоторой предварительно назначаемой ширины стенки.

Назначение ширины стенки. Ранее при построении поперечного профиля сооружения ширина стенки bc принималась по зависимости (5). Для последующих расчетов устойчивости мола-причала ее определяют с большей точностью исходя из двух условий (рис. 6):

допустимого соотношения краевых напряжений под подошвой сооружения и устойчивости стенки на сдвиг — по формуле (6.2) [1];

устойчивости стенки на сдвиг по подошве — по формуле (6.4) [1].

Класс мола-причала назначается в зависимости от высоты сооружения: при глубине воды более 25 м — I класс; от 5 до 25 м — II класс; менее 5 м — III класс.

У нас, мол-причал, относится ко II-ому классу.

Для дальнейших расчетов берется ширина сооружения bc, большая из значений, полученных по формулам (6.2) и (6.4) [1].

Опрокидывающий момент:

. (а) Плечо этого момента:

. (б) а) Проверка на опрокидывание.

; (в) где n=10 ( грунты средней плотности );?

?

; (г) ?н=2,4 (Т/м3) – удельный вес надводной части;

?п=?н-1(Т/м3) – удельный вес подводной части;

df=11,7 – задана преподователем;?

hн=3,35(м) – по своему сечению. ?

Тогда, .

б) Проверка на устойчивость.

; (д) (?с =1,15; f=0,6;?m=24,4;?1c=1,0).

Для сооружения II класса (глубина от 5 до 25м) ?п=1,2 (см.стр.146.[1]).

; (д) То по расчёту, ширина стенки bc=9,77м.

После определения ширины стенки уточняются размеры берм каменной постели в расчетном сечении.

Определение размеров берм. Ширина берм каменной постели назначается: наружной (со стороны моря) — 0,6b=0,6?9,77=5,85?6,0м; внутренней (со стороны гавани) — 0,4b=0,4?9,77=3,9м?4,0м; где b — ширина подошвы стенки. Установив окончательно ширину b подошвы сооружения, уточняют ширину берм. Отметки наружной и внутренней берм в поперечном сечении постели должны приниматься одинаковыми.

Уклоны откосов постели назначаются в зависимости от крупности камня на откосах и значений донных скоростей, но не круче 1:1,5. Обычно принимаются уклоны:

для наружных откосов — 1:3;

для внутренних откосов — 1:2.

4.2. Расчет устойчивости сооружения на опрокидывание

[1, § 6.3, с. 152]

Устойчивость сооружения считается обеспеченной, если выполняется условие (6.11) [1].

Определение веса Q и момента My устойчивости сооружения из массивной кладки (по рис.5)

Наименование элемента сооружения, их объём, м3; эпюры взвешивающего давления, их площади, тс/м Объёмный

(удельный)

вес, тс/м3 Вес, взвешива-ющая сила, тс Плечо устойчивости, м Момент устойчивости, тс?м А. Вес сооружения без учёта взвешивания

Несимметричная часть

Верхняя часть парапета

1,0?1,2?1,0=1,2

2,4

2,88

17,25

49,68 Средняя часть парапета

2,0?1,2?1,0=2,4

Нижняя часть парапета

2,0+2,0?1,1?1=4,2

2,4

2,4

5,76

7,92

16,1

16,65

92,74

131,87 Итого 16,56 274,29

Наименование элемента сооружения, их объём, м3; эпюры взвешивающего давления, их площади, тс/м Объёмный

(удельный)

вес, тс/м3 Вес, взвешива-ющая сила, тс Плечо устойчивости, м Момент устойчивости, тс?м Симметричная часть

Бетонная надстройка и плиты перекрытия каналов

9,77?2,35?1,0-2?1,2?0,9?1,0=21,88

2,4

52,51

4,885

256 Массивовая кладка

9,77?12=117,24

2,4

281,37

4,885

1374,5

Итого 333,88 1633,5 Б. Взвешивающее гидростатическое давление

Эпюра давления под подошвой

9,77?11,7?1,0=114,3

-114,3

4,885

-558,3 Итого -114,3 -558,3 В. Взвешивающее волновое давление

Эпюра давления при гребне стоячей волны

9,77?2,4?0,5?1=11,72

9,77?0,2?0,5?1=0,977

-11,72

0,977

6,51

3,26

-76,3

3,19 Итого -10,723 -73,11 Всего для сооружения с учётом взвешивания Q=225,41 My= 1276,4 - условие устойчивости.

;

496,56?1223,17 - условие устойчивости на опракидывание выполнено.

4.3. Расчет напряжений под подошвой стенки и под постелью

[1, § 6.2, с. 149…151]

Эпюры давления под подошвой и под постелью сооружения (см. рис.2) строятся по формулам (6.5…6.8) [1].

Проверяются минимальные напряжения ?min под подошвой (отрицательные напряжения под подошвой не допускаются) и максимальные напряжения ?max (они не должны превосходить расчетных сопротивлений R0 каменной постели, т. е. ?max =< R0).

; (а) ; (б) . (в)

Максимальные напряжения ?max* под постелью не должны быть больше расчетных сопротивлений R0 грунта основания, т.е. ?max* ? R0.

В данной работе расчетные сопротивления R0 допускается принимать равными:

для каменных постелей………………..….. 60(Тс/м).

Так как ?max =32,06 Тс/м; берём по максимуму R0 =60 Тс/м тогда условие выполняется

32,06 Тс/м ? 60 Тс/м .

;

.

4.4. Расчет устойчивости сооружения на плоский сдвиг

[1, § 6.3, с. 153…154]

В настоящей работе рассчитывается сооружение, постель которого возвышается над поверхностью дна (рис. ). При этом возможны следующие расчетные случаи для плоского сдвига:

сдвиг сооружения по плоскости АC каменной постели;

сдвиг сооружения вместе с частью каменной постели по наклонной плоскости AD;

сдвиг сооружения вместе с постелью по плоскости ED дна.

Устойчивость сооружения на плоский сдвиг по указанным плоскостям проверяется по формулам (6.1, 6.13, 6.14) [1].

- проверка на плоский сдвиг; (а) где ?1с=1;

?с=1,15;

?п=1,2.

Поверка на сдвиг стены по поверхности АС постели производится по условию (а), в котором следует принять: F=S=37,06 Тс ;

f=0,6;

R=Q?f=225,41?0,6=135,24тс.

Делаем проверку: - проверка выполняется.

При сдвиге стены по наклонной плоскости AD к удерживающим силам следует добавить вес сдвигающейся верхней части постели и все силы спроектировать на плоскость сдвига и на нормаль к ней. Тогда в условии:

;

.

где Q’ – вес в воде сдвигающейся части постели в объёме ACD ;

fK – коэффициент внутреннего трения каменной наброски (fK=0,85-1,00);

? – угол наклона плоскости сдвига ?=10?.

;

Делаем проверку: - проверка выполняется.

При сдвиге стены вместе с постелью по поверхности ED грунта

F=S=37,06 Тс ;

Tc ;

fГ =tg?=tg19?= 0,344;

Tc;

t=3,6.

Делаем проверку: - проверка выполняется.

4.5. Расчет устойчивости сооружения на глубинный сдвиг по методу ВНИИГ

[1, § 6.3, с. 158…162]; [4, приложение 7]

Метод расчета несущей способности основания подробно изложен на стр. 158…162 [1]. Расчеты выполняются в следующей очередности.

Вычисляются расчетная ширина b* сооружения и приведенное напряжение ?* под постелью по формулам:

b* = 2/3 (b + 2t) (?*max + 2 ? *min)/( ? *max + ? *min)=

=2/3(9,77+2?3,6)?(25,65+2?15,3)/(25,65+15,3)=15,54м; (11) ? * = ? (? max + ? min)(b + 2t)/b*=

=? (25,65 + 15,3)(9,77 + 2?3,6)/15,54=22,35 тс/м2. (12) Здесь b — ширина подошвы сооружения; t — толщина постели; ? *max и ? *min — краевые напряжения под постелью.

;

где Ru – равнодействующая;

q=0;

? = 1,1Тс/м3 – для песка;

с учётом взвешивающей силы (грунт в воде).

?'= ?-1т/м3;

Грунт основания: песок илистый, ?=19?.

Сведём данные в таблицу:

Таблица 1

Коэффициенты ? в долях от ? 0 0,3? 0,9? N? 2,1179 1,5809 0,4181

Вычисления запишем в табличной форме:

Таблица 2

?? sin (??),cos(??). ?= 0??=0? sin0?=0 cos0?=1 ?=0,3??=0,3?19?=5,7? sin5,7?=0,099 cos5,7?=0,995 ?=0,9??=0,9?19?=17,1? sin17,1?=0,294 cos17,1?=0,955 Расчёт равнодействующей удобно выполнить в виде таблицы:

Таблица 3

? Ru ,Тс ?= 0?? Ru=1,1?15,542?2,1179=562,6 ?=0,3?? Ru=1,1?15,542?1,5809=419,95 ?=0,9?? Ru=1,1?15,542?0,4181=111,06 Составляющие предельных разрушающих наклонных напряжений n=0:

; . Вычисление значений ?, ? запишем в таблицу 4:

Таблица 4

? ? ? ?= 0?? ? =(562,6/15,54)?1=36,2 ? =0 ?=0,3?? ? =(419,95/15,54)?0,995=26,88 ? =(419,95/15,54)?0,099=2,67 ?=0,9?? ? =(111,06/15,54)?0,955=6,82 ? =(111,06/15,54)?0,294=2,10 Построим график «Несущей способности основания» ? = f(?).

По значению приведённого напряжения ?* с помощью графика находится ?*. Так как значение ?*= 22,35(Тс/м2); ?*=2,8(Тс/м2).

Делаем проверку: R*= ?*?b*=2,8?22,35=62,58;

F=S=37,06 Тс ;

.

5. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАЗМЕРОВ ГОЛОВНОЙ И КОРНЕВОЙ ЧАСТЕЙ СООРУЖЕНИЯ

5.1. Головная часть

[1, § 4.7, с. 127]

Длина и ширина головного участка сооружения определяется расчетом исходя из эксплуатационных требований. Ориентировочно ширину головного участка следует принимать на 30…40 % больше ширины сооружения в основной части, а длину — равной двойной ширине. Уширение следует делать в сторону гавани. Головная часть отделяется от основной части швом.

Толщина бетонной плиты надстройки головного участка принимается на 1,0…1,5 м больше толщины плиты основной части. Парапет выполняется с трех сторон. Выступающие внешние углы срезаются, бермы постели уширяются на 25…30 %.

Принятые размеры головного участка проверяются и уточняются расчетом. В данной учебной работе такие расчеты допускается не выполнять.

5.2. Корневая часть

[1, § 4.7, 3.2…3.6]

Общие положения. Конструкция корневой части принимается откосного профиля из наброски сортированного камня с защитным покрытием внешнего откоса обыкновенными бетонными массивами или фасонными блоками.

За расчетное берется сечение в начале откосного профиля (граничное сечение между корневой и основной частью сооружения). Здесь вычисляются высота и средняя длина трансформированных волн со стороны моря при СВГ по рекомендациям п. 2.2.

В ходе расчета корневой части сооружения последовательно определяются:

отметка верха парапета и пологость откосов;

массы массивов и камней на откосе со стороны моря и со стороны гавани;

габаритные размеры — отметка верха и ширина бермы перед парапетом, ширина проезжей части, размеры парапета и др.;

толщины слоев отсыпки камня (наброски или укладки массивов).

- по рис.1.9. стр.35[1] kt=0,92.

Определение элементов волн в зоне II – мелководной. Высота 1% определяется по формуле

;

где kt – коэффициент трансформации;

hd – высота волны.

- по рис.1.10. стр.36[1] ?/?d=0,8

?=0,8? 68=54,4;

м;

Определение отметки верха парапета и пологости откосов. Отметка верха парапета для корневой части сооружения принимается равной отметке парапета в основной части. Из этого условия определяются уклоны (пологости) откоса со стороны моря для вариантов защиты откоса камнем или массивами (фигурными блоками). Предварительно значениями пологости откоса задаются и вычисляют превышение zп верха парапета над уровнем СВГ и отметку П верха парапета по формулам

zп = hrun1% + а=5,5+0,9=6,4м;

П = СВГ + zп=0,4+6,4=6,8м?П=6,55м. (13) Здесь hrun1% — высота наката волн 1%-ной обеспеченности на откос, определяемая по формуле (25) [3], (П2) [1]; а — запас; принимается а > 0,1h, но не менее 0,5 м; СВГ — отметка СВГ.

Если полученные по (13) значения отличаются от отметки парапета в основной части сооружения, следует изменить m и повторить расчет. Окончательно принимается m, при котором отметка верха парапета равна отметке парапета основной части или близка к ней.

Аналогично определяется величина m для внутреннего откоса. Здесь отметка высоты наката волн на откос должна быть меньше отметки кордона. В настоящей работе допускается расчет не производить и принимать пологость откоса m = 1,50.

Определение массы массивов и камней. Для внешнего откоса оно выполняется по п. 1.17 [3], § 3.6, с. 87…88 [1]. При этом высоту h2% волны 2%-ной обеспеченности в формуле (33) [3], (3.1) [1] допускается принимать равной 0,9h, где h — высота волны 1%-ной обеспеченности. Рассматриваются варианты защиты откосов камнем, обыкновенными бетонными массивами и тетраподами. Окончательный вариант выбирается после согласования с преподавателем.

;

где ?m=2,4 т/м3;

?=1,0 т/м3;

z=0,7?h1%=0,7?4,5=3,15;

m*=m?Kн=2?1,2=2,4?3;

Kн - коэффициент надёжности.

.

Массу камня для внутреннего откоса в настоящей работе допускается не определять, а ориентировочно принимать такой же, как и во втором сверху слое с внешней стороны сооружения.

Определение габаритных размеров. Отметка верха корневой части сооружения принимается равной отметке кордона. Превышение верха внешнего откоса над СВГ zБ = =0,7h=0,7?4,5=3,2, а отметка бермы перед парапетом

Б = СВГ + zБ=0,4+3,2=3,6 (14) Ширина bБ бермы перед парапетом назначается из условий: bБ = (1,0)h=4,5м и bБ? ?2l=2?1,62=3,24, где l=1,62 — размер в плане располагаемых на берме элементов наброски. Ширина проезжей части не менее 7,0 м. Размеры парапета выше отметки кордона принимаются такими же, как и в основной части сооружения.

Скорость скатывания потока по внешнему откосу у дна v = 0,5 vb,max, где vb,max определяется по (12) [3], (2.12) [1] при значениях db, h, ? для расчетного сечения откосной части сооружения. Если значения v превышают максимально допустимые скорости для грунтов дна, то перед откосом устраивается защитное покрытие из каменной наброски шириной bн >= 2,0 м и толщиной tБ >= 2,0 м. Максимально допустимые донные скорости для различных грунтов и минимально допустимые массы камней отсыпки даны в п. 2.3.

м/с;

sh(2kdb)=8,27;

(?/h)=(68/4,5)=15,1 по СниП 2.06-04.82 определяем ? ksl=0,75.

Определение толщины слоев отсыпки. Укладка или наброска массивов и камней осуществляется обычно двумя слоями расчетного веса. Общая толщина tм двухслойной наброски ориентировочно принимается равной удвоенному размеру отдельного массива (камня) или полуторной высоте одного тетрапода.

Камень отсыпается послойно. Минимальная толщина отсыпки камня определяется по формуле

t = 3(Q/?к)1/3=0,92; t=2м

(15) но не должна быть менее 2,0 м. Поэтому принимаем 2,0м. Здесь Q — масса камня, ?к — плотность камня в воздухе.

Масса Qн камней нижележащего слоя вычисляется в зависимости от массы Qв камня вышележащего слоя из условия

Qв / Qн ? 20; Qн? 3,24?20 ; Qн?64,8?70 (16) обеспечивающего защиту нижнего слоя от вымывания. Ядро сооружения отсыпается из несортированного камня.

ЛИТЕРАТУРА

1. Кульмач П. П., Филиппенок В. З., Заритовский Н. Г. Морские гидротехнические сооружения. Часть I. Основы морской гидрологии и оградительные сооружения / Под ред. П. П. Кульмача / ЛВВИСУ. — Л., 1990. — 199 с.

2. Кульмач П. П., Филиппенок В. З., Заритовский Н. Г. Морские гидротехнические сооружения. Часть II. Причальные, шельфовые и берегоукрепительные сооружения / Под ред. П. П. Кульмача / ЛВВИСУ. — Л., 1991. — 391 с.

3. СНиП 2.06.04-82*. Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения (волновые, ледовые и от судов) / Минстрой России. — М.: ГП ЦПП, 1996.

4. СНиП 2.02.02-85. Основания гидротехнических сооружений / Минстрой России. — М.: ГП ЦПП, 1996.