Text
МОРСКИЕ И РЕЧНЫЕ
В. Н. УДОВИЧЕНКО
П.И. ЯКОВЛЕВ
ГИДРОТЕХНИЧЕСКИЕ СООРУЖЕНИЯ
В. Н. Удовиченко, П. И. Яковлев
Морские и речные гидротехнические сооружения
Утверждено Управлением кадров и учебных заведений Министерства транспортного строительства в качестве учебника для учащихся гидротехнической специальности средних учебных заведений
МОСКВА «ТРАНСПОРТ» 1976
УДК 621.2 (075.3)
Морские и речные гидротехнические сооружения. Удов и-ч онко В. Н., Я к о вдев П. И., М., «Транспорт;;, 1976. 416 с.
В книге рассматриваются основания, конструкции, иагру-жи, расчеты основных типов причальных, оградительных и берегозащитных сооружений. Приведены примеры оценки несущей способности оснований, определения величин нагрузок: эксплуатационных, ледовых, от давления грунта и воздействия судов в соответствии с требованиями СНиП.
Учебник предназначен для учащихся средни?: мореходных училищ. Он может быть использован мастерами и производителями работ строительных организаций в их практической деятельности, а также студентами строительных учебных заведений в качестве учебного пособия.
Ил. 207, табл. 47, прилож. 29, список лит. 37 пазв.
Главы II, VIII —XI. XIII —XVI, XVIII, XIX, XXI —XXIII, XXVII, XXIX, XXXI, XXXV и приложения написаны В. И. Удовиченко, § 6 главы II, части вторая, пятая, исключая главх XXXV, примеры 1—5 приложения --П. II. Яковлевым, главы vii, хи, xvn, хх, XXIV — xxvi, ххуш, XXX, XXXII — В. В. Андроновым, главы I, И! — Г. Я. Канторовичем, введение — II, _М. Капулером.
М 3180Ь-310 310-70
049 (О1)-76
С Изд; то.чьство 'Трлн: .ч'Я’л», 1 <Ь г.
ВВЕДЕНИЕ
Гидротехническое строительство и водный транспорт СССР. Водные бассейны как естественные (океаны, моря, озера, реки), так и иске сс гвенные (водохранилища, каналы) играют важнейшую роль в хозяйств спиой жизни любой страны. В зависимости от целей, в которых намечают использовать тот или иной водный бассейн, на нем строят соответствующие гидротехнические сооружения.
Для обеспечения водой объектов промышленности и сельского хозяйства, удовлетворения бытовых нужд населения сооружают водо-храш: шща, плотины, водозаборы, водовыпуски, обводнительные и осуши тельные каналы, вододелптели и другие гидротехнические водохозяйственные объекты. В целях использования воды для получения энергии строят гидроэлектростанции различных типов: русловые, гидроаккумулирующие, приливные и др. Для нужд рыбного хозяйства строят рыборазводные пруды, рыбоходы и рыбозаградителп, гидротехнические сооружения для рыбопромыслового флота.
Лно морей и океанов содержит многочисленные запасы ценных полезных ископаемых. Для добычи этих запасов строят специальные гидротехнические сооружения, например для морских нефтяных и газовых промыслов.
В целях защиты ценных прибрежных территорий от наводнений, а берегов — от разрушения волнами и течениями строят защитные гидротехнические сооружения: дамбы, волпоотбойныс стены, буны, волноломы и т. п.
Огромное значение имеет использование водных бассейнов для целей транспорта. Водный транспорт—• один из важнейших видов современного транспорта — требует строительства гидротехнических сооружений для прохода флота, загрузки, разгрузки и отстоя судов; защиты портов, судостроительных и судоремонтных предприятий от волн, течений и заносимости; ремонта и постройки судов.
Строительство морских и речных сооружений водного транспорта в нашей стране имеет многовековую историю, тесно связанную с историей возникновения, совершенствования и развития отечественного флота, с ростом его технической вооруженности. Транспортные гидротехнические сооружения первоначально строились в естественно защищенных гаванях, где суда, стоящие у причала, не подвергались
3
воздействию волн и течений в такой степени, как на открытом побережье. Постепенно рост числа причалов, появление искусственно созданных оградительных сооружений, увеличивших защищенность» естественной гавани, привели к возникновению в этих местах узловых станций водного транспорта — портов.
За годы советской власти проведены огромные по своим масштабам работы по реконструкции и расширению существующих и строительству новых морских и речных портов, судостроительных и судоремонтных заводов, судоходных каналов, по освоению новых морских и речных транспортных линий. В девятой пятилетке удельный вес только морского флота в общем грузообороте всех видов транспорта страны вырос до 18%.
Гидротехнические комплексы. Постройка гидротехнических сооружений в том или ином намеченном месте бассейна должна обеспечить одновременное достижение нескольких народнохозяйственных целей. Так, например, возведение гидроэлектрических станций на крупных реках производится в обязательной увязке со строительством гидротехнических сооружений различного назначения: мелиоративных систем, судоходных каналов и шлюзов, рыбоходов и рыбозаградптелей и т. п. При разработке такого гидротехнического комплекса обязательно рассчитывается взаиморасположение и взаимовлияние всех его гидротехнических сооружений и предусматривается их четкая и падежная совместная работа. Другим примером гидротехнических комплексов являются участки берегозащиты на Черноморском побережье Кавказа. Гидротехнические сооружения, возводимые на таких участках, разнообразны. Это •— волноломы, траверсы, буны с засыпкой межбун-пых пространств пляжевым материалом, морские стены и т. п. Строительство комплекса этих сооружений позволяет решать, с одной стороны, задачу защиты берега и расположенных на нем населенных пунктов, железнодорожного пути и других объектов от разрушения морем, а с другой — иногда обеспечивает получение дополнительных пляжей.
Особенности гидротехнического строительства. Условия возведения и эксплуатации гидротехнических сооружений определяются тем, что устройство оснований, фундаментов и значительной части других конструкций гидротехнических сооружений производится, как правило, под водой (за исключением случаев, когда строительство ведется в сухом котловане за перемычкой, на территориях, подлежащих последующему затоплению). Типы и конструкции гидротехнических сооружений, способы производства строительных работ в большой степени зависят от гидрологического режима водного бассейна в пункте строительства: от приливно-отливных явлений; величины повторяемости и направления волнения; характера, величины и направления течений; направления и расхода потока наносов, нагонных явлений; ледовой обстановки и других факторов.
К применяемым в гидротехническом строительстве основным конструкционным материалам предъявляются повышенные требования. Камень, щебень, металл, цемент, бетон п железобетон, дерево должны обеспечить долговечность сооружения при эксплуатации их 4
в химических и биологических агрессивных водах, в условиях попеременного замораживания и оттаивания, высыхания и увлажнения.
К особенностям гидротехнического строительства относятся и специфические нагрузки и их сочетания, действующие на гидротехнические сооружения. Это прежде всего достигающие больших величин статические и ударные нагрузки от волнового воздействия, навала судов, нагрузки от давления льда, распора грунта и др.
Условия производства работ при возведении гидротехнических сооружений связаны с необходимостью осуществления строительства с воды. Исключение из этого составляют случаи, когда строительство ведется либо «насухо» за ограждающей перемычкой, либо пионерным способом, когда сухопутные механизмы, опираясь па построенный участок сооружения, возводят следующий его участок. При строительстве с воды применяют мощные плавучие механизмы для устройства оснований, фундаментов и для монтажа надводных конструкций. В мировой практике транспортного гидротехнического строительства применяют, например, плавучие краны грузоподъемностью 1000 т и более. Это позволяет вести монтаж сооружений из сборных тяжеловесных н крупногабаритных конструкций и использовать более рационально кратковременные периоды благоприятной для строительства погоды на бассейне.
Имеется п ряд особенностей, отличающих морское гидротехническое строительство от речного, строительство в защищенных акваториях портовых вод от строительства в открытом океане и др.
Основные гидротехнические объекты, построенные Министерством транспортного строительства (Минтрансстроем) и перспективы транспортного гидротехнического строительства. Минтрансстрой является основной подрядной строительной организацией по транспортному гидротехническому строительству в стране и за время своего существования ввел в эксплуатацию большое число комплексов и отдельных сооружений для морского и речного транспорта, рыбного хозяйства, судостроительной промышленности и других отраслей народного хозяйства. Важнейшие из построенных объектов: Волго-Балтийский канал имени В. И. Ленина—крупнейший в мире судоходный канал; крупнейший в Советском Союзе Ильичевский морской торговый порт; грузовые и пассажирские районы портов в Ленинграде, Одессе, Находке, Куйбышеве, Мурманске; десятки километров берегозащиты; уникальные сухие доки для постройки судов грузовместимостью 150 тыс. т н более; морские железнодорожные паромные переправы Баку — Красноводск на Каспии и Ванино — Холмск в Татарском проливе; рыбные порты в Калининграде, Мурманске, Одессе, Севастополе и др.
Минтрансстрой широким фронтом ведет в настоящее время строительство крупнейшего на Дальнем Востоке морского торгового порта Восточный (в бухте Врангеля) и нового порта на Черном море (в районе Григорьевского лимана).
«Основными направлениями развития народного хозяйства СССР на 1976—1980 годы» намечено дальнейшее развитие гидротехнического строительства для увеличения мощности портов.
5
Часть первая
КЛАССИФИКАЦИЯ ТРАНСПОРТНЫХ
ГИДРОТЕХНИЧЕСКИХ СООРУЖЕНИИ
Глава I
ЛЮРСКИЕ II РЕЧНЫЕ ПОРТЫ
§ 1. НАЗНАЧЕНИЕ И КЛАССИФИКАЦИЯ МОРСКИХ ПОРТОВ
Современный морской порт-— сложный комплекс сооружений, технических устройств и оборудования, предназначенных для укрытия и отстоя судов при волнении, производства перегрузочных работ, выполнения пассажирских операций, снабжения судов и их ремонта.
Ряд признаков, положенных в основу классификации портов, характеризует их производственное назначение, место расположения, виды перерабатываемых грузов.
По производственному назначению можно выделить порты: транспортные, промышленные, рыбные, военные.
Транспортные (торговые) порты осуществляют перегрузочные работы и пассажирские операции; промышленные—обслуживают отдельные промышленные предприятия, выполняя основные функции торговых портов; рыбные (промысловые) — являются базой рыболовецкого флота или промысла морского зверя; военные— служат базами судов военно-морского флота.
По месту расположения морские порты подразделяются па береговые, устьевые, внутренние, лагунные (лиманные) и островные.
Береговые порты созданы на открытом морском берегу, в заливах или бухтах (Туапсе, Одесса, Новороссийск, Марсель), устьевые -в устьях судоходных рек (Ленинград, Лондон); внутренние— вдалеке от устьев рек на расстоянии 100 км и более и соединены с морем судоходными каналами (Игарка, Манчестер, Хьюстон); лагунные (лиманные) — в лагунах или лиманах, отгороженных от моря естественно образованными косами, с морем соединены судоходным каналом (Иль-ичевск); островные— на островах и с берегом могут быть соединены эстакадой или дамбой. По такому типу устраивают иногда отдельные районы устьевых портов (Лесная гавань в Ленинградском порту на острове Гладком).
В зависимости от вида перерабатываемых грузов есть порты общего назначения и специализированные. Порты общего типа предназначены для переработки самых разных грузов; специализированные порты производят перегрузку одного или нескольких, но одинаковых ио виду грузов.
6
Такая классификация несколько условна, так как современные порты, за редким исключением, представляют комплексы специализированных районов.
Работа морского порта заключается прежде всего в производстве перегрузочных операций, связанных с обработкой судов, т. е. передачей груза с морского на другие виды транспорта или в склад и обратно — па морской транспорт.
Порт является важным звеном транспортной системы страны, т. е. это транспортный узел, в котором взаимодействуют в различных сочетаниях важнейшие виды транспорта: морской, железнодорожный; речной, автомобильный, трубопроводный. Производственная деятельность морского порта как составной части морского транспорта немыслима без согласования работы смежных видов транспорта.
§ 2. ОСНОВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ ПОРТОВ
В состав порта входят два основных (планировочных) элемента: водная его площадь — акватория, береговая — территория (рис. 1).
Водное пространство в пределах подходных каналов и внешнего рейда называется внешней акваторией. Водная часть порта, ограниченная внешними оградительными сооружениями и линией причального фронта, называется внутренней акваторией. Она состоит из внутреннего рейда, и оперативных бассейнов— гаваней. По внутреннему рейду перемещаются суда пли на нем создаются рейдовые причалы; в пределах оперативных бассейнов обрабатываются суда у береговых причалов.
Территорию порта с водной стороны ограничивает причальный фронт — участок непосредственной обработки судов. К причальному фронту примыкает наиболее важная в производственной деятельности порта прикордонная часть, на которой размещают перегрузочное оборудование и устройства, обеспечивающие нормальную переработку грузов ио всему причальному фронту. На тыловой части территории размещены склады второй линии, тыловые пути и оборудование, необходимое для нормальной работы смежных видов транспорта.
Сооружения и оборудование портов. Сооружения и устройства, возводимые на акватории и территории порта, должны обеспечить функциональную его работу как составной части морского транспорта. Портовые устройства по своему служебному назначению подразделяются на:
гидротехнические сооружения — оградительные, причальные, берегоукрепительные, судоремонтные. Оградительные сооружения создают удобный для стоянки судов и защищенный от волнения и заносимости водный бассейн (акваторию порта); причальные—образуют причальный фронт порта (место стоянки судов во время перегрузочных работ); берегоукрепительные — защищают береговые полосы от волнений и размыва; судоремонтные—устраивают для ремонта судов с вводом их в сооружение на плаву (док) пли подъемом и установкой на специально оборудованный участок берега (эллинг, слип);
7
Рис. 1. План морского порта
перегрузочное оборудование порта — специализированные перегрузочные установки, краны, средства малой механизации и т. д. Предназначено оборудование для передачи грузов с судов на другие виды транспорта или в склады и обратно на суда;
здания портов — склады, морские вокзалы (в крупных портах), здания служебно-бытового назначения (диспетчерские, столовые, медпункт) и др.;
инженерные коммуникации — сети водопровода, канализации га-зо- и теплопровода, вентиляционные системы и т. д. Устраиваются коммуникации для технического обслуживания причалов, механических установок или зданий портов;
энергетические системы порта — силовые установки, трансформаторные подстанции, линии электропередач (воздушные и подземные) и др.;
оборудование для смежных видов транспорта — сортировочные станции, железнодорожные парки, перегрузочные фронты для вагонов, автодороги с фронтами перегрузки автомашин и т. д.;
8
средства связи — АТС, радиостанции, радиолокационные установки, селекторная связь.
Наконец, современный порт имеет суда портофлота (портовые буксиры, спасательные суда, ледоколы), бункеровочные устройства для снабжения судов топливом и водой, строительную базу и строительный парк для производства ремонтных работ (плавкраны, копры и другое оборудование).
§ 3. ПОРТЫ НА ВНУТРЕННИХ ВОДНЫХ ПУТЯХ
Порты внутренних водных сообщений (речные, на озерах, судоходных каналах, водохранилищах) выполняют в основном те же функции, что и морские порты. Вместе с тем они имеют и свои специфические особенности, связанные с их местоположением, административной структурой, приемами компоновки.
В основу классификации портов положены следующие признаки: вид выполняемых операций, грузо- и пассажирооборот, продолжительность работы порта, местоположение порта.
По виду выполняемых операций различают порты грузовые, пассажирские и объединенные — грузопассажирские. Экономически целесообразно и удобно в производственном отношении иметь специализированные участки и даже порты по переработке однотипных массовых грузов при устойчивых грузопотоках. Такие причалы (гавани) называют по наименованию грузов — лесной, рудный, угольный и т. д. Так устроены причалы портов Ленинградского, Горьковского и др.
По грузо- и пассажирообороту в зависимости от его величины порты разделяют на четыре категории.
По продолжительности работы речные порты подразделяются па постоянно и временно действующие.
Постоянно действующие порты работают всю навигацию (с перерывом между ледоставом и ледоходом), временно действующие — определенную часть навигации: либо в период стояния высоких вод, либо в зависимости от сроков поступления в порт сезонных грузов (хлопка, зерна, овощей).
По местоположению различают порты на естественных и искусственных водных путях: шлюзованных реках, водохранилищах, каналах. Порты па свободных реках подразделяют на русловые, внерусловые, смешанные и устьевые.
Русловые порты строят в коренном русле реки или ее побочном рукаве (рис. 2). При строительстве русловых портов нужно соблюдать следующие условия: ширина реки должна быть достаточна для устройства причального фронта, маневрирования судов и прохождения транзитного флота; участки берегов, по которым располагается причальный фронт, должны быть устойчивыми.
Внерусловые порты строят на свободных реках, когда поданным технико-экономических расчетов целесообразно расположить порт вне русла реки, в ковшах, естественных и искусственных бассейнах (рис. 3). В этом случае порт соединен с руслом реки подходным каналом. Внерусловые порты имеют преимущества перед русловыми:
9
Рис. 2. Схемы компоновки речных русловых портов: а и б — рассредоточенное и сосредоточенное расположение причалов
компактность, отсутствие ледохода (бассейн может быть использован для зимнего отстоя судов), устойчивость глубин.
Смешанные порты строят в том случае, когда из-за естественных условий реки часть причалов располагают вне русла, в бассейнах, а часть — в русле реки.
Устьевые порты (рис. 4) совмещают условия работы морского и речного порта. В этом случае порт работает как единый водный комплекс. Обусловлено это современными тенденциями развития водного транспорта: системой плавания река — море на судах смешанного плавания, созданием судов-баржевозов для скорейшей доставки грузов во внутренние районы. Совмещенная работа характерна для Ленинградского, Херсонского, Ростовского-на-Дону и других устьевых портов.
Речной район устьевого порта следует располагать так, чтобы речные суда не пересекали ходовых линий морских судов. Одновременно нужно обеспечить обмен грузами между морскими и речными судами не только через территорию порта, по и па плаву.
Рис. 4. Расположение морских и речных участков устьевого порта:
М и Р — морские и речные участки акватории
Рис. 3. Внерусловой речной порт с бассейнами в ковше:
1 — подходной канал; 2 — бассейны; 3 — причальные линии; 4 — акватория порта; 5 — рейд
10
Глава II
ТРАНСПОРТНЫЕ ГИДРОТЕХНИЧЕСКИЕ СООРУЖЕНИЯ
§ 4. ОГРАДИТЕЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Оградительные сооружения устраивают для создания акватории порта и ее защиты от волнения, наносов и воздействия льда. Оградительные сооружения обеспечивают безопасность захода, выхода, маневрирования и стоянки судов в порту, производство перегрузочных операций, бункеровки и ремонта судов. м
Оградительные сооружения могут не строиться, если порт располагается в хорошо защищенной бухте, в искусственном ковше, в лимане или на реке, где нет необходимости защищать порт от внешних природных воздействий (см. рис. 2—4). Но, как правило, причальный фронт порта приходится защищать от воздействия больших волн и льда, заносимости наносами или от всех факторов, взятых вместе.
Оградительные сооружения подразделяются на внешние и внутренние. Внешние ограждают порт от всего водного бассейна, внутренние строятся внутри акватории порта, ограждая отдельные гавани от волнения, если внутри акватории возникает значительная волна.
Есть два вида оградительных сооружений: молы и волноломы. Молы—сооружения, соединенные с берегом, волноломы—отдельно стоящие сооружения, не связанные с берегом (см. рис. 1).
Мол имеет головную, среднюю, переходную и корневую часть, а волнолом — две головные и среднюю. Головной частью мол оканчивается в море, а корневой сопрягается с берегом. Узкое, прямолинейное короткое сооружение, соединенное с берегом, называется оградительной шпорой.
Расположение молов и волноломов. Расположение внешних оградительных сооружений зависит от естественных условий побережья и господствующих ветров.
Вход в порт располагают так, чтобы на акваторию порта не проникала волна, сам вход и акватория порта не заносились наносами, судно при входе в порт не наваливалось на голову сооружения от давления штормового ветра на борт. Оградительные сооружения стремятся располагать там, где грунты основания прочные, а глубины не слишком большие, иначе они будут не экономичными.
Исходя из этих основных естественных условий и эксплуатационных требований на основании сравнения различных вариантов компоновки порта, внешние оградительные сооружения могут состоять из, одного или двух молов, одного или двух волноломов, или из различных комбинаций молов и волноломов, образуя внутренний рейд порта (рис. 5).
Габариты внутреннего рейда должны обеспечить безопасное маневрирование судов. Минимальный размер рейда в плане принимается равным трем с половиной длинам расчетного судна, т. е. судна максимальных размеров, которое может входить в порт (рис. 5, в).
11
Рис. 5. Расположение внешних оградительных сооружений:
а, б — один мол; в, г — два мола; д, е — волнолом; ж, з — комбинация молов и волноломов; 1 и 2 —фронтальное расположение причалов; 3 — широкие пирсы;
4 — бассейны
Основные типы и элементы оградительных сооружений. Существует большое количество конструкций оградительных сооружений, но основные из них можно разделить на два типа: вертикальные и откосные. Вертикальные конструкции — это массивные стены из бетонных массивов или железобетонных пустотелых блоков, заполненных песком или камнем. Откосные конструкции образуются отсыпкой в воду камня и наброской бетонных массивов или монолитных фасонных блоков.
Направленная к морю передняя грань сооружения называется лицевой гранью, а задняя—тыловой. Основание сооружения называется подошвой, а верх — гребнем.
Оградительное сооружение может допускать и перелив воды через гребень (перекатывание волн). Если сооружение не допускает перелив воды, то на гребне устраивается парапет', вертикальная прямолинейная или криволинейная стенка.
Вертикальные и откосные сооружения устраиваются на каменной постели, которая распределяет давление от массы сооружения и нагрузок на грунты основания, служит выравнивающим слоем и защищает основание от размыва. Постель имеет горизонтальные площадки, называемые бермами. С морской стороны при необходимости бермы могут прикрываться берменными массивами, которые предохраняют постель от растаскивания камня волной.
Нагрузки. Силы, создающие напряженное состояние материала сооружения и основания, делятся на постоянно и временно действующие. К постоянно действующим нагрузкам относятся: собственная масса сооружения, гидростатическое давление воды, давление грунтов, засыпанных за сооружение, и др. К временным относятся все нагруз-12
ки, действующие периодически: волновое и ветровое давление, маасл складируемых грузов, масса транспортных и перегрузочных машин, сейсмические нагрузки и др.
В расчетах принимают такое сочетание нагрузок, действующих одновременно, которое создает самое напряженное состояние, сооружения и его основания, т. е. рассматривают самые неблагоприятные условия работы сооружения в процессе строительства эксплуатации и ремонта.
Расчет производят на основное сочетание нагрузок, к которым относят обычные эксплуатационные нагрузки максимальных значений, а в необходимых случаях — на особое сочетание нагрузок, в которое включают катастрофические нагрузки, повторяющиеся один раз в 50— 100 лет (волны, ураганы, сейсмические нагрузки).
Основной эксплуатационной нагрузкой, действующей на оградительное сооружение, является волновое давление воды, которое может сдвинуть, опрокинуть, деформировать или разрушить сооружение.
Расчет сооружений. Произвести расчет сооружения — это значит определить величину разрушающих и величину сопротивляющихся сил, а затем сравнить их между собой. Если силы сопротивления окажутся больше, то сооружение не будет разрушено. Причем нужно найти в сооружении самые слабые места, где силы сопротивления наименьшие, а сочетание нагрузок принять такое, которое создаст самые большие разрушающие усилия. Если при этом окажется, что разрушающие силы больше, то конструкцию сооружения нужно изменить так, чтобы в слабых сечениях увеличились силы сопротивления.
В оградительных сооружениях наибольшим разрушающим волновым усилиям подвергаются головы сооружений, поэтому их сечение и прочность увеличивают. Рассчитывают сооружение на устойчивость против сдвига и опрокидывания, прочность его элементов и основания, возможность растаскивания камня волной и размыва основания особенно в корневой части мола, где размыв наиболее интенсивен.
§ 5. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ МОРСКИХ И РЕЧНЫХ ПОРТОВ
Причал — это инженерное сооружение, предназначенное для швартовки судов. Причалы строят на берегу (береговые причалы) с целью контакта судов с берегом для выполнения различных грузовых операций или их ремонта. Причалы могут строиться на рейде (рейдовые причалы), которые предназначаются для отстоя судов или производства грузовых операций с судна на судно.
Причалы, примыкающие к берегу, называются набережными. Причалы, вытянутые в акваторию под углом к берегу, называются пирсами, которые могут быть широкими и узкими. На территории широких пирсов располагают склады, а на узких складов нет. Несколько причалов образуют причальный фронт.
Компоновка причального фронта порта. Причальные линии порта могут располагаться вдоль береговой линии (открытый причальный фронт или фронтальное расположение причалов), в специально создан-
13
ных бассейнах, ковшах (см. рис. 3, 4), могут иметь вид пирсовой системы типа гребенки (см. рис. 1) или комбинацию различных систем (рис. 5, в).
Преимущества фронтального
расположения причалов: наимень-
Рис. 6. Ступенчатое расположение ший ogbeM строительных забот, г удобство маневрирования для су-
дов, возможность создать широкую территорию. Однако этот способ имеет и существенные недостатки: растянутая, некомпактная линия перегрузки; трудность дальнейшего развития порта в пределах оградительных сооружений; большая протяженность оградительных сооружений. Фронтальное расположение
причалов рационально применять при строительстве портов в лиманах, лагунах на реках.
Бассейны имеют важные преимущества перед открытым прпчальньш фронтом: возможность создать хорошо развитые причальные лишаи на коротком участке береговой полосы, лучшие условия для районирования, меньшая протяженность оградительных сооружений. Однако бассейны ухудшают условия маневрирования судов.
Пирсовое расположение причалов получило наибольшее развитее. Компоновка причальных линий при строительстве пирсов аналогична устройству причалов в бассейнах, но не за счет территории берега., а за счет акватории порта на существующих глубинах, что уменьшает объем дноуглубительных работ.
Ступенчатый тип расположения причалов (рис. 6) (разновидность фронтального расположения) создает лучшие условия для их специализации и упрощает железнодорожное обслуживание, так как к каждому причалу можно подвести самостоятельную колею. Недостаток схемы — наличие торцевых участков, которые нельзя использовать, и ухудшение условий маневрирования судов.
При проектировании портового комплекса причальный фронт чаще всего представляет сочетание различных форм причальных линий; береговые участки между пирсами используются для устройства набережных, широкие бассейны чередуются с пирса
ми и т. д.
Специализация причалов. По своему назначению причалы могут быть следующие: грузовые — предназначены для загрузки и разгрузки судов и специализированы по грузовым районам порта: для штучных, навалочных, лесных, зерновых, жидких, химических и других грузов; пассажирские; достроечные набережные— предназначены для достройки и ремонта судов у дока; для судов технического флота и портофлота.
В зависимости от осадки обрабатываемых судов причалы могут быть мелководными (до 6 м), глубоководными (более И м), и со средними глубинами (6-4-11 м).
Оборудование причалов. В зависимости от назначения причала и для обслуживания судов на причалах устанавливается оборудование:
14
технологическое, швартовные и отбойные устройства, подкрановые и железнодорожные пути, инженерные сети.
Швартовные и отбойные устройства обеспечивают безопасный подход и стоянку судна у причала. Они присущи всем типам причальных сооружений. Подкрановые и железнодорожные пути, а также инженерные сети (водопровод, канализация, газопровод, паропровод, воздухопровод, электросети, связь) устраиваются на специализированных причалах.
Основной вид оборудования причала — это технологическое оборудование, тип которого зависит от назначения причала и рода перерабатываемых грузов. Причалы для переработки штучных грузов оборудуются портальными кранами (рис. 7), навалочных —• кранами или специальными перегружателями, зерновых — пневмоперегружателями, наливных — насосными станциями и т. п.
Территория причала. Территория причала делится на три зоны (см. рис. 7): 2— прикордонная, протяженность которой равна ширине подкранового пути плюс 2 м в сторону тыла; 3 — переходная (протяженностью 6 м); 4 — тыловая (без ограничения размеров).
Фронтальная линия причала, проходящая по урезу воды, называется линией кордона (см. рис. 6 и 7).
Основные типы и элементы причальных сооружений. Конструктивно причальные сооружения можно разделить на три основных типа: гравитационные стенки, тонкие стенки, сквозные (эстакады на свайных основаниях).
Кроме основных, существует много других типов конструкций причальных сооружений, которые относятся к специальным.
Гравитационными причальные сооружения называются потому, что их устойчивость на сдвиг и опрокидывание обеспечивается собственной массой сооружения или собственной массой самого сооружения и массой грунта засыпки, приходящейся на элементы конструкции.
Тонкие стенки образованы сплошным шпунтовым рядом и работают на устойчивость за счет защемления шпунта в грунте и анкерных устройств.
Р.ис. 7. Оборудование причала для переработки штучных грузов:
/ — линия кордона; 2,3,4 — соответственно прикордонная, переходная, тыловая зона
1 о
Рис. 8. Профиль причалов:
« — вертикальный; б — откосный; в — полувертикальный; г — полуоткоспый
Эстакадные причальные сооружения состоят из свайного основания (продольных и поперечных рядов свай) и верхнего строения (ростверка) из железобетонных элементов. Их устойчивость обеспечивается за счет защемления свай в грунте.
Речные причальные сооружения. Конструктивно они выполняются так же, как и морские (гравитационные, тонкие стенки, эстакадные), но имеют свои особенности, связанные с большими колебаниями уровня воды. Вертикальные причальные сооружения (типа морских) должны иметь большую высоту надводной части, чтобы предотвратить затопление причалов во время паводков (рис. 8, а). При больших колебаниях уровня воды это не экономично, так как паводковый период времени обычно небольшой, а затраты средств на увеличение высоты причала большие.
В таких случаях строят откосные причальные сооружения (рис. 8, б). Сопряжение судна с берегом осуществляется с помощью плавучих средств — дебаркадеров (специальных понтонов).
В случае если уровень высоких вод стоит большую часть навигационного времени, то могут строиться полувертикалъные причальные сооружения (рис. 8, в), а если большую часть навигационного времени сохраняется уровень низких вод, то могут строиться причалы полу-откосного типа (рис. 8, г).
Нагрузки. Для каждого типа причальных сооружений подбираются различные сочетания нагрузок, которые должны создавать наиболее неблагоприятные условия работы конструкции, чтобы при этих условиях сооружение не разрушилось.
Общими для всех типов сооружений являются нагрузки от воздействия судов, перегрузочных машин и механизмов, складируемых грузов и ледовые.
Для гравитационных сооружений и тонких стенок одной из основных нагрузок является давление грунта, отсыпанного за стенкой.
Расчет сооружений. Гравитационные сооружения рассчитываются на устойчивость (сдвиг и опрокидывание) и прочность элементов конструкции и основания.
В тонких стенках определяется глубина погружения, рассчитывается анкерное устройство, проверяется устойчивость грунта, находящегося перед стенкой против выпора, определяются сечения элементов конструкций и др.
В свайных сооружениях определяется глубина погружения свай, рассчитываются поперечные сечения всех элементов конструкции 16
и проверяется общая устойчивость против сдвига сооружения вместе с откосом грунта и т. д.
Железобетонные элементы всех типов конструкций проверяются на трещиноустойчивость (т. е. проверяется возможность образования трещин).
§ 6. БЕРЕГОЗАЩИТНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Берегозащитные сооружения предназначены для предохранения берегов от разрушения волнением, течением и льдом, а также для создания пляжей путем аккумуляции наносов. Часто их возводят для предотвращения или ослабления развития оползневых процессов берегового склона (в случаях, когда земляной массив находится в состоянии, близком к предельному равновесию и подмыв берега может вывести его из равновесия).
Являясь одними из наиболее распространенных конструкций морских гидротехнических сооружений, берегоукрепления возводят как в пределах акваторий портов, так и на открытых морских побережьях.
В первом случае они строятся в местах сопряжения основных портовых сооружений, для защиты от размыва незастроенных участков береговой линии, а также для благоустройства территории порта.
Внепортовые берегоукрепления сооружаются для защиты от размыва участка сопряжения оградительного сооружения с берегом, прибрежной полосы с курортными комплексами, населенными пунктами, промышленными объектами, железными и автомобильными дорогами. Часто они создаются для защиты от размыва существующего или вновь отсыпанного пляжа, а также для защиты хотя и не застроенных, но ценных участков побережья, например Черного моря.
При осуществлении берегозащитных мероприятий можно применить два метода: пассивный и активный.
Сооружения пассивного метода непосредственно защищают береговой откос от воздействия волнения, течения и льда; они выполняют пассивную роль, осуществляя только задачу сохранения участка берега, который существовал до их возведения. Сюда относятся берегоукрепительные стенки и сооружения откосного, полуоткосного и ступенчатого типа.
При активном методе возводятся сооружения, которые в значительной степени гасят энергию волн на подходе к берегу и при наличии соответствующих условий могут накапливать наносы у берега, расширяя пляж, что способствует дополнительной (активной) защите берега от разрушения (участки побережья в Керченском проливе, в районе г. Сочи и др.). В рассматриваемом случае применяют сооружения в виде затопленных (иногда и незатопленных) волноломов и расположенных нормально к береговой линии конструкций, называемых бу нами.
Часто применяются берегоукрепления комбинированного типа, где имеются сооружения и активного, п пассивного метода.
Для защиты береговой линии в портах применяют сооружения пассивного метода защиты. На открытом морском побережье в условиях
17
интенсивного волнения чаще всего применяется активный метод защиты либо сооружения комбинированного типа. В последние годы активный метод широко применяется и в тех случаях, когда рассчитывать на накопление наносов не приходится вследствие'их отсутствия, а ставится лишь задача защиты от разрушения берега с искусственно отсыпанным пляжем (Одесса, Ялта, Сочи и др.). Обеспечение сохранности естественного или искусственно созданного пляжа является лучшей гарантией защиты берега от разрушения.
Берегоукрепительные сооружения можно подразделить еще на поперечные (буны) и продольные (волноломы и все сооружения пассивного метода защиты).
Одной из серьезных причин разрушения берегов является дефицит вдольбереговых потоков насосов из-за сокращения твердого стока рек вследствие хозяйственной деятельности человека. Другой причиной является изъятие пляжевого материала для строительных целей.
Интенсивные берегозащитные работы на Черном море были начаты в 1945 г. и имели целью ликвидировать последствия строительства Сочинского порта, перерезавшего вдольбереговой поток наносов.
В настоящее время на Черноморском побережье СССР построено и продолжает строиться большое количество берегоукрепительных сооружений. Работы по защите Южного берега Крыма и побережья г. Одессы считаются одними из крупнейших в мире.
Нагрузки. Основной нагрузкой на берегоукрепительные сооружения пассивного метода защиты берегов является активное давление грунтов и гидростатическое давление грунтовых вод, накапливающихся за стенкой.
Для берегоукрепительных сооружений, не связанных с берегом, основная нагрузка — давление разбитых и прибойных волн.
Расчет сооружений. Сооружения пассивного метода защиты берегов гравитационного типа рассчитываются на устойчивость и прочность как гравитационные подпорные стенки, а шпунтовые—-как тонкие стенки.
Сооружения активного метода защиты берегов рассчитываются как оградительные сооружения на волновые нагрузки.
§ 7. СУДОПОДЪЕМНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Судоподъемные сооружения служат для постройки или ремонта корпуса судна и входят в состав судостроительных или судоремонтных заводов. Достройка судов (его «начинка») производится на плаву у достроечных причалов.
Судоподъемные сооружения можно подразделить:
по назначению — судоходные (судоподъемники для преодоления больших перепадов воды на водных путях), судостроительные и судоремонтные;
по способу подъема — на вертикальные (сухие и плавучие доки, подъем кранами и др.) и наклонные (эллинги и слипы);
18
по способу обнажения подводной части корпуса судна — удаляющие воду от судна (выморозка, осушка, сухие, наливные и приливные доки и др.), извлекающие судно из воды (подъем на клетки домкратами, кренование, подъем кранами, склизы, вертикальные механические подъемники, эллинги и слипы и др.).
Все капитальные сооружения для доковання судов можно подразделить на группы: эллинги и слипы (суда поднимаются по наклонной плоскости); сухие, наливные и приливные доки (осушение судна в бассейне, изолированном от акватории); плавучие доки (извлечениесудна из воды при помощи других судов специальной конструкции); механические вертикальные судоподъемники.
Эллинги и слипы предназначены для подъема и спуска малотоннажных судов. На эллингах судно перемещается в одном направлении — вверх из воды и вниз в воду по наклонной плоскости. На слипах, кроме подъема вверх, судно перемещается еще и в сторону, в перпендикулярном направлении, поэтому на слипах может разместиться большое количество малотоннажных судов.
Конструкция эллингов и слипов состоит из рельсовых путей, уложенных на шпально-балластное или свайное основание, тележек и лебедок. Судно устанавливается на специальные тележки и поднимается из воды лебедками.
Сухие доки — крупные железобетонные сооружения в виде короба, врезанные в берег и посаженные днищем ниже уровня моря на глубину большую, чем осадка судна порожнем. Камера дока ограждена с трех сторон стенами, а четвертой стороной служат водонепроницаемые ворота, через которые судно вводится в док.
Сухим док называется потому, что после ввода судна вода из дока выкачивается насосами и док осушается, обнажая корпус судна. Сухой док находится под постоянным напором воды.
Наливные доки отличаются от сухих тем, что камера имеет два днища на разных уровнях: одно ниже, а второе выше горизонта воды моря. Судно входит в док, накачивается вода насосами выше отметки верхнего днища на величину осадки судна порожнем, и судно устанавливается на стапельное место верхнего днища дока.
Приливные доки аналогичны наливным, только уровень воды в доке поднимается за счет приливных явлений моря.
Плавучие доки предназначены для подъема судов среднего тоннажа и оказания помощи судам в морс, но часто устанавливаются стационарно на акватории завода. Плавучий док состоит из двух вертикальных пустотелых степ и пустотелого днища. При заполнении пустот (отсеков) водой док погружается в воду и принимает на свою палубу судно. Выкачивая воду из отсеков, док поднимает и осушает судно.
Механические вертикальные судоподъемники могут применяться для подъема малотоннажных судов и катеров. Это металлические конструкции различных систем, осуществляющие подъем судна гидравлическими подъемниками типа домкратов или лебедками.
Нагрузки и расчет судоподъемных сооружений зависят от типа этих сооружений.
19
Глава III
СУДОХОДНЫЕ КАНАЛЫ
§ 8. ХАРАКТЕРИСТИКА И РАЗМЕРЫ КАНАЛОВ
Искусственные водные пути, устроенные для подхода к портам или для соединения отдельно расположенных водных бассейнов, называются судоходными каналами. Строительство каналов обычно связано с недостаточностью естественных глубин. Судоходные морские каналы классифицируют по назначению, способу устройства, интенсивности судоходства.
По назначению каналы делятся на соединительные и подходные. Соединительные каналы связывают бассейны двух морей, океанов или внутренних водоемов в общую водную транспортную систему, сокращая при этом протяженность морских путей. К таким каналам относятся: Суэцкий, Панамский, Керченский, Кильский и др.
Подходные каналы связывают трассы естественных судоходных морских путей с акваториями и отдельными причалами портов, обеспечивая подход к ним для производства грузопассажирских операций. Таковы каналы портов Ленинградского, Архангельского, Рижского, Вентспилского и др.
По способу устройства морские каналы делятся на открытые и закрытые (шлюзованные).
Открытые каналы имеют свободное сообщение с внешней и внутренней акваториями из-за одинакового уровня воды. Открытые морские каналы разделяются на неогражденные и огражденные. Неогражден-ный канал представляет собой выемку определенного профиля, устроенную по морскому дну. Таким образом устроено большинство подходных каналов в СССР и в зарубежных странах. Огражденный канал защищен от волнения и наносов искусственными сооружениями— дамбами, волноломами, молами. Некоторые каналы в смысле способа устройства можно назвать комбинированными: трасса их имеет огражденные и неогражденные участки.
Закрытые (шлюзованные) каналы устраивают при наличии разных уровней воды в соединяемых водных бассейнах. Шлюзованными каналами являются Беломорско-Балтийский, Панамский и др.
По интенсивности судоходства каналы делятся на классы в зависимости от суточного судооборота: I класс— более 5 судов, II класс — 2—5 судов, III класс — менее 2 судов.
Основные параметры каналов. К основным элементам морских каналов относятся трасса, размеры поперечного сечения, продольный профиль.
Трасса— расположение продольной оси канала—-зависит от топографии, рельефа местности, геологического строения участка предполагаемого района строительства канала. Из гидрологических факторов наибольшее значение при выборе трассы имеют волнение и заносимость.
Наилучшей трассировкой канала следует признать такую, когда направление господствующих ветров, течений, волнения и потока на-20
носов совпадают с направлением проектируемой трассы.
Трассу канала следует делать по возможности прямолинейной, но не более чем на 15— 17 км на одном участке по условиям дальности видимости створов. Конфигурация трассы зависит и от геологического строения грунтов дна.
Безопасность судоходства на каналах требует, чтобы изменение направления трассы произ-
в
а)
ЖЖ
(0,8+1,5)8
(0,8+1,5)8
(1,6^5,0)8г
Рис. 9. Схема для определения ширины канала:
а и б — однопутный и двухпутный канал
T1W
водилось по плавным кривым, а экономические требования состоят в том, чтобы радиус закругления был наименьшим.
По рекомендациям проф. П. И. Божича наименьший радиус закругле-
ния в зависимости от расположения каналов и при скоростях движения судов по каналу, не превышающих 10 уз, составляет (в м): на море R = 4,5 Lpac; на территории R = 3,5 Врас, где £рас — наибольшая длина расчетного судна, м.
Для безопасного прохождения судов следует уширять канал по дну на закругленных участках или закругление трассы выполнить по наибольшему радиусу:
О ___________Трас_____
max 0,05Lpac4-2,5
(1)
где /?тах — наибольший радиус закругления (в м), при котором не требуется уширения канала на закруглении.
Глубина канала
Н = Т Н- 2Z,
(2)
где Т — осадка расчетного судна в полном грузу на равный киль, м;
SZ—суммарный запас глубины, определяемый по нормам технологического проектирования (НТП).
Ширину канала определяют исходя из ширины судна В и дополнительного запаса (в долях ширины судна), устанавливаемого в зависимости от управляемости судна, интенсивности ветра и течений, обусловливающих возможность сноса и дрейфа, степени размываемости откосов винтами судна.
В этом случае канал по ширине разбивают на три полосы — среднюю навигационную (маневровую) и две боковые, примыкающие к откосам канала (рис. 9), для одно- или двустороннего движения, в зависимости от условий судоходства ширину принимают по данным, приведенным в табл. 1.
На закруглениях трассу канала уширяют на величину АВ. По НТП величина уширения зависит от радиуса закругления. Тот и другой показатель берется в отношении длины расчетного судна (см. табл. 1).
21
Табл ?. i a I
Ширина канала и отдельных его частей в зависимости от трассы и условий судоходства, м
Канал, условия судоходства навигационной полосы Ширина Уширение как । л i
полосы у откоса расчетная капала
Однопутный, неблагоприятные (2,6—3) В 1,5 В (5,64-6) В При 7?М4412)2рас
Однопутный, благоприятные (1,6-4-2) В 0,8 В (3,243,6) В ДВ--(0,1240.02)£рас
Двухпутный, неблагоприятные (6,24-7,9) В 1,5 В (9,2410) В При 7?—(441’2'2рас
Двухпутный, благоприятные (4,24-5,0) В 0,8 В (5,846,6) В ДВ--(0,2440,С>4)2рас
При проектировании каналов очень важно правильно выбрать крутизну или уклон откосов. Величина эта зависит от вида и состояния грунта и изменяется в широких пределах от 1 : 20 и 1 : 30 для илов, глин, суглинков в текучем состоянии, принимая значение 1 : 5 и 1 : 7 для песков средней плотности и плотных, до 1 : 2 и 1 : 3 для глин и суглинков пластичных.
Продольный профиль канала зависит от условий естественного режима и типа канала. Профиль дна должен обеспечить судоход (тую глубину по всей трассе канала. При устройстве канала в устье реки продольный профиль дна канала должен трассироваться по уклону воды.
§ 9. ЗАНОСИМОСТЬ КАНАЛОВ
Заносимость морских каналов существенно снижает их навигационный режим и увеличивает стоимость эксплуатации. Выбор трассы и профиля канала должен обеспечить наименьшую его размываемость и заиляемость, а для этого скорости течения воды должны быть возможно меньшими и не превышать 1 м/с.
Заносимость на каналах СССР колеблется в пределах от 0,1 до 2 м в год. Канал с заносимостью 0,8 м в год относится к неблагоприятным.
Каналы подвержены заносимости по двум причинам: из-за отложения в прорези донных и взвешенных наносов (внешняя заносимость) и оползания грунта откосов, связанного с производством дноуглубления при устройстве или подчистке канала (внутренняя заносимз-спь).
Внешняя заносимость увеличивается при увеличении угла между направлением течений и волнений и трассой канала; взвешенные и донные наносы, теряя скорость перемещения из-за увеличения толщины воды на прорези канала, осаждаются в его пределах.
Для сохранения гарантированных глубин на канале проводят еле-дующие мероприятия: переуглубление прорези, устройство боковых прорезей параллельно трассе канала, строительство оградительных дамб, волноломов и струенаправляющих дамб.
22
боковая прорезь
Рис. 10. Схемы устройства боковых прорезей
В первом случае прорезь переуглубляют на заносимость, что вызывает удорожание содержания каналов; недостаточный запас глубин может вызывать потерю гарантированных и, следовательно, недогруз судов, проходящих по каналу.
Параллельные прорези устраивают для защиты канала от заносимости при движении наносов под углом к трассе канала. Эти прорези могут быть расположены с одной стороны или с обеих сторон на некотором расстоянии от бровки канала (рис. 10), в зависимости от направления поступающих в канал наносов.
Размеры боковых прорезей и расстояние их от бровки канала зависят от параметров волн. Необходимость устройства прорезей требует подтверждения лабораторными исследованиями или анализом работы их в натуре на ранее выполненных сооружениях.
В портах на открытых морских побережьях подходные каналы могут быть под защитой волноломов, если волноломы выведены на естественные судоходные глубины.
При устройстве порта и канала в устье реки следует использовать течение реки, а также сгонно-отливные явления для выноса наносов за пределы подходных каналов. С этой целью устраивают струенаправляющие дамбы. Так устроен, например, подходный канал к Рижскому порту и канал в устье реки Миссисипи.
Часть вторая
ОСНОВАНИЯ ГИДРОТЕХНИЧЕСКИХ СООРУЖЕНИЙ
Глава IV
ХАРАКТЕРИСТИКА ГРУНТОВ, РАСПРЕДЕЛЕНИЕ В НИХ НАПРЯЖЕНИЙ И ПРЕДЕЛЬНОЕ РАВНОВЕСИЕ ГРУНТОВ
§ 10. ХАРАКТЕРИСТИКА ГРУНТОВ И ИХ СТРОИТЕЛЬНЫЕ СВОЙСТВА
Грунтами называют горные породы (изверженные, осадочные, метаморфические), которые служат основаниями и средой для сооружений или применяются как природные строительные материалы для возведения самих сооружений (насыпи, земляные плотины и т. д.).
В состав грунтов входят твердые минеральные частицы, вода и газообразные включения. Такая трехфазная система частиц будет существовать при неполном водонасыщении грунта. При полном водонасы-щении получшм класс двухфазных грунтов, так называемую грунтовую массу.
Под связностью грунтов понимается сопротивление, препятствующее взаимному смещению (отрыву) его частиц. Связность зависит от величины действующих между частицами молекулярных сил. Эти силы зависят от площади соприкосновения частиц и от количества молекулярно связанной воды.
К несвязным или сыпучим грунтам относят песчаные грунты, состоящие из крупных частиц размером более 0,1 мм, имеющих форму зерен с малой площадью соприкосновения.
Грунты, в состав которых входит большое количество глинистых мелких частиц (размером от 0,00001 до 0,005 мм), имеющих чешуйчатую форму (толщина у них в 10—50 раз меньше их большего размера) с большой площадью соприкосновения называют связными грунтами. Состояние этих грунтов зависит от прочности связей между частицами.
Если в грунте имеется только связанная вода, удерживаемая молекулярными силами притяжения (толщина слоя воды до 0,0005 мм), то считают, что грунт находится в твердом состоянии. При увеличении влажности и появлении свободной воды он переходит сначала в пластичное, а затем в текучее состояние. Свободная вода разъединяет частицы, уменьшая прочность связей и увеличивая их подвижность.
Состояние связных грунтов, зависящее от влажности и подвижности частиц, называется консистенцией (густотой) грунта.
Структурные связи могут разрушаться не только при увеличении влажности, но и в результате динамических вибрационных нагрузок, способствующих разжижению грунта. После прекращения этих на-24
грузок, прочность связей между частицами восстанавливается. Это явление, характерное для связных грунтов, называется тиксотропией.
Строительные нормы и правила СНиП П-Б.1—62) [27] различают скальные, крупнообломочные, песчаные и глинистые грунты оснований.
Скальные грунты. К ним относятся изверженные, осадочные или метаморфические породы с жесткой связью между зернами (спаянные или сцементированные), залегающие в виде сплошного массива или трещиноватого слоя (граниты, песчаники, известняки и др.).
Практически скальные грунты можно считать несжимаемыми и они представляют собой наиболее прочные основания для сооружений. Однако следует иметь в виду, что вода (особенно при наличии кислоты) может растворять и выщелачивать основной материал породы или ее цементирующее вещество.
Грунты, имеющие предел прочности при сжатии в водонасыщенном состоянии менее 500 Н/см2 (мергели и др.), а также растворяемые или размягчаемые водой (гипс, гипсовые песчаники и т. п.), называются полускальными грунтами.
Воздействие воды на скальные грунты измеряется коэффициентом размягчения &разм, представляющим отношение пределов прочности при сжатии грунта в водонасыщенном и в воздушносухом состояниях. Скальные грунты называют размягчаемыми, если &разм < 0,75.
Крупнообломочные грунты. К ним относят несцементированные грунты, содержащие по массе более половины обломков кристаллических или осадочных пород с размерами более 2 мм. Здесь различают щебенистый, а при преобладании окатанных частиц галечниковый грунт, если масса частиц крупнее 10 мм составляет более 50%, и дресвяный, а при преобладании окатанных частиц гравийный грунт, при массе частиц крупнее 2 мм более 50%.
Здесь используют термины: щебень — неокатанные обломки горных пород размером от 100 до 10 мм, окатанные обломки таких размеров называют галькой', дресва — острореберные обломки выветривающейся породы размером от 10 до 2 мм, окатанные обломки называют гравием.
Крупнообломочные грунты (они могут быть элювиального, делювиального или аллювиального происхождения) обычно являются хорошими основаниями, слабо уплотняются под нагрузкой, не меняют своих свойств при увлажнении, слабо размываются водой и хорошо сопротивляются сдвигу, имея значительный угол внутреннего трения <р.. Обычно эти грунты находятся в плотном состоянии, однако в чистом виде, без примесей песчаных и глинистых частиц, в природе встречаются довольно редко. В ряде случаев особую опасность представляют крупнообломочные грунты с наклонными прослойками глинистых и пылеватых частиц, так как при увлажнении в этих прослойках могут образоваться поверхности скольжения.
Песчаные грунты. К ним относят грунты, являющиеся продуктом физического выветривания скальных пород, которые в сухом состоянии становятся сыпучими и содержат менее половины по массе частиц крупнее 2 мм (в основном от 2 до 0,05 мм).
25
По минералогическому составу пески бывают кварцевые (они наиболее прочные), сланцевые и известковые. В песках, как правило, содержатся пылеватые и глинистые частицы в количестве до 3%.
В зависимости от содержания частиц различной крупности песок подразделяют на: гравелистый — масса частиц крупнее 2 мм составляет более 25%; крупный — масса частиц крупнее 0,5 мм составляет более 50%; средней крупности — масса частиц крупнее 0,25 мм составляет более 50%; мелкий — масса частиц крупнее 0,1 мм составляет более 75%; пылеватый — масса частиц крупнее 0,1 мм менее 75%).
Пески любого происхождения, имеющие достаточную плотность сложения, являются хорошими основаниями для сооружений и легко разрабатываются механизмами. При прочих равных условиях чем крупнее песок, тем выше его несущая способность.
Увлажнение песчаного грунта может привести к ухудшению его строительных свойств. Оно незаметно в крупных песках и возрастает по мере уменьшения размера частиц. Особенно велико влияние увлажнения на мелкие и пылеватые пески с илистыми и глинистыми примесями, обретающие под влиянием давления в водонасыщенном состоянии свойство текучести.
При высыхании и увлажнении пески не изменяются в объеме, обладают хорошими фильтрационными свойствами и быстро уплотняются под действием нагрузки — стабилизация осадки заканчивается в основном в период постройки сооружения.
Глинистые грунты. К ним относятся связные грунты, обладающие пластичностью — свойством изменять форму под давлением и сохранять ее после снятия давления. Эти грунты способны при добавлении воды переходить из твердого состояния в тестообразное, а при дальнейшем увлажнении — в текучее.
Классификация глинистых грунтов производится в зависимости oi находимого числа пластичности (табл. 2).
Классификация глинистых грунтов
Наименование грунта 1 । Число пластичности Ь”п Содержание глинистых частиц, %
Супесь 1—7 3— 10
Суглинок 7—17 10—30
Глина Более 17 1 Более 30
Опыты показали, что число пластичности связано с содержанием в грунте глинистых частиц, т. е. частиц размером менее 0,005 мм; чем больше таких частиц, тем больше число пластичности (см. табл. 2).
Глинистые грунты относятся к обломочно-химическим образованиям, так как в них, кроме обломков зерен минералов (песчаные и пылеватые частицы), содержатся глинистые и коллоидные частицы. В большом количестве песчаные частицы имеются в супесях и суглинках, в глинах же их почти нет.
26
Фильтрационная способность глинистых грунтов незначительна, [фактически их можно считать водонепроницаемыми.
Строительные свойства глинистых грунтов находятся в прямой зависимости от их влажности. В зависимости от этого глину можно рассматривать как вязкую жидкость, как пластичное или твердое тело, В твердом состоянии грунт представляет собой весьма надежное основание. а при текучей консистенции основание будет обладать малой иесуш,ей способностью. Основания из глинистого грунта в пластичном состоянии в большинстве случаев являются удовлетворительными. Процесс уплотнения глинистых грунтов под нагрузкой протекает медленно, а осадка сооружений продолжается многие годы и десятилетия.
Эти грунты обладают свойством набухания при увлажнении, затвердевают с уменьшением своего объема при высыхании и способны размокать, изменяя при этом свои свойства.
Глинистые грунты, имеющие видимые невооруженным глазом поры, называются макропористыми (лессовые и лессовидные грунты). Они обладают просадочными свойствами: лессовый грунт, находящийся в напряженном состоянии (например, от массы сооружения) в условиях. когда деформации уплотнения практически завершены, способен при замачивании давать значительные дополнительные осадки при премией нагрузке.
К глинистым грунтам, находящимся в начальной стадии формирования, относятся илы, представляющие собой тонкозернистый микроструктурный осадок водных бассейнов. Обычно в естественных условиях илы находятся в текучем состоянии; при высушивании они затвердевают. Различают илы морские и континентальные (озерные п речные). По гранулометрическому составу они близки к глинам, по часто содержат большое количество органических веществ (до 10?<> и более), придающих им серую окраску и специфический запах. Илы обладают исключительно большой пористостью и ничтожной несущей способностью, а потому для использования в качестве естественного основания они обычно непригодны. Для них характерно и малое сопротивление сил трения, что следует учитывать при применении в них свайных фундаментов.
Во многих илах содержатся органические кислоты, вредно действующие на бетон сооружений и фундаменты.
Глубоко залегающие илистые грунты, уплотненные мощными напластованиями верхних слоев, иногда могут служить надежными основаниями, хотя при извлечении проб из буровых скважин и кажутся на вид слабыми.
§ 11. ФИЗИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ
Одной из характеристик этих свойств является гранулометрический (или зерновой) состав грунта — относительное содержание частиц различной крупности, выраженное в процентах от общей массы исследуемого грунта.
27
Степень неоднородности грунта по гранулометрическому составу характеризуется коэффициентом неоднородности:
йбо/ю — , (3)
йю
где d60, d10 — диаметр частиц, меньше которого в грунте содержится соответственно 60 и 10% по массе.
Величина /?go/io не может быть меньше единицы и в реальных условиях не бывает больше 200. Чем меньше этот коэффициент, тем однороднее грунт. При ^бо/ю>3 песчаные грунты считаются неоднородными.
Различают характеристики основные, которые можно определить только опытным путем в лабораторных или полевых условиях, и производные, которые можно вычислить по формулам, имея основные характеристики. В данном случае основными характеристиками являются тРи: Ъд, у и Ж
Удельная плотность ууд (кН/м3 или Н/см3) — отношение веса частиц грунта, высушенных до полной потери влаги (до 105°С), к объему,, занимаемому этими твердыми частицами, т. е. без учета объема пор. Она характеризует в основном минералогический состав грунта и определяется пикнометрически. Этот показатель меняется в небольших пределах и его можно принимать равным (в кН/м3): для песков — 26,6, супесей — 27,0, суглинков — 27,1 и для глин — 27,4.
Объемный вес грунта у (кН/м3 или Н/см3) — это вес единицы объема грунта (вес скелета грунта и воды в его порах). Эта важнейшая характеристика должна определяться с точностью до 0,1 кН/м3 по образцам грунта с ненарушенной структурой (нужно сохранить объем и влажность образца).
Весовая влажность грунта W (в долях единицы или в %) •— это отношение веса воды в данном объеме грунта к весу этого грунта после полного высушивания при 105° С.
Перейдем к определению производных характеристик.
Объемный вес скелета грунта ус1. (кН/м3 или Н/см3) — отношение веса образца грунта, высушенного при 105° С до постоянного веса, к объему образца в ненарушенном состоянии. Весовая влажность
. (4)
Отсюда
^ск ip-r °
(5)
Для разных грунтов уск колеблется в пределах от 13 до 18,5 кН/м3.
Пористость грунта п (в долях единицы или в %) — это отношение объема пор к общему объему грунта, т. е. это объем пор в единице объема грунта. Пористость зависит от гранулометрического состава, от формы и взаимного расположения частиц и от действующего давления, 28
Обозначив через т ~ — — объем твердых частиц в единице объема Туд
грунта, можно написать п + т 1.
Таким образом, n=l — т=1— -^=1--------------------------у-----. (6)
Туд Туд(1 + ®/)
Значительно более удобной характеристикой является коэффициент пористости &—безразмерная величина, представляющая собой отношение объема пор грунта к объему его скелета:
Ууд—Тек
/тг т Тек
(7>
Коэффициент пористости грунта для условий естественного зале-* гания представляет важнейшую характеристику природной уплотненности грунтов. Величина s меняется от 0,20 до 1,5, а для органоминеральных грунтов— от 2 до 12. Для достаточно уплотненных грунтов 8 < 1; при s > 1 грунты являются весьма рыхлыми и неуплотненными и строительство на таких грунтах жилых зданий и промышленных сооружений требует специальных мер по их упрочнению.
Коэффициент 8 = =-= у—; п &т.
Отсюда
(8)
Для чистых (не слюдистых) песков величина с в достаточной степени характеризует плотность сложения грунта (табл. 3).
Таблица 3
П л о тность песчаных грунтов
11ссок Коэффициент пористости 8 при грунте
плотном средней плотности рыхлом
Гравелистый, крупный и средней крупности Мелкий Пылеватый Менее 0,55 » 0,60 » 0,60 0,55—0,70 0,60—0,75 0,60—0,80 Более 0,70 » 0,75 » 0,80
Более общей характеристикой плотности песчаных грунтов любого минералогического состава служит их «относительная плотность» пли «индекс плотности»:
Гт ах &
Гт ах гт|Г1
(10)
29
где гшах — коэффициент пористости в самом рыхлом его состоянии (определяется при осторожном насыпании сухого грунта в сосуд);
г — коэффициент пористости грунта в естественном состоянии;
Спин — коэффициент пористости в самом плотном состоянии (проба * грунта уплотняется до постоянного минимального объема в колбе путем вибрирования или постукивания).
При /Пл "С 1/3 грунт рыхлый; /пл = 1/34-2/3— средней плотности; /пл = 2/34-1 — плотный.
Определение характеристик плотности (е, /пл) для песков, залегающих ниже уровня грунтовых вод, иногда затруднительно и даже невозможно (нельзя получить пробу ненарушенной структуры). В последние годы широкое применение получил метод динамического и статического зондирования в условиях естественного залегания грунтов.
При динамическом зондировании под действием свободно падающего молота весом 635 Н с высоты 71 см забивается вертикально на 31 см в грунт пробоотборник с наружным диаметром 51 мм. По числу ударов, необходимому для забивки пробоотборника, по таблице устанавливается величина индекса /11л, п по нему присваивается наименование грунта по плотности.
При более эффективном статическом способе зондирования в грунт специальной установкой вдавливается стандартный конус (Щ 36 мм, угол при вершине 60е) с определением по динамометру предельного сопротивления грунта вдавливанию. По нему, используя имеющиеся таблицы, устанавливается плотность песков и консистенция глинистых грунтов.
Объемный вес грунта, взвешенного в воде уизв (кН/м3 или Н/см3) находится с учетом потери веса частиц скелета грунта по закону Архимеда:
Твав^-(Туд—?»)/«== (Туд—Ув) (!—«)-- А-"?"’' О1)
где 10,3 кН/м3 объемный вес морской воды. Для наиболее распространенных грунтов величина увзв колеблется в пределах 9,0—10,5 кН/м3.
Полная влагоемкость грунта WA в (в долях единицы)—это весовая влажность при полном заполнении пор грунта водой, равная отношению веса воды в объеме пор к весу твердых частиц:
и. в
пук
тУу?
Дг
1 8
П’в
У уд
(12)
Степенью влажности грунта G (в долях единицы) называется отношение природной влажности грунта к его полной влагоемкости:
G . (13)
т. е. это доля заполнения объема пор грунта водой.
30
Степень влажности природных глинистых грунтов близка к единице. Несвязные (сыпучие) грунты по СНиП разделяются на следующие группы: маловлажные при G<3 0,5; влажные при 0,5 < G<C 0,8 и насыщенные водой при G > 0,8.
Пример 1. Уточнить классификацию мелкого песка, для которого по результатам лабораторных исследований 26,6 кН/м3; 7 - 18,7 кН/м3;
18,7
U" = 0,136; 7ск~~] j_ q “= 16,5 кН/м3;
96,6—16,5 ‘ ’ 0,136 26,6
16,5 "“0,612; G'“0,612 • 10,3"
0,575, т. е. имеем мелкий по
Рис. И. Состояния глинистых грунтов в зависимости от влажности:
/ __ твердое; 2 — пластичное: 2 — текучее
к средней плотности, влажный.
При неполном водонасыщении (G < 1) грунт будет представлять грехфазную систему частиц; при полном же водонасыщении (G =-= 1) неуплотненные грунты—• пески, супеси, илы, слабые суглинки и глины при наличии в порах свободной гидравлически непрерывной воды представляют собой класс двухфазных грунтов (грунтовую массу).
Для глинистых грунтов первостепенное значение имеет не общий зерновой состав, а содержание мельчайших глинистых частиц размером менее 0,905 мм п главное — диапазон влажности, в котором грунт будет, пластичным. Характеристикой этого диапазона служит число пластичности Wjf-n предложенное шведским проф. Аттербергом,
(14)
где Wy — граница текучести, равная весовой влажности, при которой грунт переходит в текучее состояние (определяется стандартным испытанием с помощью специального прибора);
Wp—граница раскатывания, равная весовой влажности (в %), при которой грунт теряет свою пластичность и переходит в полутвердое состояние (грунтовое тесто, раскатанное в жгут толщиной 3 мм, начинает крошиться).
Эти границы в сопоставлении их с природной влажностью грунтов хорошо характеризуют физическое состояние глинистых грунтов: по СНиП число пластичности является единственным основанием для отнесения грунта к глинам, суглинкам или супесям (см. табл. 2). Все сказанное свидетельствует о том, что состояние глинистого грунта изменяется с изменением влажности, причем чем больше в грунте глинистых частиц, тем в больших пределах изменения влажности грунт будет находиться в пластичном состоянии (рис. 11). Заметим, что термины «пластичное» и «твердое» состояние употребляются только для характеристики консистенции глинистого грунта, а не в том смысле, какое придается им в строительной механике.
Уплотненность глинистых грунтов определяется их консистенцией, под которой понимаются густота и вязкость грунтов, обусловливающие их способность сопротивляться пластическому деформированию и
51
зависящие как от количества воды в единице объема грунта, так и от сил взаимодействия между его частицами.
Показателем консистенции служит относительная консистенция В (по СНиП) или индекс текучести J т (по международным обозначениям):
В зависимости от консистенции по данным табл. 4 глинистому грунту дается наименование.
Таблица 4
Виды глинистых грунтов в зависимости от консистенции
Наименование грунтов
Консистенция В
Супеси
Твердые Пластичные Текучие
Менее 0 (т. е. W < 1%)
От 0 до 1
Более 1
Суглинки и глины
Твердые Полутвердые Тугопластичные Мягкопластичные Текучепластичны с Текучие
Менее 0 (т. е. О— 0,25
0,25—0,5
0,5—0,75
0,75—1
Более 1
Консистенция глинистых грунтов может оцениваться также по результатам статического зондирования. Показатели консистенции так же важны для общей оценки глинистых грунтов, как и показатели плотности для грунтов песчаных (на их основе назначаются расчетные сопротивления оснований). Консистенция учитывается также и для установления применимости тех или иных расчетных теорий.
Пример 2. Установить наименование связного грунта, для которого по результатам лабораторных исследований W — 19%; — 16?6; 1ЕТ — 26%.
п/ 19—16
Находим =26 — 16 - - 10%, В = —— = 0,3; т. е. имеем суглинок тугопластичный.
§ 12. МЕХАНИЧЕСКИЕ СВОЙСТВА ГРУНТОВ
Одна из основных особенностей грунтов заключается в том, что они не являются сплошными телами, а имеют поры, частично или полностью заполненные водой. Характерным свойством грунтов, существенно отличающим их от массивных горных пород и других твердых тел, является сжимаемость, заключающаяся в способности грунтов под влиянием внешних воздействий изменять свое строение на более компактное за счет уменьшения пористости грунта. Не следует смеши-.32
(17)
вать сжимаемость грунтов, как весьма характерное их свойство, обусловливаемое изменением пористости, с общей деформируемостью грунтов, присущей всем физическим телам.
Закон уплотнения грунтов. Основой всех расчетов, связанных с сжимаемостью грунтов, является закон уплотнения, который может быть сформулирован следующим образом: при небольших изменениях уплотняющих давлений изменение коэффициента пористости прямо пропорционально изменению давления, т. е.
81— е2 = а (р2~ Pi), (16)
где р2— Р1=^Р — приращение давлений или действующее давление. Величина
Р
равная отношению изменения коэффициента пористости к величине действующего давления, носит название коэффициента сжимаемости или коэффициента уплотнения (см2/Н).
Рассмотренная закономерность аналогична закону Гука % о, т. е. относительное сжатие прямо пропорционально напряжению о. Из приведенных соотношений видно, что коэффициент сжимаемости (уплотнения) а, выражающий уменьшение коэффициента пористости на единицу увеличения напряжения, аналогичен обратной величине модуля упругости Е: чем больше а, тем при том же изменении давлений будет больше и изменение коэффициента пористости, т. е. грунт будет обладать большей сжимаемостью.
Коэффициент сжимаемости является важнейшей расчетной характеристикой грунтов, так как он входит во все формулы для расчета осадок сооружений.
Качественная оценка: если а порядка 0,0001 см2/Н (одна или несколько десятитысячных), то грунты являются малосжимаемыми надежными основаниями для сооружений; при а порядка 0,001 см2/Н грунты будут обладать средней сжимаемостью и следует учесть неравномерность осадок, наконец, при а порядка 0,01 см2/Н грунты характеризуются как чрезмерно сжимаемые и в большинстве случаев при возведении сооружений потребуется их искусственное упрочнение.
При расчетах осадок часто пользуются величиной так называемого коэффициента относительной сжимаемости а0, равной
где 80—начальный коэффициент пористости.
Можно показать, что коэффициент а0 равен относительной осадке образца или слоя грунта на единицу действующего давления.
Коэффициент сжимаемости а определяется путем лабораторных исследований на компрессионном приборе или на приборе трехосного сжатия (стабилометре).
2 Удовиченко, Яковлев 33
Проделав в стабилометре опыт с образцом грунта в условиях отсутствия боковой деформации, можно определить коэффициент бокового давления грунта равный отношению бокового напряжения о2 к вертикальному оу.
Обозначим через ц коэффициент бокового расширения грунта (коэффициент Пуассона), равный отношению поперечного относительного расширения к продольному относительному укорочению образца. Между коэффициентами £ и ц существует однозначная количественная связь, характеризуемая зависимостями:
g=—L, (20)
1-р
пользуясь которыми, зная один из коэффициентов, можно определит другой. По современным представлениям коэффициенты р, £ для каждого вида грунта изменяются в небольших пределах и их можно
Таблица 5
Значения коэффициентов g и ц
Виды грунтов £ ц
Песок 0,41 0,29
Супесь 0,45 0,31
Суглинок 0,59 0,37
Глина 0,70 0,41
принимать в соответствии с рекомендациями табл. 5.
Таким образом оказывается, что для грунтов р имеет приблизительно то же значение, что и для твердых тел.
В компрессионном приборе и в стабилометре можно определить также и модуль деформации грунта Е (кН/см2) — величину, соответствующую модулю упругости
твердых тел, но относящуюся не только к упругой части деформации, а ко всей полной деформации (упругой и остаточной). Значения Е равны: для песка — 5000 — 1100 Н/см2, для глины— 7500—500 Н/см2.
Условие прочности грунтов. В механике грунтов одним из важнейших законов является закон Кулона, устанавливающий условие проч-
ности грунтов и их сопротивляемость сдвигу:
т = о tg ср + с,
(21)
гдет—касательное напряжение, действующее в плоскости сдвига (кН/м2 или Н/см2);
о — нормальное напряжение в плоскости сдвига (кН/м2 или Н/см2);
Ф — угол внутреннего трения грунта;
с — удельное сцепление, представляющее собой сопротивление сдвигу, обусловленное силами связности между частицами грунта (кН/м2 или Н/см2).
Уравнение (21) показывает, что сопротивление связных грунтов сдвигу состоит из двух слагаемых: первого a tg ф— сопротивления трению, прямо пропорционального нормальному давлению о, и второго 34
с— сцепления, не зависящего от нормального давления (для сыпучих грунтов, не обладающих связностью с = 0).
Величины ф и с являются основными характеристиками, определяющими прочностные свойства грунта. Они учитываются в расчетах, связанных с прочностью, устойчивостью и давлением грунта на сооружения.
Величины ф и с определяются экспериментальным путем на односрезных приборах, стабилометрах, по методу шарового штампа, на полевых установках для испытания грунтов по методу лопастного среза и другими приборами и способами.
В песчаных грунтах, в зависимости от их крупности и коэффициента пористости, ф может изменяться от 24° до 43°. В глинистых грунтах в зависимости от влажности грунта и коэффициента пористости ф = - 7° -4-30°; с = 3-4-81 кН/м2.
§ 13. РАСПРЕДЕЛЕНИЕ НАПРЯЖЕНИЙ В ОСНОВАНИЯХ СООРУЖЕНИЙ
Предпосылки для расчета распределения напряжений в грунте. Для того чтобы рассчитать осадку сооружения, предварительно необходимо выяснить закон распределения напряжений в толще грунта под сооружением.
Для условий плоской задачи рассмотрим простейшую модель основания, состоящую из цилиндров одинакового диаметра (рис. 12). Нагрузка (Р = 1) передается поровну на два цилиндра первого слоя, каждый из которых передает опять-таки поровну свою нагрузку двум цилиндрам второго слоя. Нагрузка, приходящаяся на каждый цилиндр, на схеме показана дробью в долях Р = 1, причем в сумме давления, приходящиеся на цилиндры каждого горизонтального ряда, дают Р = 1.
Из рис. 12 видно, что с увеличением глубины давление передается на все большее число цилиндров; область распределения давлений расширяется, однако в каждой горизонтальной плоскости давление распределяется неравномерно, достигая максимума по оси приложения нагрузки и уменьшаясь к краям.
В условиях пространственной задачи величина и распределение давления на глубине г от подошвы фундамента будет зависеть от нагрузки Р на основание и от размеров и формы площади передачи давления.
Грунты не являются упругими телами. При первичном загружении, которое нас обычно и интересует, их деформации носят в основном остаточный характер. Однако многочисленные опыты показали, что зависимость между напряжениями и общими деформациями для рассматриваемого случая с достаточной для практических целей точностью может быть принята линейной. Это позволяет рассматривать грунты хотя и не как упругие, но как линейно-деформируемые тела.
Поэтому при решении вопроса о распределении напряжений в механике грунтов до настоящего времени применяют теорию линейно-де-формируемой среды. Для определения напряжений по этой теории будут полностью справедливы уравнения и зависимости теории упруго-2* 35
дабления
Рис. 12. Модель распределения давления в основании для условий плоской задачи
сти, также базирующиеся на линейной зависимости между напряжениями и деформациями.
Распределение давлений от действия сосредоточенной силы. Согласно решению теории упругости при действии сосредоточенной силы в условиях пространственной задачи (проф. Ж- Бусси-неск, 1885 г.) получена следующая формула для определения вертикального сжимающего напряжения о2 на горизонтальной площадке на глубине z от поверхности грунта:
ЗР 23
2л Р5
где R — расстояние от точки приложения сосредоточенной
силы до точки, где определяется давление.
Подставив в эту формулу значение 7? = Vz2, + г2 (здесь г — рас-
стояние по горизонтали от оси г, проходящей через точку приложения сосредоточенной силы до точки, в которой определяется давление),
получим
= (22)
г2
где k — безразмерный коэффициент, определяемый по формуле
Некоторые значения этого коэффициента помещены в табл. 6.
Таблица 6
Значения коэффициента k для вычисления сжимающих напряжений от действия сосредоточенной силы
r/z k r/z r/z k r/z k
0,0 0,4775 0,5 0,2733 1,0 0,0844 2,5 0,0034
0,1 0,4657 0,6 0,2214 1,25 0,0454 3,0 0,0015
0,2 0,4329 0,7 0,1762 1,50 0,0251 3,5 0,0007
0,3 0,3849 0,8 0,1386 1,75 0,0141 4,0 0,0004
0,4 0,3294 1 0,9 0,1083 2,0 0,0085 5,0 0,0001
36
Если на поверхности массива приложено несколько сосредоточенных сил Ръ Р2у Рз--- (рис. 13), то сжимающее напряжение на горизонтальной площадке в любой точке массива найдется как сумма давлений от действия каждой силы
о' -Zk Z Л л 1 & o’ О о 7
z2 z2 z^
(23)
Рис. 13. Нахождение напряжения щ при действии нескольких сосредоточенных сил
Р2
Z2
где коэффициенты k определяются
из табл. 6 в зависимости от соответствующих отношений rlz.
Пример 3. Определить вертикальное сжимающее напряжение az в точке, расположенной на глубине z — 2 м от поверхности и на расстоянии г = 1 м в сторону от линии действия силы, если Р — 600 кН (рис. 14), г/г == 1/2 — 0,5. Из табл. 6 этому отношению соответствует k — 0,2733. По формуле (22) oz =
Р 600000
= k = 0,2733 -^0Q2 = 4,1 Н/см2.
На рис. 14, а по результатам ряда вычислений о 2 при других значениях г при z = 2 м построена эпюра 1 сжимающих напряжений для сечения на двухметровой глубине, объем которой равен Р, а также эпюра 2 вертикальных напряжений на горизонтальных площадках по вер-шкальной оси г, проходящей через точку приложения силы (здесь г переменно, а г = 0).
Заметим, что небольшую область, расположенную у точки приложения силы (на рис. 14, а она заштрихована), где напряжения очень гелики, следует исключить из рассмотрения.
На рис. 14, б показаны линии, соединяющие точки с одинаковыми значениями о2, так называемые «изобары» (линии равных давлений), а весь этот рисунок иногда называют «луковицей» давлений.
Распределение давления от действия равномерно распределенной по площади прямоугольника нагрузки. Решение для этого случая получено путем двойного интегрирования выражений для сосредоточенной силы.
Вертикальное сжимающее напряжение, действующее в точке на глубине z по оси, проходящей через центр нагруженной давлением р (Н/см2) площади, будет равно
^zo = ар,
(24)
где а — коэффициент, учитывающий распределение давлений в грунте и в зависимости от отношений п = 1/Ь и т = 2 zlb, определяемый по табл. 7 (подробная таблица имеется в учебнике Н. А. Цытовича [34]);
/, Ь — наибольший и наименьший размер прямоугольника.
•Пример 4. Определить вертикальное напряжение в грунте на глубине z= — 2 м под центром прямоугольного фундамента при I = 2 м, b — 1 м, р = - 30 Н/см2.
37
Рис. 14. Эпюры вертикальных сжимающих напряжений az
Для -у-—и -у-=-у-=4 из табл. 7 находим: а=0,189. По формуле (24) azo = аР ~ 0,189-30=5,67 Н/см2.
Таблица 7
Значения коэффициента а
т Круглые Фундаменты Прямоугольные фундаменты с отношением сторон п Ленточные фундаменты при 1 0
1 1 Г4 | 2 4 1 5
0,1 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000 1,000
0,4 0,949 0,960 0,972 0,976 0,977 0,977 0,977
1,2 0,547 0,606 0,682 0,727 0,753 0,754 0,755
2,0 0,285 0,336 0,414 0,481 0,540 0,545 0,550
3,2 0,130 0,160 0,210 0,267 0,348 0,360 0,374
4,0 0,087 0,108 0,145 0,189 0,270 0,285 0,306
5,2 0,053 0,066 0,091 0,123 0,191 0,208 0,239
6,0 0,040 0,051 0,070 0,095 0,155 0,172 0,208
7,2 0,028 0,036 0,049 0,068 0,117 0,133 0,175
10,0 0,015 0,019 0,026 0,037 0,067 0,079 0,126
12,0 0,009 0,015 0,020 0,028 0,051 0,060 0,104
Метод угловых точек. Вертикальное сжимающее напряжение оzy на глубине z по вертикальной оси, проходящей через угол нагруженного прямоугольника, определяется по формуле
Р
(25)
где а—коэффициент, определяемый из табл. 7 при т = у (по-прежнему п = 1/Ь).
Это решение положено в основу метода угловых точек, который на основании принципа независимости действия сил позволяет определить давление по вертикальной оси, проходящей через любую точку поверхности основания, при условии, что рассматриваемую площадь можно разделить на ряд прямоугольников таким образом, чтобы их углы на-38
ходились на упомянутой вертикальной оси. Тогда сжимающее вертикальное напряжение в этой точке будет равно алгебраической сумме напряжений от прямоугольных площадей загрузки, для которых эта точка является угловой.
Рассмотрим три основных случая:
1) точка М находится на глубине z внутри прямоугольника давлений (рис. 15, а). Здесь
zv = ~~(p^BFME + ОСЛЯМЕ +
* 4
<%dhmg)- (26)
Рис. 15. Расчетная схема к методу
угловых точек:
1 — эпюра вертикальных сжимающих на-
2) точка М. находится на КОН- пряжений по горизонтальным площадкам ' вдоль вертикальной оси, проходящей через
туре прямоугольника внешних дав- точку м
лений; здесь частный случай фор-
мулы (26) (площадь загрузки разбивается на два прямоугольника);
3) точка М. вне прямоугольника давлений (рис. 15, б). В этом случае
О^у “ ~~ (&FBEM‘— ^FCI-IM — <%GAEM + <%GDHm)-
(27)
Все коэффициенты а, используемые в формулах (26) и (27), находятся в соответствии с указаниями, данными к формуле (25).
Метод угловых точек может быть использован также при действии нагрузки различной интенсивности (например, в зданиях различной этажности), а также при учете влияния соседних фундаментов.
Способ элементарного суммирования. При переменной интенсивности давления р, а также для площадей загрузки сложной формы, которые нельзя разделить на прямоугольники (криволинейное очертание в плане, наличие треугольников и более сложных фигур), метод угловых точек неприменим. В этом случае используют способ элементарного суммирования: загруженную площадь разбивают на элементарные площадки, в пределах которой нагрузку считают равномерной и заменяют се сосредоточенной силой, действующей в центре тяжести площадки.
Сжимающее вертикальное напряжение в любой заданной точке линейно деформируемого полупространства находится по формуле (22), суммируя напряжения от элементарных сосредоточенных сил
(28)
где ki — коэффициент, определяемый по табл. 6 в зависимости от отношения rjz (здесь ц — проекция на горизонтальную плоскость расстояния от центра тяжести f-ro элемента до рассматриваемой точки; z— глубина);
п — число элементов.
39
§ 14. ДАВЛЕНИЕ ГРУНТОВ НА ПОРТОВЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Классический метод Кулона для активного и пассивного давления [36]. Активное давление. Положение плоскости обрушения BN (рис. 16, а), соответствующее максимальному давлению грунта на стенку, может быть определено из выражения
tg 0 — ^°‘sin ф+cos (X Ao-cos ф—sin а
(29)
где
___ -ж / sin (ф+^) cos (а— р) 0 У cos (а + 6) sin (ф — р)
В этих формулах и далее угол наклона а стенки к вертикали принимается положительным, если стенка отклоняется от грунта; соответственно угол р наклона поверхности засыпки к горизонтали принимается положительным при наличии поднимающегося откоса. На рис. 16, а показано положительное направление этих углов; схема с отрицательными значениями углов аир изображена на рис. 16, в.
Полная интенсивность давления грунта на стенку и равнодействующая этого давления Е отклонена от нормали к стенке на угол трения грунта по стенке 6 (рис. 16, г). При выполнении расчетов удобнее оперировать не величиной £, а ее горизонтальной и вертикальной составляющими Ех и Еу. При этом
Еу = Ех tg (а + 6). (31)
Можно пользоваться также нормальной и касательной составляющими Е (см. рис. 16, г), но это менее удобно. Заметим, что если при стенке, наклоненной на грунт, сила Е окажется направленной снизу вверх (см. рис. 16, в), то для расчета ее направление принимают горизонтальным.
Необходимое для построения эпюры выражение для коэффициента горизонтальной составляющей активного давления имеет вид
cos2 (ф—а)
(30)
к
sin (ф—р)
2
о cos2 а
(а + о) cos (а — р) _
(32)
Для определения составляющей Ех удобнее строить эпюры отдельно: только от грунта (без нагрузки) и только от нагрузки на поверхности засыпки. При этом ординаты эпюр будут равны (рис. 16, б):
(у у = уМх;
— qkxm->
1 т-= ------------,
I + tg ot’ig р
где у— объемный вес грунта.
40
(33)
(34)
(35)
Рис. 16. Расчетные схемы для случая активного давления грунта при равномерной нагрузке на засыпке
Горизонтальные составляющие Еху и Exq равны площадям построенных эпюр, а линии действия этих сил находятся на уровне центра тяжести эпюр. Эти силы переносят на заднюю грань стенки и в этих же точках прикладывают вертикальные составляющие Еуу и Eyq9 (см. рис. 16, а) определив их величины по формуле (31).
Изложенная методика в максимальной степени облегчает нахождение сдвигающих и удерживающих сил, опрокидывающих и удерживающих моментов, необходимых для дальнейших расчетов стенки.
В случае отсутствия нагрузки (д = 0) формулы (29) — (33) сохраняют прежний вид.
Приведенными общими выражениями следует пользоваться и во всех встречающихся частных случаях: при вертикальной стенке и наклонной поверхности засыпки нужно принять а = 0; при наклонной стенке и горизонтальной засыпке — р = 0 и т. д.
В наиболее простом случае для вертикальной идеально гладкой стенки при горизонтальной поверхности засыпки (а = р = 6 = 0) можно получить:
е = 45° + -2-; (36)
^ = tg2(45’-^-). (37)
Во всех других случаях значения 9 и кх будут иными.
Все приведенные формулы в рамках теории Кулона являются строгими. Как видно из вышеизложенного, положение плоскости обрушения и значение коэффициента %х в общем случае зависят от углов ф, S, а, р и не зависят от величин q, у, h.
41
Рис. 17. Эпюра давления в случае сложной пригрузки на засыпке
Рассмотрим случай наличия сложной пригрузки на засыпке (рис. 17). Воздействие сосредоточенных сил мы рассматривать не будем, так как практически при расчете в гидротехнических сооружениях нагрузки всегда будут распределены по той или иной площади.
При необходимости учета пригрузки (см. рис. 17) вначале по формулам (29), (30) и (32) находится положение плоскости обрушения и значение коэффициента Кх и затем из точек поверхности засыпки, где изменяется интенсивность
нагрузки, проводят линии, параллельные найденной плоскости обрушения. Ход дальнейшего расчета ясен из рис. 17. При этом
= q^xm. (38)
Величины ЕхУ и Eix равны площадям соответствующих эпюр, а вертикальная составляющая
Elv = Eix ig (а + 6).
(39)
В данном случае было принято, что положение плоскости скольжения остается таким же, как и при равномерной нагрузке на всей призме обрушения. В действительности это является дополнительным допущением и вовсе не следует из теории Кулона.
Как показано далее в настоящем параграфе, в случае неравномерной нагрузки угол 9 зависит не только от величин углов ф, 6, а, р, но и от интенсивности и положения нагрузок qh объемного веса грунта и высоты стенки h. Поэтому в случае воздействия сложной нагрузки рассмотренный приближенный прием рекомендуется использовать только при предварительных проектировках.
Пассивное давление. Ход рассуждений и методика построения эпюр в случае пассивного давления аналогичны активному. Направление равнодействующей пассивного давления отклоняется от нормали к стенке на угол б, но по сравнению с активным давлением этот угол откладывается от нормали в другую сторону. Прежние расчетные формулы (29), (30), (32), (36) и (37) получают вид:
tg е = cQsa~^osin(p . (40)
Kq cos ф — sin a
X 1 / 5ш(ф+б) со5(а—p)
0 ]/ cos (a—6)8ш(ф+р)
42
Кх
COS2 (ф + а)
sin (ф + 6) sin (<p+p) cos (a—6) cos (a — p)
2
cos2 a
(42)
e = 45°—
2
(43)
(44)
Уточненный метод Кулона для случая сложной пригрузки при наличии сейсмических воздействий и при их отсутствии. В соответствии с СНиП проектирование гидротехнических сооружений в десятках портов и портовых пунктов должно вестись с учетом сейсмической нагрузки. Имеющиеся данные показывают, что наибольшие повреждения при землетрясениях испытывают сооружения гравитационного типа, воспринимающие значительное давление грунта, которое при сейсмическом воздействии существенно увеличивается.
Поставленная задача решена в рамках теории Кулона, однако в рамках этой теории она решена строго [36].
Случай наклонной стенки с горизонтальной поверхностью засыпки и равномерно-распределенной нагрузкой интенсивностью q, начинающейся на расстоянии а от верхней грани стенки (рис. 18, а), В данном случае особенностью расчета является учет сейсмической силы инерции St, вызванной весом сдвигающегося объема грунта, приложенной в центре тяжести призмы обрушения и направленной горизонтально в сторону стенки.
Сила Si выражается через массу mi сдвигаемой призмы и сейсмическое ускорение /:
5г = тг/ = -^/ = СгКс. (45)
где — коэффициент сейсмичности, назначаемый по СНиП
g П-А. 12—69;
Gi — вес соответствующего объема грунта; g—ускорение силы тяжести.
Обозначив через со угол отклонения от вертикали силы, являющейся равнодействующей силы тяжести Gi и силы Sh имеем (см. рис. 18, а):
tg®=~=Kc;
Gi
_ Gi
COS (0
(46)
(47)
Аналогично, интенсивность равномерно распределенной нагрузки на поверхности засыпки с учетом сейсмической составляющей нагрузки
COSCO
(48)
43
Рис. 18. Расчетная схема для определения давления засыпки при наличии сейсмических воздействий
Воспользовавшись силовым треугольником, построенным для призмы обрушения (рис. 18, в), можно получить следующую формулу для равнодействующей сейсмического активного давления грунта для любой плоскости обрушения, наклоненной к вертикали под углом
Е _ (tg а + tg p-s) [1 + tg (P + Ф)] 2cos(a + 6) [tg (P + cp) + tg (a + 6)]
где k и s— безразмерные коэффициенты:
(49)
(50)
(51)
--------- h(yh + 2q)
Взяв производную dE/dfi и приравняв ее нулю, получаем следующее выражение для нахождения расчетного значения угла обрушения р, соответствующего максимальной величине давления Е:
tg
т2 । т [^с+ ctg <р—(tg a—s) (1 —/<с ctg ф)] —(tg а—s) (Kc+ctg <р) l-KcctgT Л '
где
т = tg (а + 6 + ф). (53)
Перед корнем будет знак плюс, если а + 6 + ф < 90°, и знак минус при а + б + ф > 90°.
Найдя угол'Р из выражения (52), по формуле (49) можно найти величину равнодействующей давления на стенку, но при этом положение силы Е по высоте стенки останется неизвестным.
44
Для практического расчета наиболее удобным является построение эпюры горизонтальных составляющих давления (рис. 18, б). При этом:
oY = yhlcx, (54)
q Q^cx' р _ Ук2 1 . ^XV 2 /VCO!’ ^xq % (tga + tg3)[l+Kctg(P + <p)] . СХ tg(₽+cp) + tg(a + 6) . _ ft(tga + tgP)—а 0 tga + tgp (55) (56) (57) (58) (59)
где%сх— коэффициент горизонтальной составляющей давления в сейсмических условиях;
й0 — высота выклинивания на наклонной грани стенки плоскости обрушения, проведенной из конца нагрузки под углом |3. В построении эпюры вертикальных составляющих давления нет необходимости: силы ЕуУ, Eyq на задней грани стенки приложены в тех же точках, где и силы Еху и Exq, а величины их:
Еуу = Еуу tg (а + 6); (60)
Eyq = Exq tg (а + 6). (61)
Приведенное решение для случая воздействия сейсмических сил получено на основе теории Кулона, причем для удобства зависимости представлены в той форме, в какой они были записаны Г. А. Дуброва [12] для рассмотренного им случая отсутствия сейсмических воздей-ствий.
Другие схемы нагружения. Формулы для коэффициентов k и $, по-лученные при других схемах загружения (рис. 19, а, б, в, г, д, е, ж), помещены в табл. 8; при этом все остальные формулы сохраняют прежний вид.
Для наиболее общего случая с несколькими полосовыми нагрузками различной ширины и интенсивности на передней части призмы обрушения и равномерно распределенной нагрузки на остальной поверхности засыпки (рис. 20) имеем:
k = 1 + —; yh
s— 2 th + b2 (?2 —<?s) + bs (q3 —д6) + bt (g4—<?s)]
Л(у/г + 2?5)
Для этого случая на рис. 20 построены эпюры. В них
= yhEcx', <3qi = <7Асх’> •••’> = W'-c.v
(62)
(63)
45
Соответственно
^xV = Eyv — ^xV tg (а ~Ь ^)> ~~ aQ\
Eiy ~ Е1Х tg (а Н~ б); ... *, Е5х = аОз • hb\ Е5У ~ Е5х tg (ос -р 6).
Обобщенные выражения для коэффициентов k и s. Аналогично поступают и при других схемах расположения полезной нагрузки, при этом выражения для k и s можно записать в обобщенной форме [36].
Безразмерный коэффициент k равен отношению веса грунтовой призмы, ширина которой по поверхности засыпки равна высоте стенки с учетом равномерной нагрузки qQ на этой призме (qQ — интенсивность нагрузки в точке выклинивания на поверхности засыпки плоскости скольжения), к весу грунта в объеме упомянутой призмы.
В общем случае для любой нагрузки
2
Безразмерный коэффициент s — это отношение веса недостающей или избыточной нагрузки в пределах призмы обрушения (по сравне-46
Формулы для коэффициентов k и s для некоторых распространенных схем нагружения
Таблица 8
Характеристика нагрузки k s
<7=0 а = 0 a = /itg сс Пригрузка с уступом (рис. 19, а) Пригрузка с полосовой нагрузкой и уступом (рис. 19, б) Пригрузка с двумя полосовыми нагрузками и уступом (рис. 19, в) То же, при п полосовых нагрузках с расстоянием между ними с/2 и уступом Пригрузка на передней части призмы обрушения (рис. 19, а) Пригрузка с полосовой нагрузкой в пределах призмы обрушения (рис. 19, б) Только полосовая нагрузка на призме обрушения (рис. 19, е) Пригрузка с двумя полосовыми нагрузками в пределах призмы обрушения (рис. 19, ж) То же, с п полосовыми нагрузками 1 27 i+yh 2q . 2(71 + 72) 1+ yh . 2(<?l + ?2) 1 + yh 1 .2(71 + 72) yh 1 , 2(71 + 72) 1 + yh 1 1 , 271 1 + yh 1 1+^ 1 yh n+ 1 yh 0 0 271g a yh 27 272 a й[уЛ + 2(<71 + 7?,)] 2?a(ai + аг) h[’\’h-r2(q1 + q2)[ 2<?a(ai + -a2) Л[ТЙ + 2(<?1 + 92)] 2<72(«i + »a2) h [7/1+2(71 + 72)] 2qb yh2 2q2b h(yh-^2q1) 2qb ~~уЬ.г 4q-J> Л (7/1-1-27!) 2nq2b h (yh + 271)
нию с весом равномерной нагрузки интенсивностью qQ на этой призме) к весу рассмотренной ранее грунтовой призмы с равномерной нагрузкой интенсивностью q0 на ней. Таким образом, для любой нагрузки
У bi (qo—qt) 2y.bi(q0—qi)
S = —-----------==-----2----------
yh2/2 + qoh h(yh-\-2qa)
(65)
iде qt,bt — интенсивность и ширина нагрузки на тех участках, где qt += 70-
Как видно из формулы (65), при недостающей нагрузке s будет положительной величиной, при избыточной — отрицательной. Если же нагрузка будет неравномерная, но ее суммарный вес на призме обрушения будет таким же, как и вес равномерной нагрузки интенсивно-
47
давления для случая сложной пригрузки
стью 7о, то в этом случае s = 0 и положение плоскости обрушения останется таким же, как и при отсутствии нагрузки. -
Не трудно заметить, что все прежние формулы для k и s, а также формулы для любых других случаев нагружения могут быть получены из выражений (64) и (65).
Во всех случаях в начале расчета следует задаваться участком нагрузки, в пределах которой предположительно произойдет выклинивание плоскости обрушения. Обозначив интенсивность нагрузки
на этом участке через qOf определяют s и tgp и убеждаются, что найденная таким образом плоскость обрушения выклинивается в пределах этого же участка.
В противном случае расчет продолжают до тех пор, пока не произойдет такого совпадения.
Полученные решения для условий сейсмических воздействий, в том числе и обобщенные формулы для коэффициентов k и s, применимы и для случая отсутствия сейсмических сил: зависимости для k и s сохраняют прежний вид, а в выражении для tg р и в других формулах следует принять/Сс = 0. Таким образом, случай отсутствия сейсмических воздействий является частным и более простым случаем полу
ченного решения.
Случай двухслойной засыпки. При часто встречающейся двухслойной засыпке (верхний слой высотой h± — грунт естественной влажности с объемным весом ух, нижний — грунт под водой с объемным весом у2, ф — одинаково для обоих слоев) верхний слой заменяют грунтом нижнего слоя, а разность в объемных весах учитывают в виде дополнительной равномерно распределенной нагрузки на поверхности засыпки интенсивностью (ух — у2) hr.
После нахождения величин tg Р и построение эпюр и продолжение расчета ведут при реальном напластовании грунтов.
§ 15. ВЗАИМОДЕЙСТВИЕ СООРУЖЕНИЯ С ОСНОВАНИЕМ
Типы оснований. Основанием называют массив грунта, примыкаю-щий к подошве сооружения и воспринимающий от него давление. Теоретически основание не имеет четко выраженных границ, поскольку давление в грунте распространяется неограниченно далеко вниз и в стороны. Практически границей основания считают некоторую поверхность, за пределами которой давление и деформации в грунте от сооружения малы и могут не приниматься во внимание.
Если подошва сооружения закладывается на грунте в их природном состоянии, то основание называют естественным. Если же грунты перед возведением сооружения укрепляют тем или иным способом, то говорят, 48
что сооружение возведено на искусственном основании, все разновидности которого создаются на основе двух принципов: принципа уплотнения (укатка, трамбование, виброуплотнение, песчаные и грунтовые сваи и т. д.); принципа закрепления (силикатизация, обжиг, замораживание, цементация, битумизация и др.).
В некоторых способах сочетаются оба принципа: при пропускании через грунт постоянного электрического тока происходит уменьшение пористости грунта за счет его обезвоживания (электроосмотическое \ плотнение) и образование новых связей между частицами в результате химических реакций (закрепление).
В понятие искусственного основания включаются также способы, улучшающие работу основания путем изменения условий передачи давления на грунт или ограничения его деформаций конструктивными мероприятиями (песчано-гравийные подушки и каменные постели, полная замена слабого грунта хорошим грунтом, шпунтовые огражде-.ппя и др.).
Некоторые авторы конструкции в виде свайных опор называют свайными основаниями и также относят их к категории искусственных оснований.
Опускные колодцы и кессоны, которые всегда погружаются в грунт закрытым способом, называют фундаментами глубокого заложения (к ним не относятся фундаменты, возводимые открытым способом в котлованах, независимо от глубины заложения их). Отдельные конструкции из свайных опор некоторые авторы также относят к фундаментам глубокого заложения.
Расчетные модели оснований. Грунты основания представляют собой весьма сложные природные образования. При решении различных вопросов, связанных с расчетом оснований, нужно оперировать не с природными грунтами, а с их расчетными механическими моделями, т. е. с телами, наделенными упрощенными свойствами по сравнению с реальными грунтами.
Теоретической базой при рассмотрении многих важных проблем механики грунтов и расчета оснований являются теория упругости и теория пластичности.
В классической теории упругости рассматривается напряженное и деформированное состояние однородного изотропного сплошного упругого тела, подверженного действию системы сил и подчиняющегося закону Гука о прямой пропорциональности между напряжением и деформацией. Понятие однородности здесь приписывают упругому телу, имеющему во всех точках одинаковые физические свойства; упругое тело называют изотропным, если в каждой точке упругие свойства по всем направлениям одинаковы (в отличие от него в анизотропном однородном теле, хотя упругие свойства и одинаковы во всех точках, но различны по направлениям, как это имеет место, например, в дереве).
Грунты не являются упругими телами; при однократном загружении даже при небольших нагрузках всегда возникают остаточные деформации. Однако опыты показывают, что при небольших изменениях внешних давлений (1004-300 кН/м2, а для плотных и твердых грунтов и
49
до 5004-700 кН/м2) с достаточной для практических расчетов точностью зависимость между общими стабилизированными деформациями и напряжениями можно принимать линейной, т. е. к грунтам применим принцип линейной деформируемости. Н. М. Герсеванов в 1931 г. показал, что если зависимость между общими деформациями и напряжениями линейна, то для определения напряжений и деформаций в грунтах можно полностью использовать хорошо разработанный аппарат теории упругости.
Таким образом, можно говорить о применимости к грунтам модели (и соответственно теории) линейно-деформируемой среды, на которой базируются почти все современные инженерные расчеты напряжений и деформаций естественных грунтовых оснований. В этой теории в качестве механических характеристик линейно-деформируемого основания используется модуль общей деформации Е и коэффициент бокового расширения (коэффициент Пуассона) ц.
Под пластичностью понимается способность тела получать такие деформации, которые остаются после удаления внешних сил. Теория пластичности занимается исследованием законов образования пластических деформаций и возникающих при этом напряжений.
Наблюдения показывают, что в грунте основания вслед за первой фазой {фазой уплотнения), когда зависимость между общей деформацией и напряжением может быть принята линейной, а деформации всегда затухающие, в случае дальнейшего увеличения нагрузки наступает вторая фаза {фаза сдвигов), переходящая в пластическое и прогрессирующее течение, выпирание, просадку и подобные недопустимые деформации основания. Зависимость между деформациями и напряжениями в этой фазе нелинейная, а деформации грунта имеют незатухающий характер. В этом случае причиной деформации грунта являются скольжения (сдвиги) между его частицами, причем число частиц, вовлеченных в этот процесс, и величина скольжений возрастает, а установление однозначной связи между напряжениями и деформациями становится затруднительным: одному и тому же напряжению могут соответствовать различные деформации.
Таким образом, можно говорить о применении к расчету оснований теории пластичности, о модели (и соответственно теории) предельного равновесия (точнее предельного напряженного состояния грунтов). Здесь рассматривается напряженное состояние грунта, когда малейшее добавочное силовое воздействие нарушит прочность между его частицами, приведет грунт в неустойчивое состояние, вызовет образование поверхностей скольжения и нарушит равновесие массива грунта. Хотя такое состояние в основании и не может допускаться, но в необходимых случаях в целях обеспечения надежности возводимого сооружения нужно знать, при каких условиях оно может наступить. Эта модель (и теория) широко используется для расчета устойчивости оснований и откосов и при определении давления грунта на подпорные стенки. При этом в качестве основных механических характеристик, характеризующих прочностные свойства грунта, используются угол внутреннего трения ср и сцепление с. Заметим, что теория предельного напряженного состояния грунтов примыкает к тому приближенному направле-50
пню теории пластичности, которое позволяет оценивать несущую способность без изучения самого процесса деформирования, т. е. она является бездеформационной.
Рассмотренные две модели (и соответственно теории) наиболее полно разработаны и находят самое широкое применение в инженерной практике. Они не могут охватить всех существенных свойств грунтов и условий их напряженно-деформированного состояния. Для расчета протекания осадок сооружений во времени используется модель ср еды > обладающей ползучестью] для расчета деформаций при больших нагрузках, а также для слабых грунтов (при несущей способности меньшей 100 кН/м2) целесообразно использовать модель, исходящую из нелинейной зависимости между деформациями и напряжениями. Для । рунтов предложено много и других моделей.
Пространственная и плоская задача расчета оснований. С пространственной задачей приходится встречаться при расчете основания отдельно стоящего сооружения, сплошная подошва которого имеет, например, форму круга или квадрата, при расчете балки, загруженной ।(('равномерно по ее длине и т. д.
В этом случае при определении напряженно-деформированного состояния в какой-то точке толщи основания приходится учитывать все три координаты, характеризующие ее положение. Пространственные задачи слабо разработаны и при решении практических задач в большинстве случаев применяют различные приближенные приемы. С этой схемой приходится встречаться при расчете подкрановых путей и дорожек судоподъемных сооружений, головных частей сухих доков и шлюзов, сплошных железобетонных плит под колонны, железнодорожных шпал и т. д.
В том случае, если подошва имеет прямоугольную форму, длина которого значительно больше ширины, а нагрузка, действующая в плоскости поперечного сечения по длине подошвы не меняется (в поперечном направлении она может быть и неравномерной), то основание находится в условиях плоской деформации (часто применяют термин «плоская задача»). Здесь двумя поперечными сечениями, расстояние между которыми 1 м, вырезают полосу и рассчитывают только ее, так как все остальные такие же полосы будут в одинаковых условиях (за исключением концевых частей сооружения). Деформации протекают в плоскости поперечного сечения; перпендикулярно этой плоскости деформации невозможны, так как им препятствуют соседние полосы, находящиеся в одинаковых условиях (нормальные напряжения в этом направлении имеются, но не учитываются). Эта схема применяется при расчете оградительных, причальных и берегозащитных сооружений, подпорных стен, водосливных плотин, днищ сухих доков и шлюзов и т. д. Если длина подошвы составляет не менее 3—3,5 ее ширины, в обычных случаях допустимо использовать имеющиеся решения плоской задачи. При этом образующиеся в расчете неточности, связанные с преуменьшением распределяющей способности толщи грунта, несколько преувеличивают деформации и преуменьшают устойчивость основания по сравнению с результатами точного пространственного расчета, т. е. возникает некоторый дополнительный запас.
51
В теории упругости различают еще плоское напряженное состояние. В таких условиях, например, находится тонкая пластинка, загружен-ная по контуру нагрузкой равномерно распределенной по ее толщине и лежащей в плоскости пластинки. Поскольку боковые грани пластинки не нагружены, в этом случае нет напряжений в направлении оси, перпендикулярной плоскости пластинки, но есть деформации (им ничто не препятствует). Из сказанного очевидно, что этот второй случай плоской задачи при расчете естественных оснований не встречается.
Жесткие и гибкие сооружения. Если рассмотреть условное абсолютно гибкое сооружение, то нагрузки, воспринимаемые сооружением, будут без какого-либо перераспределения передаваться непосредственно на грунт и эпюра давления по подошве будет точно такой же, как и эпюра нагрузок на сооружение. Именно из такой идеализированной схемы абсолютно гибкого сооружения, точки подошвы которой беспрепятственно следуют за деформацией грунта, исходят методы определения напряжений в основании, рассмотренные в § 13.
В действительности все сооружения обладают значительной жесткостью, вследствие чего произойдет перераспределение давлений, и характер эпюры, передаваемой подошвой на грунт основания, будет отличаться от эпюры нагрузок, воспринимаемых сооружением.
К жестким относят сооружения, которые, подвергаясь осадкам или испытывая крен, сохраняют свою подошву плоской, перемещаясь как одно жесткое целое. Так будет вести себя, например, сооружение в виде очень жесткой ленты, нагруженной по длине несколькими сосредоточенными силами. Если же жесткость ленты постепенно уменьшать, то наступит момент, когда деформации грунта под силами будут больше, чем между ними, лента изогнется и подошва ее не будет плоской. Такие сооружения, хотя они и обладают, конечно, значительной жесткостью, получили наименование гибких.
Изгиб сооружения зависит не только от его жесткости, но и от качеств грунта основания. Так, например, любое сооружение на скале будет обладать очень большой жесткостью, не будет подвергаться деформациям изгиба, а подошва его останется плоской. В процессе изгиба возникают дополнительные усилия в сооружении, учесть которые можно только путем совместной оценки работы грунтов основания и несущих конструкций сооружения.
В процессе передачи нагрузок на основание по поверхности контакта подошвы сооружения с грунтом возникают нормальные и касательные напряжения, которые называют контактными. Эпюры распределения этих напряжений рассматриваются как нагрузка от сооружения на основание, в соответствии с которой определяются напряжения и деформации в основании, а также оценивается его устойчивость. С другой стороны, эти же эпюры, отображающие реактивное воздействие основания на сооружение, должны учитываться при расчете прочности сооружения. Вопрос об определении контактных напряжений является исключительно важным.
При проектировании причальных, оградительных и берегозащитных сооружений (ряжевых, бетонных и железобетонных) эпюра контактных 52
давлений определяется в большинстве случаев по схеме жесткого сооружения. Точные методы расчета такого сооружения на линейно деформируемом полупространстве (так называют массив грунта, бесконечно простирающийся вниз и в стороны и ограниченный сверху плоскостью) при любых схемах нагрузки дают криволинейную эпюру распределения контактного давления. Экспериментальные исследования также показывают, что в реальных сооружениях эта эпюра будет иметь, как правило, седлообразное очертание. Однако в инженерной практике обычно контактную эпюру принимают прямолинейной', равномерной при центральной (или любой симметричной) нагрузке и трапецеидальной при внецентренной.
Таким образом, интенсивность контактного давления будет зависеть только от величины и положения равнодействующей (одной и той же величине и расположению равнодействующей соответствует бесконечно большое число различных схем загружения), а свойства грунтов основания никак не учитываются.
Отчасти использование такой упрощенной схемы можно объяснить тем, что вид контактной эпюры мало сказывается на величину осадки сооружения (форма эпюры оказывает влияние на распределение напряжений в основании лишь на небольшую глубину от подошвы) и из-за заведомо большой жесткости сооружения не влияет на его размеры.
О расчете конструкций на упругом основании. В гибких сооружениях, в отличие от жестких, необходимо определять эпюры изгибающих моментов и перерезывающих сил, в соответствии с которыми определяются размеры и армирование сооружения. Эти эпюры в свою очередь зависят от распределения контактных давлений, правильное определение которых приобретает поэтому особое значение. Если известно распределение реактивного давления по подошве, расчетные усилия в сооружении можно определить обычными методами сопротивления материалов: назначают ряд сечений и, учитывая слева или справа от них известные внешние нагрузки и контактные реактивные давления, строят эпюры изгибающих моментов и перерезывающих сил.
При расчете гибкие сооружения рассматривают как балки и плиты на упругом основании} при этом к плитам относят сооружения, ширина которых превышает одну седьмую их длины; при меньшем соотношении элемент рассматривают как балку. В данном случае полагают, что между подошвой и грунтом имеется постоянный контакт, т. е. образование щелей не происходит. Поэтому осадка грунта в любой точке подошвы будет равна вертикальному перемещению подошвы в этой же точке. При этих условиях вертикальные перемещения точек подошвы балки и соответствующие ординаты эпюры контактного давления можно связать между собой известным из сопротивления материалов дифференциальным уравнением изгиба балки, содержащим две неизвестные функции: уравнение упругой линии балки у — f (%) и закон распределения контактных давлений. Рассматриваемую задачу можно решить лишь при наличии второго уравнения, связывающего между собой осадки различных точек балки с величиной контактных давлений. В зависимости от вида этого уравнения и способа решения уравнений
53
имеются различные методы расчета, наиболее распространенные из которых можно объединить в две группы.
Методы, базирующиеся на теории местных упругих деформаций. В них используется гипотеза коэффициента постели, идея применения которого была впервые высказана русским акад. Н. И. Фуссом в 1801 г. и затем использована Винклером (1867 г.) и Циммерманом (1888 г.) для расчета железнодорожных шпал. Впоследствии этот способ расчета развивался Н.М. Герсевано-вым, А. Н. Крыловым, Н. П. Пузыревским и др.
В этих методах используется модель местного упругого основания. образованного вертикальными, не связанными между собой упругими пружинами. В соответствии с этой механической моделью, отражающей гипотезу Фусса-—Винклера, упругая осадка грунта г (см) в данной точке прямо пропорционально давлению р (Н/см2) в этой точке, т. е.
п
2 = — ИЛИ р = CZ, с
тд$с— коэффициент упругости основания, обычно называемый коэффициентом постели, Н/см3 (численно он равен давлению, при котором осадка основания равна 1 см).
Зта гипотеза неполно отражает реальные свойства основания. По ней осадка поверхности основания возникает только там, где приложена нагрузка, тогда как в действительности осадка происходит и за пределами нагруженного участка (поверхность грунта получает форму «упругой лунки»). Здесь предполагается, что величина с зависит только от свойств грунта основания и обычно определяется опытными огрузками в натуре жестким штампом площадью 5 000 см2. В действительности же величина его зависит от размеров и формы фундамента и его жесткости, что весьма осложняет вопрос о выборе величины с и вносит в расчет дополнительные погрешности. В соответствии с этой гипотезой осадка любой балки, нагруженной равномерной нагрузкой, должна быть одинаковой по всей подошве, т. е. балка не должна изгибаться, а контактные напряжения по подошве жесткого фундамента при равномерной осадке должны быть одинаковыми. Зти результаты опытами также не подтверждаются.
Рассматриваемые методы расчета рекомендуется применять для слабых грунтов (где осадки вне места приложения внешней нагрузки' малы) и при близком расположении скалы и малой мощности сжимаемого слоя (такое основание ближе к модели из пружин и действительная осадка при равномерном давлении близка к равномерной), при расчете ленточных фундаментов (в том числе железобетонных лент на сваях) и неразрезных конструкций на плавающих в воде понтонах, а также для конструкций, имеющих постоянную площадь подошвы и испытывающих одинаковый диапазон изменения внешних давлений (например, для железнодорожных шпал).
Методы, основанные на теории общих упругих деформаций. Они базируются на строгих решениях теории упругости для упругого полупространства и распространяются также и на линейно деформируемое полупространство. В рассматри-54
ваемой области первые предложения были сделаны Г. Э. Проктором в 1922 г., а позднее методы расчета разрабатывались Н. М. Герсевано-вым, М. И. Горбуновым-Посадовым, Б. Н. Жемочкиным и др.
В этих методах, в отличие от способов, основанных на гипотезе о коэффициенте постели, деформация грунта в данной точке подошвы фундамента зависит от давления не только в этой точке, но и в других, т. е. она возникает не только непосредственно под нагрузкой, но распространяется в стороны на значительные от нее расстояния, образуя «упругую лунку».
Основной исходной зависимостью в этих методах является формула Буссинеска для вертикальных перемещений со (см) точек, лежащих на ограничивающей полупространство плоскости при действии на полупространство сосредоточенной силы Р (кН):
лс0 R
где R — расстояние от точки приложения силы Р до рассматриваемой точки, в которой определяется осадка, см;
£
c(i=y——j — коэффициент линейно-деформируемого полупростран-
1 (х
ства, кН/см2.
Здесь Е — модуль общей (упругой и остаточной) деформации, кН/см2;
ц — коэффициент общей относительной поперечной деформации (часто называемый еще коэффициентом бокового расширения или коэффициентом Пуассона).
Используя эту зависимость путем интегрирования, находят в общем виде выражение для осадки произвольной точки подошвы фундамента с учетом всей эпюры контактного давления. Подставляя это выражение в дифференциальное уравнение изгиба балок и плит и решая полученное уравнение, находят эпюру контактного давления. Поскольку нахождение решения связано с большими математическими трудностями, расчет ведут путем использования имеющихся таблиц.
Следует отметить, что методы общих упругих деформаций (линейно-деформируемого полупространства) также не в полной мере отражают реальные свойства грунтового основания. В частности, при расчете по этим методам возникают чрезмерно большие напряжения под краями фундаментных балок и плит. Также доказано, что фактически наблюдаемая «упругая лунка» в месте расположения нагрузки имеет значительно меньшее распространение в стороны, чем получается по теории. По-видимому, это объясняется тем, что в работу грунта под нагрузкой включается не весь безграничный массив грунта (полупространство), а практически лишь ограниченный по глубине слой.
В связи с этим имеется тенденция перехода от расчета балок на упругом полупространстве к расчету на сжимаемом слое конечной толщины, что может дать значительную экономию бетона и арматуры. Это следует делать не только при близком расположении скального основания, но и при его отсутствии. При этом в предварительных расчетах
55
толщину упругого сжимаемого слоя можно принимать равной 0,5— 0,75 ширины подошвы сооружения либо назначать по рекомендации СНиП. Соответствующие этому случаю методы расчета разработаны М. И. Горбуновым-Посадовым, К. Е. Егоровым, Г. В. Крашенинниковой, О. Я. Шехтер, И. К. Самариным и др.
Учитывая большую важность (эти методы применяются при расчете днищ сухих доков, шлюзов, зданий ГЭС, подкрановых балок, дорожек слипов и эллингов и многих других конструкций) и исключительную сложность задачи по расчету конструкций на упругом основании, были предложены и другие методы расчета, использующие более совершенные модели основания (В. 3. Власов, Г. К. Клейн, П. Л. Пастернак, М. М. Филоненко-Бородич и др.).
В предварительных расчетах допустимо в конструкциях на упругом основании эпюру контактных давлений строить как для жестких сооружений, т. е. принимать их прямолинейными, что существенно упрощает определение изгибающих моментов и перерезывающих сил и подбор сечений.
§ 16. ПРЕДЕЛЬНОЕ РАВНОВЕСИЕ ОСНОВАНИЯ
Теория предельного напряженного состояния сыпучей среды, или, как ее еще называют, теория предельного равновесия рассматривает три основные, весьма важные для инженерной практики задачи: устойчивость основания сооружения, давление грунта на подпорные стенки и устойчивость склона или откоса. Эта теория была создана советскими учеными В. В. Соколовским и С. С. Голушкевичем. Выдающийся вклад в эту теорию внесли работы Ренкина, Прандтля, Кет-тера, Рейснера, В. И. Новоторцева и В. Г. Березанцева.
Если на всех элементарных площадках, проходящих через заданную точку грунтовой среды, выполняется условие т< о tg ср + с,. то в окрестности этой точки грунт находится в допредельном состоянии. Считают, что в данной точке наступило состояние предельного^ равновесия, если через эту точку проходят две площадки, на которых выполняется равенство
т = о tg ср + с.
Эти две площадки, составляющие друг с другом углы 90° + ф, и расположенные симметрично по отношению направления действия главных напряжений, носят название площадок скольжения. С увеличением нагрузки совокупность отдельных площадок скольжения образует поверхности скольжения.
Грунт в рассматриваемой области находится в предельном напряженном состоянии, если в каждой точке этой области наступило состояние предельного равновесия.
Таким образом, под фундаментами, за подпорными стенками, в толще откосов могут возникать целые области грунта, находящиеся в состоянии предельного равновесия, когда при незначительном увеличении нагрузки произойдет разрушение массива грунта в форме сдвига некоторой его части по отношению к остальной.
56
Поскольку сдвиг происходит по поверхностям скольжения, то первой задачей теории предельного равновесия является нахождение очертания областей, в пределах которых грунт будет находиться в предельном напряженном состоянии.
Вторая задача будет заключаться в определении величины предельной (критической) нагрузки, которая приводит к образованию этих областей и к разрушению грунта.
§ 17. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ ПО РАСЧЕТУ УСТОЙЧИВОСТИ ОСНОВАНИИ И СООРУЖЕНИИ
Краткие исторические сведения. В статике сыпучей среды вопросы устойчивости являются важнейшими. На протяжении многих столетий при возведении различных сооружений оценка несущей способности их оснований делалась на основе изучения опыта эксплуатации ранее построенных сооружений.
Однако уже в XIX столетии в этой области разрабатываются достаточно интересные аналитические способы и приемы. К их числу относится способ, предложенный русским инженером Г. Е. Паукером (1889 г.), усовершенствованный впоследствии С. И. Белзецким (1910 г.). На протяжении многих десятилетий в практике проектирования различных гидротехнических сооружений широко применялся метод, предложенный в 1923 г. основателем советской школы механики грунтов Н. М. Герсевановым.
Особенно широкое применение получил способ круглоцилиндрических поверхностей скольжения, предложенный впервые в 1916 г. шведским инженером К. Петтерсоном и в дальнейшем развитый многими специалистами (В. Феллениус, К. Терцаги, Г. Крей, А. Бишоп, Д. Тейлор, М. Н. Гольдштейн, С. С. Голушкевич, М. И. Горбунов-Посадов, М. М. Гришин, И. В. Федоров, В. С. Христофоров, Р. Р. Чугаев и др.).
Заметим, что разбивку сползающего отвердевшего массива грунта на ряд вертикальных монолитных столбиков впервые предложил Свен Гультен (1919 г.); первым рассмотрел сползающий массив как единое твердое (монолитное) тело А. И. Иванов (1936 г.).
В настоящее время наиболее совершенной теоретической базой для решения самых различных вопросов, относящихся к оценке несущей способности и устойчивости оснований и откосов, является теория предельного напряженного состояния В. В. Соколовского и С. С. Го-лушкевича. В этом направлении инженерные методы расчета были предложены В. И. Новоторцевым, В. Г. Березанцевым, П. Д. Евдокимовым, М. В. Малышевым, В. С. Христофоровым, Ф. М. Шихиевым и др.
Дальнейшее уточнение методов расчета несущей способности оснований должно быть получено, в частности, на основе решения смешанной задачи теории упругости и пластичности грунтов. Наибольшие результаты в рассмотрении этой проблемы получены М. И. Горбуно-вым-Посадовым.
Общая характеристика применяемых методов. Все основные методы оценки несущей способности оснований сооружений и устойчивости откосов можно подразделить на две большие группы.
57
А. Методы, основанные на введении произвольно задаваемых очертаний поверхности скольжения. Сюда относятся способы, в которых поверхность скольжения составлена из двух пересекающихся плоскостей (схемы Г. Е. Паукера, С. И. Белзецкого, Н. М. Герсеванова и др.). Осуществленная замена действительного очертания криволинейной поверхности скольжения двумя плоскостями является слишком грубым приближением к кинематической картине выпирания основания, существенно снижающим точность расчета. Поэтому в настоящее время упомянутые способы в инженерной практике не применяются.
К этой же группе относится и большое количество различных методов, основанных на применении круглоцилиндрической поверхности скольжения. Здесь без какого-либо теоретического обоснования принимается, что скольжение в массиве грунта происходит по дуге окружности. Имеются аналогичные предложения принять за поверхность скольжения логарифмическую спираль, дугу циклоиды, параболы или эллипса, плоскость, ломаную поверхность и т. д. Общим для всех этих методов является то, что в дальнейшем среди поверхностей произвольно принятого вида находится наиболее «опасная» из них. Несмотря на кажущуюся простоту, эти методы достаточно трудоемки, так как требуют большого числа попыток для установления той поверхности, для которой коэффициент запаса минимален.
Б. Методы, основанные на теории предельного равновесия сыпучей среды (или теории предельного напряженного состояния). Здесь вид поверхности скольжения заранее не задается: она определяется из условия предельного равновесия, которое однозначно, без последовательных приближений обусловливает вполне определенное положение объемлющей поверхности скольжения, а также позволяет установить поле напряжений в основании, что совершенно недостижимо при применении методов с заданной поверхностью скольжения. В отличие от методов, использующих большое число различных допущений и перечисленных в группе А, эта теория в ее строгой постановке основана на единственной предпосылке — возникновении предельного напряженного состояния в каждой точке некоторой области грунта.
Следует отметить, что методы, рассматривающие сложные явления деформации основания сооружения на основе модели отвердевших отсеков, противоречат опыту. В то же время, учитывая, что в момент разрушения, когда поле деформаций, как по величине, так и по направлению смещения частиц, будет весьма сложным, предположение о наличии относительных сдвигов частиц в значительных по размерам областях основания выглядит более правдоподобным и универсальным.
Однако точное решение задач этой теории достаточно громоздко, отсутствуют подготовленные для инженеров четкие пособия по применению этой теории, а приближенные способы, основанные на предпосылках теории предельного равновесия, для многих практически важных случаев еще не разработаны. К тому же часто попытка практического применения этой теории приводит к необходимости решения разрывных задач, которые еще недостаточно развиты.
58
Все эти недостатки не являются неустранимыми, и по мере дальнейшего совершенствования и развития этой теории, в частности, по пути решения смешанной задачи, проверки ее опытом, условные, не имеющие теоретического обоснования, приемы группы А будут заменяться методами, основанными на теории предельного равновесия.
Следует также иметь в виду, что эта теория, используя имеющиеся опытные данные, должна служить базой для установления пределов применимости способов, основанных на заранее принятых формах поверхности скольжения.
Возможные виды деформации оснований и схемы сдвига сооружения. СНиП П-16—74 «Основания гидротехнических сооружений. Нормы проектирования» (проект) различает три вида деформации основания и соответствующие им три схемы сдвига сооружения.
Первый вид — деформация основания, соответствующая понятию плоского сдвига, когда сооружение сдвигается непосредственно по контакту подошвы с грунтом основания или каменной (щебеночной) постелью, а также по контакту постели с грунтом основания.
Второй вид—деформация основания, соответствующая понятию смешанного сдвига, при котором пластические деформации грунта основания (выпор грунта) возникают только под частью ширины подошвы фундамента. При проектировании причальных, оградительных и берегозащитных сооружений этот вид деформации обычно не рассматривают.
Третий вид—деформация основания, соответствующая понятию глубинного сдвига, при котором пластические деформации грунта основания (выпор) возникают под всей подошвой фундамента.
Проект СНиП содержит также указания относительно выбора возможных расчетных схем сдвига.
О коэффициенте запаса устойчивости. Общим и весьма важным вопросом, который возникает при любой форме сдвига сооружения и при любом способе расчета является вопрос об определении коэффициента запаса устойчивости. Возможны различные подходы к решению этой проблемы, в соответствии с чем можно выделить три группы методов [37].
1. Определение коэффициента запаса как отношение разрушающей (предельной) нагрузки, которая находится расчетом устойчивости к так называемой расчетной, которая устанавливается на основе подсчета эксплуатационных нагрузок.
В этой группе коэффициент запаса по разрушающим нагрузкам можно определить тремя способами:
по отношению горизонтальных нагрузок при заданном значении расчетной вертикальной нагрузки (G = const) (разрушение основания или сдвиг сооружения происходит под действием сил G и РПр)«
/гР = _Гнр . р
по отношению вертикальных нагрузок при заданном значении расчетной горизонтальной нагрузки (Р = const) (разрушение осно
59
вания или сдвиг сооружения происходит под действием сил Gnp и Р):
kc = -^-, (j
по отношению полных нагрузок (здесь предполагается, что направления и линии действия равнодействующих сил /?пр и R совпадают, т. е. в данном случае задается отношение горизонтальной и вертикаль-
о Р РПр I
нои нагрузки — р = const:
л, ^пр Рпр _ ^пр R ~ Р ~~ G '
В этом случае разрушение основания или сдвиг сооружения происходит под действием сил Gnp и РПр (Япр является их равнодействующей).
В общем случае для одного и того же сооружения величины коэффициентов kP, kG, kp получаются различными и главным в расчете является определение Рпр или Gnp, или [37].
Следует заметить, что вычисление всех трех коэффициентов позволяет более полно судить о резервах устойчивости рассматриваемого конкретного сооружения или основания при различных условиях его работы.
Рассмотренный подход вполне соответствует принятой в настоящее время идее расчета сооружений по разрушающим нагрузкам, что является его преимуществом и обычно используется при способах расчета, основанных на теории предельного равновесия (а также в способах Паукера, Белзецкого, Герсеванова и т. д).
2. Определение коэффициента запаса k как отношение сил, сопротивляющихся сдвигу к силам сдвигающим.
Эта методика широко используется при расчетах на сдвиг сооружения по подошве или слабой прослойке, когда
/г = Есопр( (66).
£сдв а также при расчете по методу круглоцилиндрических поверхностей, когда
/г=ЛуДер (б7)
МСдв
где Л4удер, А4СДВ— моменты удерживающих и сдвигающих сил.
Вместо этих выражений, определяющих k как отношение усилий, действующих в различных направлениях (в направлении возможного смещения и в обратном направлении), можно использовать-
k = £реаКТ ; (68)
£*акт
. Мреакт , (б9)
-Макт
60
понимая под £акт и 7Иакт сумму горизонтальных активных сил и сумму моментов активных сил, а под Вреакт и Л4реакт— сумму горизонтальных реактивных и сумму моментов реактивных (пассивных) сил.
Эта методика, где коэффициент запаса (точнее его обратная величина) характеризует степень использования реактивных сил, более логически обоснована и должна применяться шире, чем выражения (66) н (67).
Следует заметить, что применение формул (66), (67), (68), (69) в общем случае приводит к различным величинам коэффициента k, так как ряд усилий при этом учитывается различно. Например, при использовании выражений (66), (67) давление воды может относиться как к удерживающим, так и сдвигающим силам, в зависимости от направления его действия. При применении формул (68), (69) давление воды всегда относится к активным воздействиям. Аналогичное положение и с учетом активного и пассивного (реактивного) давления грунта.
Имеется много различных предложений по вычислению коэффициента запаса, особенно по методу круглоцилиндрических поверхностей. В. А. Флорин считает целесообразным, чтобы независимо от метода расчета устойчивости придерживаться единого подхода к установлению коэффициента запаса. Поэтому при расчетах по способу круглоцилиндрических поверхностей, а также при анализе возможности сдвига по подошве или слабому прослойку он предлагает постепенно перейти к определению коэффициента запаса по методам первой группы, т. е. как отношение разрушающей нагрузки к расчетной. Для этого методом последовательных приближений находится такая внешняя нагрузка, которая, будучи приложенной к сооружению (Рпр, Gnp или 7?пр при
Р Р
заданном = -ДТ = const), обеспечит коэффициент запаса, подсчитаем опр
ваемый по формулам (68) и (69) при тех же методах расчета устойчивости основания равный единице. Тогда величины Рпр, Спр, Лпр можно рассматривать как разрушающие нагрузки, и, зная действительные расчетные нагрузки Р, G, R, можно по приведенным выражениям найти коэффициенты запаса kP, kG, kp, соответствующие первой группе методов его определения.
В случаях, если коэффициент запаса находят как отношение суммы горизонтальных удерживающих сил Рудер к сумме горизонтальных сдвигающих сил Рсдв, т. е. k = -рДер , можно аналогично найти разру-И сдв
шающую нагрузку, определяя ее как внешнюю нагрузку, при которой этот коэффициент становится равным единице. Тогда, вычислив отношение разрушающей нагрузки к расчетной, можно и в этом случае найти коэффициент запаса, соответствующий первой группе. Таким образом, всегда можно от коэффициентов запаса второй группы перейти к коэффициентам запаса первой группы.
3. Определение коэффициента запаса k как отношение действительных фактически имеющихся характеристик сопротивления грунта сдвигу, определенных любым способом (например, лабораторными исследованиями образцов грунта), к предельным показателям сопротив-
61
ления грунта сдвигу, при которых происходит разрушение основания или потеря устойчивости сооружения.
Выражения для коэффициентов запаса имеют вид:
£ __ сдейств tg фдейств фдейств __ tg Фдейств (уд)
fnp tgjtpnp фпр tg 'фдр
где!§*ф——известный из механики грунтов коэффициент сдвига (в грунтах, не обладающих связностью tg ф = tg ср).
Главным в этом методе является определение методом последовательных приближений значений фпр и спр или фпр, для которых при заданных расчетных нагрузках, устанавливаемых на основе известных эксплуатационных нагрузок, коэффициенты запаса по первой или второй группе равны единице. Это можно представить как процесс одновременного и пропорционального изменения характеристик сопротивления грунта сдвигу tg ср и с до тех пор, пока при заданных внешних нагрузках не получим k = 1. В случаях, когда разрушающая нагрузка (по первой группе) или удерживающие и реактивные силы (по второй группе) пропорциональны значениям tg ф и с, то величины коэффициентов запаса по первой или второй группам совпадают с коэффициентами запаса по третьей группе. Достоинствами этого метода является возможность без всяких затруднений находить коэффициенты запаса при самых разнообразных способах расчета, т. е. большая общность, а также то, что коэффициент k определяется применительно к наиболее недостоверным величинам, входящим в расчет (ф и с или ф).
Коэффициенты третьей группы легко применить и к методам расчета устойчивости на основе теории предельного равновесия. В этом случае, зная требуемое значение коэффициента запаса А, вычисляют
Фдейств . сдейств
и затем, используя найденные величины ф и г, определяют расчетом соответствующие им предельные нагрузки основания, которые будут являться допустимыми с коэффициентом запаса равным k.
§ 18. РАСЧЕТ ОБЩЕЙ УСТОЙЧИВОСТИ ОСНОВ АНИИ И ОТКОСОВ ГИДРОТЕХНИЧЕСКИХ СООРУЖЕНИИ
Метод ВНИИГ. Рассмотрим рекомендуемый СНиП Н-Б.З—62 расчет несущей способности оснований по методу ВНИИГ, представив его в аналитической форме [37]. Этот способ разработан для случая равномерной эпюры под подошвой сооружения. В большинстве случаев эпюра напряжений под подошвой шириной b имеет форму трапеции (рис. 21) с ординатами dmax и orain, которую назовем действительной эпюрой. СНиП предлагает эту эпюру заменить расчетной равномерной эпюрой шириной В и интенсивностью o'. По рекомендации Н. М. Гср-севанова такая замена осуществляется исходя из двух положений:
а) действительная и расчетная эпюры должны быть равновеликими;
62
б) центры тяжести обеих эпюр должны располагаться на одной вертикали.
Используя эти условия получаем:
Рис. 21. Замена действительной трапецеидальной эпюры расчетной равномерной
g __ 2b (gmax4~ ^Omin) (71)
3 (o’max + °min)
O' — (Cmax-h ^min) /72)
2B ’ V /
При осуществлении такой замены величина и линия действия вертикальной составляющей G равно-
действующей R всех сил на уровне подошвы остаются неизменными.
Считается, что в пределах расчетной ширины В касательные напряжения т от горизонтальной составляющей Р равнодействующей R передаются равномерно. Поэтому
В
(73)
Тогда угол наклона б' равнодействующей R к вертикали можно определить так:
+ Р ъВ т
tg 6' = — -=-----= —
ь G оВ а
(74)
Обозначения R, G, Р, о и т относятся к силам и напряжениям, фактически передаваемым основанию сооружением. Они подсчитываются исходя из нагрузок, действующих на сооружение, и его веса.
Условимся через 7?пр.р, Gnp.p, Рпр.р, <?пр.р и тпр.Р обозначать аналогичные силы и напряжения, соответствующие состоянию предельного равновесия (рис. 22, а). Они устанавливаются расчетом; при малейшем увеличении их произойдет разрушение (выпирание) основания.
СНиП П-Б.З—62 рекомендует в качестве расчетного пользоваться коэффициентом запаса устойчивости сооружения /?т по касательным напряжениям т при постоянном ст, значения которого не должны быть менее величин, указанных в табл. СНиП (табл. 9)
Таблица 9
Значения коэффициентов запаса устойчивости k%
Расчетные сочетания нагрузок и воздействий Допускаемый коэффициент запаса устойчивости при классе капитальности сооружений
I 1 и 1 III 1 IV
Основные Особые 1,3 1,1 1,2 1,1 1,15 1,05 1,1 1,05
Коэффициент запаса
k _ РПр.р _ с р — ТпР-Р т (75)
63
&npn
finp.p
Я Gnpp
E
A
2
6)
A
45
I I I't H H I H H t i H I
Ш
*3
9-r-ipC
<й
5 2
Рис. скольжения
22. Поверхности по методу ВНИИГ:
а—расчетная схема; б— влияние угла д' на очертание поверхности скольжения
/?= —
-^trgcp
где т— напряжение, вычисляемое из выражения (73);
гпр.р — напряжение, определяемое по графику несущей способности основания (рис. 23).
Продолжая расчет, вначале найдем величину силы 7?Пр.р, действующую под тем же углом 6', что и сила R.
Решение кинематической части задачи. Она Ставит своей целью определение положения объемлющей поверхности скольжения ABCD (рис. 22, б) и нахождение размеров зон /, II и III. следующие формулы позволяют решить эту часть задачи:
б1 = — ( arc cos •sin d—[-ср — б' Y, (76)
2 \ sin ф )
е=45°— -y + fl; (77)
В sin Ц г — . (78)
1 нач , V °/
COS ф
г — г рб tg Ф 1 коп ' пач ° (79)
В последнюю формулу значение угла 0 следует подставлять в радиана х.
Таким образом, положение поверхности скольжения ABCD и размеры зон /, II, III полностью определяются углом ф, зависящим только от углов б' и <р.
При б' = 0 б* = 45° + , 0 = 90° и треугольник АВЕ становится
равнобедренным (/ BAE = / BE А = 45° + ср/2). При б' = ф б1 = 0, 64
а угол 0 стремится к величине 45° — ср/2. В этом случае сдвиг проис* ходит по подошве сооружения АЕ (плоский сдвиг).
Случай б' 0 соответствует наиболее глубокому расположению поверхности скольжения, когда вместе с сооружением в движение вовлекается большая масса грунта основания. Величина Rпр.р в этом случае наибольшая. С увеличением угла б' объемлющая линия скольжения проходит все ближе и ближе к поверхности грунта основания (см. рис. 22, б), а величина /?|1р.р уменьшается.
Решение статической части задачи. Целью ее является определение силы /?пр.р.
Все данные для определения веса грунта Gt и G3 в объеме зон I и III известны. Вес грунта в объеме зоны II
Далее необходимо воспользоваться формулами [37]:
о ' л tg ф~-cos О Q п
— ф-. arc tg--------------; (81)
sin О
Д[1< tg₽tg(45° + <p/2)]; (82)
р------------------------------------(83)
-G3 tgp-tgOCQ+Gj-l-G^-Gs)
о <ДCQS A sin (Р-Гф —tl) /04x
1IP’P cos (p — 0) sin (й-|-6' — ф)
где p — угол наклона к горизонтали равнодействующей реактивного давления Д2 по поверхности логарифмической спирали ВС;
Q и р — вспомогательные величины.
Вычисление коэффициента запаса у с т о й-ч и в о с т н. Определение kx ведут в следующей последовательности.
1) полученную при расчете сооружения трапецеидальную эпюру напряжений по подошве заменяют расчетной равномерной эпюрой и находят величины В, о, т, б';
2) для найденного б' находят О, 0, гпач, гьои, Gr, С2, G3, р, Q, р, Дир. р, а также
а„р.р—прД—; (85)
пр-р
Впр.р sin А
В
(86)
Отложив найденные значения (1ир. р итпр. р, получают одну из точек графика несущей способности основания (см. рис. 23);
3) для нахождения еще нескольких точек графика и построения кривой тпр. р --- f (crJ]p< р) расчеты ио п. 2 повторяют еще для нескольких значений б', которыми задаются в пределах между б' д и б' -= 0;
3 Удовиченко, Яковлев 65
Рис. 23. График несущей способности основания тПр.р = /(алр.р)
Точки с координатами o' и
4) отложив на построенном графике найденное в п. 1 значение o', отыскивают точку d и соответствующее этой точке значение тпр> р (см. рис. 23) и находят искомое значение kx = Тпр* р , где т — величина касательного напряжения, найденная в п. 1.
т, лежащие за пределами кривой
тпр. (с'пр. р), соответствуют коэффициенту запаса менее единицы, а точки внутри кривой — более единицы. Точки с координатами а и т, попадающие на кривую, соответствуют состоянию предельного равновесия (коэффициент запаса равен единице).
Таким образом, при заданном значении а величина коэффициента запаса будет зависеть от величины т: он может быть больше, меньше или равным единице. Соответственно при заданном значении т величина коэффициента запаса будет изменяться с изменением величины о, при
этом горизонтальная линия дважды пересекает кривую, т. е. состоянию предельного равновесия будут соответствовать два различных значения o'. Точка а графика будет отображать случай, когда состояние
предельного равновесия наступит при нулевом значении горизонтальной сдвигающей силы (б' = 0). Точка b кривой будет соответствовать случаю, когда значение горизонтальной силы будет максимальным. Сказанное поясняет взаимосвязь критических значений горизонтальной и вертикальной нагрузок на сооружение [37].
Очевидно, что при конкретном расчете нет необходимости строить весь график: достаточно построить участок графика в окрестности точки d\ при этом следует помнить, что величина а известна в самом начале расчета, а при увеличении угла б' точки кривой будут перемещаться
в направлении начала координат.
Особенности расчета для связного грунта. Связность грунта можно учесть, приложив на поверхности засыпки фиктивную равномерно распределенную нагрузку интенсивностью
п = НГф (см- РИС’ В этом случае при подсчете силы 63 в нее, кроме веса грунта в объеме зоны ECD (Оз), следует включить равнодействующую нагрузки интенсивностью п над зоной III (п • ED):
63 = 63 + nED,
а величину сгпРе р найти по формуле:
п — #пр.р cos д' ____
°пр.р—
(87)
(88)
В рассматриваемом случае график несущей способности пересечет ось тпр> р на расстоянии с от начала координат. В остальном расчет проводится так же, как и в случае несвязных грунтов. Таким образом, учет связности, по существу, не увеличивает трудоемкость расчета. 66
Рис. 24. Влияние объемного веса грунта на несущую способность основания
Приведенное ранее решение для (84) можно представить в форме [37]
нахождения 7?Пр. р по формуле
Япр. р = yB2Nv + BcNc + BqNq,
(89)
где q — интенсивность равномерной нагрузки на участке
призмы выпирания (например, в рассматриваемом далее случае заглубленной постели q — у/п);
Ny, Nc, Nq — безразмерные коэффициенты несущей способности, зависящие от углов ф и б'; значения этих коэффициентов, вычисленные на ЭЦВМ «Минск-32» приведены в табл. 10.
В табл. 10 приведены также значения /С — безразмерного коэффициента, зависящего от углов ф и б' и позволяющего при необходимости
определить длину участка выпирания ED: ED = В К.
Использование приведенной таблицы коэффициентов Мс, N , К позволяет существенно упростить и ускорить расчеты.
Влияние отдельных факторов на несущую способность основания [37]. Из рис. 24 следует, что с из-
менением объемного веса у грунта основания при постоянном значении
остальных факторов (ф — 30°, В = 9 м, q — 0, с 0) наибольшие
значения аПР1 р (при б' — 0) и тпр. р, а также/?пр р растут прямо пропорционально увеличению у.
Рис. 25 иллюстрирует влияние сцепления с грунта при постоянном значении остальных факторов (ф = -15°, В-9 м, 7-0, у-ll кН/м3). При увеличении с от 0 до 5,4 Н/см2 наибольшие величины апр. р (при б' — 0) и тпр. р возрастают соответственно в 7 и 10 раз.
Из графиков на рис. 26 следует,
Рис. 25. Изменение несущей способности основания в зависимости от сцепления грунта
что с изменением расчетной ширины эпюры В при постоянном значении остальных факторов (ф — 30°,
3*
67
Таблица 10
Безразмерные коэффициенты для расчета несущей способности оснований по методу ВНИИГ
Коэфф и - _______________________________________________________
Ф, град циенты 0 0,1 ср 0,Зф | о,5ф 0,7<р | 0. 9ф
0.4089 0,3984 0.3598 0.3037 0.2340 0.1485
8 Л'с 14.643 14.399 13.855 13.218 12.440 11.356
Л'д 2.0580 2.0237 1.9473 1.8577 1.7484 1.5960
К 1.4346 1.3500 1.1685 0.9649 0.7253 0.4001;
A'v 0.5968 0.5742 0.5070 0.4184 0.3145 0,1929
10 Л'с 14.016 13.715 13.052 12.288 11.374 10.133
Ng 2.4714 2.4184 2.3014 2.1667 2.0056 1,7866
К 1.5721 1.4760 1.2709 1.0428 0.7775 0.4238
Л'7 0.8407 0.8001 0.6914 0.5578 0.4084 0.2417
12 Л'с 13.989 13.617 12.807 11.891 10.818 9.3988
Nq 2.9735 2.8945 2.7223 2.5276 2.2995 1.9978
К 1.7244 1.6151 1.383 1.1273 0.8333 0.4486
Nv Nc 1.1584 1.0908 0.9227 0.7274 0.5182 0.2951
14 14.381 13.921 12.930 11.831 10.571 8.9502
Nq 3.5857 3.4708 3.2240 2.9500 2.6357 2.2316
к 1.8936 1.7691 1.5061 1.2190 0.8933 0.4747
1.5732 1.4660 1.2136 0.9340 0.6465 0.3537
16 Л'с 15.118 14.547 13.335 12.016 10.536 8.6856
Л q 4.3351 4.1713 3.8238 3.4458 3.0210 2.4905
К 2.0821 1.9400 1.6415 1.3189 0.9577 0.5023
Nv 2.1179 1.9527 1.5809 1.1867 0.7971 0.4181
18 Nc 16.182 15.471 13.985 12.398 10.660 8.5492
Nq 5.2577 5.0269 4.5440 4.0285 3.4635 2.7778
К 2.2930 2.1304 1.7910 1.4281 1.0270 0.5314
AG, 2.8368 2.5872 2.0465 1.4965 0.9740 0.4889
20 Л;с 17.583 16.697 14.870 12.959 10.915 8.5081
Nq 6.3996 6.0772 5.4122 4.7169 3.9728 3.0967
К 2.5297 2.3432 1.9566 1.5475 1.1019 0.5621
yVv 3.7915 3.4188 2.6395 1.8779 1.1826 0.5669
22 Nc 19.358 18.250 15.998 13.693 11.287 8.5420
N q 7.8211 7.3733 6.4634 5.5323 4.5602 3.4512
Kq 2.7966 2.5821 2.1405 1.6787 1.1829 0.5947
N„ 5.0700 4.5173 3.3998 2.3499 1.4293 0.6530
24 Y Nc 21.570 20.178 17.392 14.605 11.769 8.6381
N q 9.6036 8.9836 7.7435 6.5026 5.2401 3.8459
к 3.0989 2.8514 2.3457 1.8232 1.2707 0.6292
68
Продолжение табл. 10
Ф, град Коэффициент 6'
0 0, 1 cp | О.Зср 1 0, Xp 1 o,7cp O.Ocp
Л'у 6.7963 5.9796 4.3805 2.9368 1.7224 0.7483
26 Л'/ 24.305 22.548 19.090 15.709 12.362 8.7881
Л' ([ 11.855 10.998 9.3107 7.6621 6.0295 4.2863
К 3.4430 3.1564 2.5756 1.9829 1.3663 0.6660
Ny 9.1494 7.9429 5.6548 3.6709 2.0720 0.8541
28 Л’с 27.684 25.455 21.141 17.029 13.069 8.9870
Nq 14.720 13.535 11.24! 9.0515 6.9490 4.7785
К 3.8366 3.5035 2.8341 2.1600 1.4705 0.7051
12.394 10.608 7.3255 4.5958 2.4911 0.9719
30 /Vc . 31.872 29.027 23.619 18.596 13.900 9.2321
18.402 16.759 13.637 10.738 8.0253 5.3302
К 4.2897 3.9008 3.1263 2.3575 1.5846 0.7469
Nv 1.6922 14.264 9.5362 5.7696 2.9966 1.1034
32 Nc 37.092 33.435 26.616 20.454 14.868 9.5222
Nq 23.178 20.893 16.632 12.781 9.2906 5.9502
К 4.8143 4.3581 3.4583 2.5784 1.7099 0.7917
Ny 32.530 26.507 16.492 9.2122 4.3588 1.4170
36 Nc 51.963 45.776 34.706 25.281 17.290 10.240
Nq 37.754 33.258 25.215 18.367 12.562 7.4400
К 6.1443 5.5062 4.2738 3.1074 2.0011 0.8915
66.014 51.714 29.605 15.093 6.4272 1.8186
40 Azc 76.506 65.611 47.007 32.200 20.552 11.159
Nq 64.196 55.054 39.444 27.019 17.245 9.3633
К 8.0121 7.0952 5.3673 3.7916 2.3617 1.0080
Nv 177.62 131.12 66.272 29.516 10.783 2.5025
45 Nc 134.88 111.08 73.119 45.728 26.385 12.652
Nq 134.88 111.08 73.119 45.729 26.385 12.652
к 11.614 10.101 7.3504 4.9747 2.9514 1.1848
у 11 кН/м3, q = 0, с =- 0) наибольшие значения g!IPi р (при б' 0) и Игр. р растут прямо пропорционально увеличению В.
Рис. 27 позволяет проследить влияние (р при постоянном значении других факторов (В=-9 м, у = 11 кН/м3, q -- 0, с -- 0). При возрастании ср в два раза, с 15 до 30°, максимальные значения оу1р> р (при б' =
0) и тпр. р увеличиваются соответственно в 10 и 12 раз. При дальнейшем увеличении ср в 1,5 раза, с 30 до 453, эти значения возросли соответственно в 11 и 14 раз. Если же сравнить графики несущей способности для ср = 15° и ср 45° (увеличение ср в три раза), то получим, что
69
'О 20 W 60 80 100 120 1W 160
^np.pjH/^2
Рис. 26. Влияние ширины расчетной эпюры на несущую способность основания
максимальное значение аПр. р (при 6'^0) возрастаете 13до 1420 Н/см2, т. е. в НО раз, а наибольшее значение тпр> р увеличивается с 1 до 170 Н/см2, т. е. в 170 раз.
Анализируя полученные результаты, заметим, что учет сцепления существенно увеличивает несущую способность основания, а поэтому вопрос о назначении расчетной величины удельной силы сцепления должен прорабатываться весьма тщательно. Однако
после такой проработки пренебрегать величиной сцепления не следует.
Необходимо иметь в виду, что даже небольшое увеличение угла Ф приводит к существенному возрастанию несущей способности основания. Поскольку зависимости имеют резко выраженный нелинейный характер, не следует пользоваться методиками, содержащими какие-либо интерполяции по ф в случае разнослойных грунтов. При расчете следует тщательно учитывать факторы, связанные с изменением ф (наличие ка-
Рис. 27. Изменение несущей способности основания в зависимости от угла внутреннего трения грунта
менной постели, прослойки грунта с другими углами внутреннего трения и др.). В большинстве случаев мероприятия по увеличению ф (замена грунта, уплотнение грунта и т. д.), вероятно, окажутся экономически целесообразнее, нежели уширение подошвы сооружения.
Устойчивость сооружений по СН 288—64 при наличии каменной постели [37, 31]. Рассматриваемый общий метод расчета несущей способности оснований позволяет учесть сцепление грунта, заглубление подошвы сооружения и пригрузку на части призмы выпирания. Таким образом, способ применим для расчета устойчивости любого гравита
ционного сооружения, и в том числе сооружения, основанного на возвышающейся над дном, либо целиком или частично заглубленной каменной постели.
Постель из каменной наброски или другой засыпки, возвышающейся над свободной поверхностью основания (рис. 28, а). В этом случае, пользуясь общепринятыми методами расчета, находят действующую на уровне горизонтальной поверхности основания трапецеидальную эпюру напряжений шириной Ь с ординатами сгтах и amin. Используя формулы (71), (72), эту эпюру заменяют расчетной равномерной эпюрой шириной В и интенсивностью нормальных напряжений а.
Рис. 28. Расчетные схемы для случая возвышающейся каменной постели
Интенсивность касательных напряжений
где Р — горизонтальная составляющая равнодействующей всех сил, действующих на сооружение, равная сумме всех горизонтальных сил.
При отсутствии пригрузки над участком ED угол наклона к горизонтали линии скольжения CD в практических методах расчета принимается равным 45°--
При наличии пригрузки Go угол наклона гр для линии CD следует принять таким, чтобы он в соответствии с экстремальными принципами отвечал наиболее невыгодному случаю, дающему минимальное значение силы 7?пр. р, при которой основание приходит в состояние предельного равновесия. Следовательно, для случая связного грунта основания получаем расчетную схему, показанную на рис. 28, б. Вначале рассмотрим решение кинематической части задачи. Очертание зон I и II можно определить точно так же, как и в методе ВНИИГа. Поэтому для определения величин 'ft, 0, гнач и гкон, пользуются формулами (76) - (79).
Для определения угла ф и завершения построения объемлющей линии скольжения необходимо произвести следующие вычисления:
А. yB2Niv + cBNc + С0ЛД0; (90)
+ (45°--^-. tg<pj 4-Go^Gotgcp; (91)
43 = vB2;V3v + cB#ctg^45r--^pg<(; (92)
as = tg f 45°-j-q>); (93
71
tgip --- —m ± ]/m (m — ad),
(94)
(95)
где АД, N2v, A/3v, Nc, NGq — безразмерные коэффициенты, зави-’ сящие от ф и б' и определяемые из приложения (рис. 2, 3, 4).
Воспользовавшись формулой (96), вычисляют величину /?пр< р и решают статическую часть задачи'.
Яцр.р^Т^ — I
tg2 ’Р “к -К tg 'I5-!'- A-j
(96)
tg'2 Ч>-4-«5 tg -ф
где t, i — безразмерные коэффициенты, зависящие от (р и 6' и определяемые из приложения (рис. 2).
Выражения для определения о11р. р итпр. р сохраняют прежний вид. Заметим, что при выполнении практического расчета пользуются только формулами (90) — (96); в вычислении величин О, 0, гпач, гкоп и др. и построении поверхности скольжения надобности нет.
Далее задаются еще рядом значений б' (О ДУ< ф), выполняют по формулам (90) — (96) аналогичные вычисления и, воспользовавшись всеми полеченными значениями онр. Ритпр. р, строят график несущей способности основания и находят искомый коэффициент запаса устойчивости сооружения /?г --р-- ♦
В случае несвязных грунтов основания в приведенные ранее формулы подставляют с --- 0.
Порядок выполнения практического расчета ясен из примеров 1 и 2, приведенных в приложении.
Случай частично заглубленной постели. Здесь дополнительно к пригрузке на части поверхности зоны выпирания весом Со имеется пригрузка интенсивностью q = у над всей зоной выпирания (рис. 29). В процессе выполнения расчета в формулы (90) — (92) для Аъ А2 и А3 вместо с нужно ставить с + q tg ф, где q ' У Д-
В остальном все формулы сохраняют прежний вид. Для этого случая в приложении выполнен численный пример 3.
Рис. 29. Расчетная схема для случая частично заглубленной каменной постели 72
Случай полностью заглубленной постели. Здесь все вычисления значительно упрощаются (Go 0; гр --- 45°-
при нахождении величин А2 и Л з в формулы (90) — (92) следует вместо с подставлять с + q tg ф, где q у tn, Ct — заглубление постели. Для рассматриваемого случая в приложении приведены численные примеры 4 и 5.
Использование метода ВНИИГа
Рис. 30. Влияние величины заглубления подошвы сооружения t на несущую способность основания
расчета устойчивости сооруже-
ний на каменной постели. В этом случае на стадии предварительных расчетов можно применить методику расчета и все формулы, приведенные ранее при рассмотрении метода ВНИИГа в аналитической форме. Следует иметь в виду лишь следующие особенности расчета.
Для случая возвышающейся постели (см. рис. 28) при подсчете силы G3 в нее, кроме веса грунта в объеме зоны ECD (G3) и равнодействующей нагрузки интенсивностью п над зоной III (при наличии в основании связного грунта), следует включить и вес пригрузки Go над зоной ИЦ в которую входит вес каменной постели, откосных и берменных массивов, лежащих правее вертикальной линии ЕМ\
G3--G.;--H ED-\-G(r
(97)
Для частично заглубленной постели (см. рис. 29) эта формула приобретает вид:
G3 -С;;Д/? £Г) ' Go . уЦЙЁЬ, (98)
где Д — заглубление постели;
у — объемный вес грунта (объемный вес каменной постели, попадающей в зону грунта толщиной 1и, можно принять равной объемному весу гранта).
В случае полностью заглубленной постели, когда Go = 0, формула (98) приобретает вид:
G3-G.; \ пЁЬй у^ЁЬ. (99)
Точно такую же расчетную схему приходится рассматривать при расчете несущей способности основания сооружения, подошва которого действительно заглублена на величину I от поверхности грунта. Влияние заглубления t на несущую способность основания при постоянном значении других факторов (ф 30°, В ----- 9 м, у = 11 кН м3, с = 0, Go : 0) показано на рис. 30.
Расчет несущей способности связного откоса 137]. В данном случае будем считать, что известны величина и направление равномерной нагрузки на участке Ц наклонной поверхности грунтового массива, а также направление нагрузки на второй грани связного откоса (рис. 31). В результате расчета должна быть определена величина нагрузки на этой грани, при которой грунтовой массив будет находиться в состоянии предельного равновесия.
73
Величину приведенного давления qr на грань О А и угол отклонения давления qr от нормали к грани ОА можно найти из выражений:
91 -= И(<Л)2 + с2 ctg2 ср + с ctg ф cos pi; (100)
tgP1= gl.sinPb...... , (J01)
qY cos pi-|-c ctg ф
гдеq{ — заданное действительное давление на грани ОА, отклоняющееся от нормали к линии О А на угол pj;
с — удельное сцепление.
Займемся нахождением величины q^ при известном значении р2.
В случае отклонения qx и q2 по часовой стрелке от внешней нормали к соответствующей грани углы рг и р2 считаются положительными, при отклонении против часовой стрелки— отрицательными.
Кинематическая часть задачи. Она сводится к построению поверхностей скольжения и решается при помощи следующих формул:
= arc sin (102)
sin ф
е1=4'(т+2₽1~(р~Р1~“А1); (103)
е2 = 90° — <р— е1; (Ю4)
р = 90° + р1— 0,; (105)
п — ©!-Рх + фж; (106)
Д2 = arc sin sin ; (107)
sin ф
+ (108)
ю = 90°— <р — 8; (109)
01п = 90° + р2 — б; (ПО)
е2п = 90° + <р - 01U; (111)
0 = 180° + 0, + р2 —р —е; (112)
'кон = ''Наче~01г<₽- (ИЗ)
74
В приведенных и последующих формулах угол Pj в случае поднимающегося откоса ОА считается положительным, в случае падающего— отрицательным. Учитывая, что откос OD падающий, величина угла Р2 подставляется со знаком минус.
Статическая часть задачи. Она сводится к определению величины q2 и может быть решена путем использования следующих расчетных формул:
q2 = 72v + <?3Q = Tzi + <7i N(J-, (114)
cos (р2 + со) cos (Цу + s —р2) 1 cos (Р2—Hv+W) дг a/,; cos (62 + ф—p2) sin (co-|-e) . q sin (фД-со) , e~e (p — cos 9 ф = e + cp + arc tg ; sin 0 (115) (П6) (H7)
sin (D n . (118)
sin Y| COS (p2+ c) ф
sin r| sin p 2 cos ф (П9)
л sin2 rje20 tg> 1 d = ! ; 2 sin 2ф (120)
sin2 ч sin ее20 tg 2 cos ф sin co (121)
Sin (61 +Pt —Pl) sin 0! (122)
— (^+0 sin ^2 ? sin (62—ц1Т) ’ (123)
i b = arctg ; 6ctge2+(rf+<)(ctgei+c.tg62) (124)
my = cos Pi? — tg (ip— p2) sin p.iY; (125)
.. arc- ter z —Ра) + (у niy tg (Рг+<о) i •— / -у Шу (126)
r __ n sin 0x 1 q COS ф (127)
Зная q2, можно определить величину действительного давления </2 на грани OD и угла р2 отклонения этого давления от нормали к грани OD:
q'i = Vqz + с2 ctg2 (р— 2<72 с ctg ф cos р2; (128)
tg р>-------^-П-Р2-----.
72 COS р2 — С ctg ф
(129)
75
Здесь рассмотрен общий случай, охватывающий все встречающиеся на практике расчетные схемы (₽г 0 или pj или р2 = 1|321, или
pi Pi — 0 и т. д.).
При рассмотрении подобных частных случаев расчет, естественно, упрощается.
Безразмерные коэффициенты и Nq являются функциями только углов (р, pn Pi, р2, р2.
Метод В, Г. Березанцева. На основе экспериментальных и теоретических исследований им предложены следующие формулы для определения центральной вертикальной предельной нагрузки на основания сооружений с круглой и квадратной подошвой:
«пр. р = лг2 (yrNy + cNc + q NqY (130)
7?пр. p - В2 (0,5 yBNy + cNc + qNq), (131)
где r— радиус подошвы круглого фундамента;
В—сторона квадратного фундамента;
Л/?, Л/с, Nq — безразмерные коэффициенты несущей способности, определяемые по табл. 11.
Таблица 11
Коэффициенты М?, Nc, Nq (по методу В. Г. Березанцева)
Коэффициент (р, град
16 1 I8 1 1 20 1 22 24 | 26 28 30 32 | 34 | 36
4,1 5,7 7,3 9,9 14,0 18,9 25,3 34,6 48,8 69,2 97,2
Nc 12,8 16,8 20,9 24,6 29,9 36,4 45,0 55,4 71,5 93,6 120,0
Ng 4,5 6,5 8,5 । 10,8 14,1 18,6 24,8 32,8 45,5 64,0 87,6
Глава V
ПРОЕКТИРОВАНИЕ СООРУЖЕНИИ
НА ЕСТЕСТВЕННЫХ ОСНОВАНИЯХ
§ 19. ОПРЕДЕЛЕНИЕ КОНТАКТНЫХ НАПРЯЖЕНИЕ! ПО ПОДОШВЕ ЖЕСТКОГО ФУНДАМЕНТА.
НОРМАТИВНОЕ ДАВЛЕНИЕ НА ГРУНТ
Распределение давлений по подошве сооружений. Теоретические исследования показывают, что на характер распределения контактных давлений по подошве существенное влияние оказывает гибкость фундамента. Если при центральной нагрузке для абсолютно жесткого фундамента на линейно деформируемом полупространстве будем иметь седлообразную эпюру теоретически с бесконечно большими давлениями по краям, то с увеличением гибкости фундамента эпюра трансформируется, приобретая все более и более параболическую форму (рис. 32). 76
| ,.Е!
Рис. 32. Теоретические эпюры контактных давлений:
/ и 2 — под абсолютно жестким и гибким фундаментом
На характер эпюры большое влияние оказывает также и степень развития пластических деформаций в грунтовом основании (величина внешней нагрузки, глубина заложения фундамента, прочностные свойства грунта, наличие близко расположенного скального несжимаемого основания и т. д.).
Точное теоретическое решение рассматриваемой задачи, хотя и имеется для внецентренной нагрузки, однако, учитывая большую сложность вопроса, на прак-
тике для определения давления жесткого сооружения на основание обычно пользуются формулами сопротивления материалов для центрального и внецентренного сжатия сплошного упругого бруса.
При центральном приложении нагрузки интенсивность давления по прямоугольной подошве фундамента площадью F и размерами ab будет равна (рис. 33, а):
N N
О' - — =------- ,
F ab 9
(132)
где N— полная нагрузка на основание, кН.
При внецентренной нагрузке, когда сила N действует в точке, лежащей на одной из осей симметрии с эксцентриситетом е, краевые давления определяются по формуле (рис. 33, б):
_ N М
O’max — Ч~ .
min Г IF
(133)
гдеМ^Лщ—момент силы N относительно центра тяжести подошвы фундамента, кН • м;
W—момент сопротивления сечения фундамента по подошве, м3. В этой формуле знак «плюс» соответствует crmax, а «минус» — <rmin. Для прямоугольной подошвы фундамента со сторонами а и b имеем F = ab'\ W = и формулу (133) можно написать в следующем виде
<ттах = ду (1 ± дщ. (134)
min ab \ Ъ )
Из этой формулы видно, что при эксцентриситете е, меньшем , эпюра давлений будет иметь трапецеидальную форму (см. рис. 33, б), а при е = — треугольную (рис. 33, в).
При е> -Q- под частью подошвы должны возникнуть растягивающие напряжения, которые фактически грунт основания воспринять не мо-77
Рис. 33. Расчетные эпюры распределения давления по подошве фундамента
жет. В этом случае используют условие равновесия таким образом,. чтобы объем сжимающей эпюры был бы равен Af, а центр тяжести эпюры должен находиться на линии действия N. Таким образом (рис. 33, г),
£>paC4 = 3d = 3^-е); _ £щах£брасч > (135)
отсюда
атах = -—(136) Яярасч
При ленточных фундаментах, когда а велико, можно рассмотреть полоску фундамента длиной 1 м (а= 1м) и упростить прежние формулы:
mi п
2<V
0расч
(137)
(138)
В том случае, если равнодействующая смещена относительно обеих главных осей инерции (рис. 33, д) давления под угловыми точками прямоугольного фундамента,
(z 1 ± ± (139)
ab \ b а )
где ех и еу — эксцентриситеты равнодействующей в плоскости подошвы фундамента относительно осей х и у.
Для схемы нагрузки, показанной на рис. 33, д, в угловых точках показаны знаки, которые нужно принимать при вычислениях угловых давлений по формуле (139).
78
Учитывая, что неравномерность давления по подошве сказывается в небольшой зоне грунта, значение атах может быть больше нормативного давления на грунт 7?н, но должно удовлетворяться условие
(ттах^ 1,2 /?". (140)
Однако при этом необходимо выполнить и второе условие, заключающееся в том, чтобы среднее давление под подошвой, полученное в предположении равномерного распределения напряжений, не превышало нормативного давления на грунт R11 (суср /?н).
Нормативное давление на грунт. При небольших нагрузках осадка фундамента происходит только за счет уплотнения грунта, т. е. уменьшения объема пор, и со временем затухает.
С увеличением нагрузки у краев фундамента начинают образовываться области предельного равновесия, которые будут распространяться на все большую глубину под подошвой фундамента. В этих областях будут возникать сдвиги частиц относительно друг друга. При большом развитии областей предельного равновесия осадка будет нарастать без увеличения нагрузки и произойдет разрушение грунта и выпор его из-под фундамента.
Нормативным давлением на грунт 7?н называют давление, при котором наибольшая глубина распространения областей предельного равновесия достигает 1/4 ширины подошвы фундамента. Это давление считается еще не опасным для основания; оно будет вызывать только затухающие осадки, а зависимость между деформациями и напряжениями с достаточной для практических расчетов точностью может быть принята линейной. Это позволяет рассматривать грунты как линейно-деформируемые тела и использовать хорошо разработанные для таких тел методы расчета напряжений и деформаций.
Нормативное давление 7?н на грунт вычисляют по формулам:
7?н - т [(Ab + Bh) у + De]; (141)
А =------0^------- ; (142)
л ctg<p--— + <р
(143)
(144)
Изложим указания о порядке выполнения расчетов по этим формулам. Безразмерные коэффициенты Л, В, D зависят только от угла <р; в литературе [14] приводятся значения этих коэффициентов для различных углов ф.
В приведенных выражениях через ф и с обозначены нормативные значения угла внутреннего трения и удельного сцепления грунта (т. е. значения, получаемые непосредственно по результатам испытаний).
79
Рис. 34. Расчетный размер подошвы фундамента
Через т обозначен коэффициент условий работы, принимаемый при расположении уровня грунтовых вод выше подошвы фундамента для песков пылеватых равным 0,6, для песков мелких — 0,8, во всех остальных случаях он равен единице.
Через Ь обозначен меньший размер подошвы фундамента (рис. 34); для фундамента в форме круга или правильного много-F — площадь подошвы фундамента.
угольника & — j г, где
Через h обозначена глубина заложения подошвы фундамента от природного уровня грунта или от планировки срезкой. Если насыпной слой грунта был отсыпан более 5 лет назад, то h считают от поверхности этого слоя. При фактической глубине заложения 0,5—1 м принимают h — 1 м, полагая, что верхние слои грунта уплотнились не только от действия веса грунта, по и в результате периодического высыхания (под действием капиллярного давления).
Средневзвешенный объемный вес грунта у в пределах слоя h принимается, как правило, без учета взвешивающего действия воды. Однако если по условиям образования и истории залегания грунтов уровень грунтовых вод не опускался ниже подошвы фундамента (например, вблизи больших водоемов или на местности, покрытой водой), то у следует принимать с учетом взвешивающего действия воды, а коэффициент условий работы — равным единице.
При назначении предварительных размеров, а также при назначении окончательных размеров Фундаментов сооружений III и IV классов (когда в основании залегают горизонтальные слои грунта с уклоном границ между слоями не более 0, 1, сжимаемость которых по глубине в пределах полуторной ширины наибольшего фундамента плюс 1 м не увеличивается), СНиП разрешает пользоваться готовыми табличными значениями нормативных давлений 7?11. Этими таблицами 1141 пользуются для фундаментов с шириной подошвы от 0,6 до 1,5 м и глубиной заложения от 1 до 2,5 аг. В таблицах 7?11 зависит: для крупно-обломочных грунтов — от вида грунта (Вп3004-600 кН/м2); для песчаных грунтов — от крупности (крупные, средней крупности, мелкие и пылеватые), влажности (маловлажные, влажные, насыщенные водой) и плотности (плотные и средней плотности) (7?п = 100 4-4-450 кН/м2); глинистых грунтов — от вида грунта (супеси, суглинки, глины), от коэффициента пористости (& = 0,54-1,1) и консистенции (В = 0 и В = 1; 7?» = 1004-500 кН/м2).
Заметим, что в таблице отсутствуют значения В11 для рыхлых песчаных грунтов, глинистых грунтов в текучем состоянии при В > 1, для супесей с коэффициентом пористости s>0,7, суглинков при 8> 1, глин при 8 4> 1,1, а также для грунтов с большим содержанием растительных остатков. Для всех этих грунтов несущая способность определяется только пробной нагрузкой на месте их залегания.
80
§ 20. ВЫЧИСЛЕНИЕ ПОЛНОЙ ОСАДКИ И КРЕНА СООРУЖЕНИЯ
Определив размеры подошвы фундаментов по нормативному давлению и убедившись, что соблюдены условия о1Пах 1,2 7?н и оср А!11 и, следовательно, зоны пластических деформаций в грунте незначительны, переходят к расчету деформаций основания, считая справедливой линейную зависимость между напряжениями и деформациями.
Деформации основания характеризуются:
абсолютной осадкой отдельного фундамента;
средней осадкой здания или сооружения scp, определяемой по данным абсолютных осадок не менее чем трех отдельных фундаментов, расположенных в пределах здания или сооружения:
А1 + А2Н-...Н-Дг
где s3 s2. sn— осадки отдельных фундаментов или ленты;
F±, F2, ..., Ftl— площади подошвы фундаментов, осадки которых вычислялись.
Абсолютная осадка отдельного фундамента не должна превышать средней осадки больше чем на 50%;
перекосом—разностью осадок двух соседних опор, отнесенной к расстоянию между ними. Если разность осадок отнесена к ширине пли длине либо к диаметру сплошного фундамента (например, жесткого сооружения), то деформацию называют креном-,
относительным прогибом — стрелой прогиба, отнесенной к длине изогнувшейся части здания или сооружения.
Вычисленные деформации не должны превосходить предельно допустимых, значения которых приведены в СНиПе.
В настоящее время признается решающее значение деформаций фундаментов для прочности и долговечности построенного сооружения.
Осадки фундаментов. Осадкой фундамента называется вертикальное его перемещение вследствие деформации толщи грунта, расположенной ниже подошвы фундамента, не сопровождающееся коренным изменением сложения грунта. В отличие от нее просадка вызывает коренное изменение сложения грунта (например, деформация основания при выпирании грунта из-под подошвы, оседание замоченных макропористых грунтов под нагрузкой и др.).
Рассмотрим последовательность вычисления полной (конечной) осадки фундамента по методу послойного элементарного суммирования, рекомендуемый СНиПом в качестве основного.
1. Построение эпюры от собственного веса грунта (эпюра естественного вертикального давления). Эта эпюра бытового давления строится для оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента в пределах глубины, приблизительно равной (Зк-4) Ь, где b—ширина фундамента.
Интенсивности бытового давления p6i (рис. 35) вычисляются на границах пластов грунта с различными характеристиками, а также на границе уровня грунтовых вод, как давление от собственного веса вышележащих пластов, считая от отметки природного рельефа
81
(при залегании сверху слоя насыпного грунта собственный вес его во внимание не принимается). В пределах каждого пласта эпюра бытового давления изменяется по линейному закону. При этом для всех пластов, расположенных ниже уровня грунтовых вод, в расчет следует вводить объемный вес взвешенного в воде грунта. Если в основании залегает водоупорный пласт, например плотная глина, то давление на его кровлю увеличивается на величину гидростатического давления воды (скачок на эпюре будет равен этой величине).
Таким образом, получаем
Pai = (145)
Рб2с = Рб1 + Т2^2с'> (146)
Рб2 Рб2с “I- Т2ВЗВ^2ВЗВ’ (147)
Роз = Рб2 + Тзв31Лз; (148)
рб г = Раз + ТгЛв + (149)
гдеув— объемный вес воды; ‘ •
hz — глубина залегания точки нижнего слоя грунта, для которой определяется бытовое давление, от ее кровли.
2. Построение эпюры дополнительного давления в грунте от сооружения и определение нижней границы сжимаемой толщи. В данном случае полагают, что осадка фундамента будет вызываться только дополнительным (уплотняющим) давлением от нагрузки сооружения сверх бытового давления. Считается, что осадка происходит за
Естественная
поверхность
Подвал
Ej, Узвзв
^4^7/4
Рб1 Р$2с\ Р б2 |
Нижняя граница сжимаемой толщьг^^
Уровень винтовых
—2 Ьвзв --
Рис. 35. Схема расчета осадки фундамента
/?2
^3
счет сжатия грунта в условиях невозможности бокового расширения в пределах некоторой толщи ограниченной мощности, называемой сжимаемой толщей (активной зоной). Таким образом, сжимаемостью пластов, расположенных ниже сжимаемой толщи, пренебрегается, что не вносит больших погрешностей в расчет, так как под влиянием обжатия собственным весом грунта реальное’ основание с некоторой глубины под действием внешней нагрузки в большинстве случаев можно считать практически несжимающимся.
82
Эпюра дополнительного вертикального давления от сооружения строится для оси, проходящей через центр тяжести подошвы фундамента. Учитывая, что эта эпюра имеет криволинейное очертание, для ее построения каждый пласт грунта при необходимости делится на несколько элементарных слоев с таким расчетом, чтобы толщина каждого слоя не превышала 0,4 Ь.
Интенсивности эпюры вычисляются для точек, расположенных на границах элементарных слоев, а сама эпюра, строящаяся вправо
Зона Влияния
Рис. 36. Оценка влияния соседних фундаментов: 1—эпюра щ для рассчитываемого фундамента А; 2 — эпюра ог с учетом нагрузки, попадающей в зону влияния
от осевой линии, имеет вид много
угольника и строится как для однородного основания.
Интенсивность дополнительного давления ад на уровне подошвы фундамента представляет собой среднее давление оср от сооружения на этом уровне (во всех случаях эпюра принимается равномерной) за вычетом бытового давления, на уровне подошвы фундамента, равного = = У1Н:
°д = стср — Рб- (150)
Дополнительное давление в грунте на глубине z ниже подошвы фундамента
<%о = (151)
где а — коэффициент рассеивания напряжений, определяемый по табл. 7, в зависимости от отношений т = 2z/b, п = 1/Ь;
I, b — соответственно больший и меньший размеры подошвы прямоугольного фундамента.
Строя постепенно эпюру для в глубь основания находят уровень, где дополнительное давление в грунте составляет 20% бытового давления на той же глубине (с точностью до + 5 кН/м2), т. е.
о20 == 0,2 рб.
(152)
Найденную таким образом глубину принимают за нижнюю границу сжимаемой толщи. Эту глубину можно определить и графически, если для пласта, где предположительно находится эта граница, вправо от оси построить эпюру с интенсивностями, равными 20% от соответствующих бытовых давлений, и найти точку пересечения вычерченной эпюры с эпюрой о20. Скальные грунты практически несжимаемы и служат естественной границей сжимаемой толщи.
Если вблизи рассчитываемого фундамента располагаются соседние фундаменты или значительная полезная нагрузка (например, в складах), то к эпюре о20 нужно добавить напряжения от соседних фундаментов или нагрузки, которые можно определить методом угловых точек. Зона влияния, в пределах которой должна учитываться эта нагрузка, показана на рис. 36.
Аналогично поступают и при определении осадок уже существующих фундаментов при загружгнии соседних площадей.
3. Определение осадки фундамента. Деформацию сжатия каждого элементарного слоя толщиной можно определить по формуле:
s. = 0,8<Л^-Щ (153)
El
где Ei — модуль общей деформации грунта в рассмат-
риваемом элементарном слое;
°zqi 0,5 (Хов т °zoh) — среднее давление в пределах слоя, равное полусумме дополнительных давлений, возникающих на верхней и нижней границах элементарного слоя;
0,8— коэффициент, корректирующий упрощенную схему расчета.
Полная осадка фундамента s будет равна сумме осадок отдельных элементарных слоев, расположенных в пределах сжимаемой толщи Ясж:
з = °,8 2 -|у<т20г-, (154)
где п — число слоев, на которое разбивается сжимаемая толща.
Если высота слоев Лсл в пределах одного пласта с модулем деформации £1[Л одинакова, то осадка пласта
0,8/щ с — ______
^пл —
^пл
т
2
(155)
где т— число слоев в пласте.
Полная осадка будет равна сумме осадок отдельных пластов в пределах сжимаемой толщи.
В рассмотренном методе при определении осадки учитывались только вертикальные составляющие сг~0 напряжений в грунте.
Более строгий метод с учетом всех трех компонентов напряжений в грунте разработан Д. Е. Егоровым.
Н. А. Цытовичем предложен метод эквивалентного слоя, под которым понимается такая толща грунта, которая в условиях невозможного бокового расширения дает осадку, равную осадке рассчитываемого фундамента.
Заметим, что для относительно небольших сооружений (например, зданий до 6 этажей) даже при грунтах средней сжимаемости величины осадок и их неравномерности заведомо не превышают допустимых значений. В СНиПе приводится соответствующая таблица с перечнем зданий и сооружений (промышленные, жилые, общественные и сельскохозяйственные) и видов грунтов основания, для которых при выполнении условий оср и o'max 1,2 разрешается расчет осадок не производить.
84
Крен фундамента. Вследствие внецентренной загрузки основания, несимметричного влияния соседних фундаментов и нагрузок, наличия в основании наклонных слоев грунта, наличия зон с более высокой плотностью грунта в пределах части основания и др. возникает крен фундаментов.
Появление крена может усложнить эксплуатацию сооружения, а возникновение эксцентриситета при крене в отдельных случаях может привести к потере устойчивости сооружения. Крен вычисляется для отдельно стоящих жестких фундаментов устоев мостов, дымовых труб, различных башен, морских гидротехнических сооружений и т. д. и является необходимым дополнением к расчету осадки фундаментов.
Крен прямоугольного фундамента вдоль оси х или у (см. рис. 33, д):
(156)
_ 8Л^(1-ц2р)
“ Вер
Для круглого фундамента'.
Еср
(157)
(158)
где/?, a, d— соответственно большая и меньшая стороны и диаметр подошвы фундамента;
£ср, Нср — средние значения в пределах сжимаемой толщи модуля деформации и коэффициента Пуассона;
/гр k2— коэффициенты, принимаемые по графикам [35].
Из выражений (156)— (158) можно найти размеры подошвы фундамента, приняв предельно допустимое значение крена [14]. Если фундамент имеет форму правильного многоугольника, то в расчете он заменяется равновеликим кругом и после этого используется формула (158).
Величину крена с учетом влияния загружения соседних фундаментов и площадей, а также при наклонном напластовании грунтов можно найти, вычислив осадки двух точек, располагающихся под противоположными краями фундамента в середине сторон. В этом случае крен находят из выражения
tg0.= s-l=^, (159)
где Sjl и s2— осадки выбранных двух точек;
I — расстояние между этими точками.
В заключение заметим, что деформация основания представляет весьма сложное явление и расчеты деформаций не всегда могут обеспечить желаемую точность.
85
§ 21. ОСАДКА ФУНДАМЕНТА ВО ВРЕМЕНИ И ГОРИЗОНТАЛЬНЫЕ СМЕЩЕНИЯ СООРУЖЕНИИ
В глинистых грунтах, особенно в пластичных, полная осадка достигается через длительное (от нескольких лет до нескольких десятков и сотен лет) время; и иногда бывает важно установить изменение осадки во времени. В качестве такого случая можно представить неразрезную конструкцию (например, мост), две соседние опоры которой воспринимают одинаковые нагрузки, имеют одинаковые размеры и одно и то же значение модуля деформации грунта в основании. Если предположить при этих условиях, что под подошвой первого фундамента залегают песчаные грунты, а в основании второго — глинистые, то очевидно, что конечные осадки их будут одинаковы, разность конечных осадок будет равна нулю, но в то же время осадка опоры на глинистом грунте будет проходить медленнее и в какой-то момент разность осадок опор будет наибольшей. Неучет этого явления может привести к аварийным последствиям. Разными будут осадки во времени и в том случае, когда грунтовые условия и фундаменты хотя и одинаковы, но возводятся они в разное время.
Для расчета осадок во времени используются решения одномерной задачи уплотнения теории фильтрационной консолидации, предложенной К. Терцаги и развитой Н. М. Герсевановым, В. А. Флориным и др. В простейшем случае рассматриваются неуплотненные, полностью водонасыщенные (слабые) глинистые грунты, уплотняющая нагрузка на которые сразу после ее приложения распределяется между водой и скелетом грунта прямо пропорционально модулям упругости воды и скелета.
В связи с тем что вода несжимаема, а фильтрация ее затруднена, в первоначальный период вся внешняя нагрузка или преобладающая часть ее передается на фильтрующуюся через поры гидравлически непрерывную воду. Таким образом, в грунте возникает область с избыточным напором воды, вследствие чего она вытесняется в окружающее пространство. Следовательно, по мере вытеснения воды и уменьшения напора, воспринимаемая водой часть нагрузки уменьшается и соответственно увеличивается нагрузка на скелет грунта. Очевидно, что в любой момент времени и на любой глубине давление в поровой воде и давление в скелете равно внешнему давлению. Чем больше коэффициент фильтрации, тем быстрее происходят процессы удаления избыточной воды и передачи нагрузки на скелет и тем быстрее уплотняется грунт.
Из изложенного ясно, что давление в воде непосредственного влияния на величину осадки грунта не оказывает, поэтому это давление иногда называют нейтральным. Давление, передающееся скелету грунта, вызывает перестройку его структуры, проникновение отдельных элементов в поры между соседними и т. д., т. е. вызывает те процессы, которые собственно и представляют уплотнение грунта; поэтому в отличие от нейтрального давление в скелете называют эффективным.
После прекращения движения воды (нейтральное давление равно нулю), вся внешняя нагрузка оказывается переданной на скелет грунта, и процесс фильтрационной консолидации заканчивается. Таким об-86
разом, предполагается, что скорость нарастания осадки всецело определяется скоростью вытеснения воды из пор грунта.
Для определения осадки st (см), условно безграничной в плане плиты, в зависимости от времени t (годы) получены формулы:
S( = S(1---^6(1 + У)2 ,
\ я2 / АД2
где s = — полная (стабилизировавшаяся) осадка пли-
8 ты, см;
6 а~(1 уФ£) у-коэффициент консолидации;
а, 8, —• коэффициенты уплотнения (см2/Н), пористости
(в начале уплотнения) и фильтрации (см/год);
Од — интенсивность дополнительного давления на уровне подошвы плиты, Н/см2;
/г—мощность сжимаемого пласта, см;
ув — плотность воды, Н/см3;
N — коэффициент (А/ = 1 для сжимаемого пласта между двумя дренирующими слоями и N = 4, когда фильтрация происходит лишь в одном направлении).
Задаваясь различными значениями t и используя эту формулу, можно построить график изменения осадки во времени.
Рассмотренное решение относится к случаю прямоугольной эпюры уплотняющего давления од по глубине сжимаемой толщи. СНиП П-Б.З—62 содержит указания, позволяющие применять приведенный способ при других очертаниях эпюр, учитывающих влияние собственного веса грунта и реальных нагрузок от фундаментов в условиях плоской (полосовая нагрузка) и пространственной задач, когда консолидация имеет двумерный и трехмерный характер.
Следует отметить, что после окончания процесса фильтрационного уплотнения (первичная консолидация} осадка грунта продолжается за счет проявления деформации ползучести скелета грунта (минеральных частиц и прочно связанных с ними водно-коллоидных оболочек); такая осадка называется еще вторичной (пластической) консолидацией. Этот процесс, не учитываемый теорией фильтрационной консолидации, изучается областью науки, рассматривающей протекание деформаций во времени под действием приложенных усилий и называемой реологией, закономерности которой применительно к грунтам изучены значительно слабее, чем процессы фильтрационной теории консолидации.
В целом можно отметить, что в мелких и пылеватых песках, супесях, пластичных суглинках, различного рода илах и других подобных сильно увлажненных грунтах, мало связывающих воду, наблюдаемые осадки близки к величинам, даваемым теорией фильтрационной консолидации. В неводонасыщенных грунтах, а также в плотных твердых и тугопластичных суглинках и глинах может возникнуть необходимость учета ползучести скелета грунта.
Грубо можно считать, что за время строительства сооружения в песчаных грунтах, а также в глинистых твердой консистенции достигает -
87
ся полная осадка, при пластичной же консистенции — только половина от стабилизированной осадки.
Явление деформации основания сооружения исключительно сложно. При воздействии на сооружение значительных горизонтальных нагрузок (подпорные стенки, набережные, плотины, здания ГЭС, устои мостов и др.) осадки сооружения будут сопровождаться горизонтальными смещениями и креном, методы вычисления которых разработаны значительно слабее, чем прогнозирование осадок, а всесторонняя постановка задачи о полной деформации основания сооружения вообще отсутствует.
СНиП II-16—74 «Основания гидротехнических сооружений. Нормы проектирования» (проект) рекомендует определять горизонтальные смещения сооружения применительно к двум типам грунтовых оснований: первый— основания слежены из несвязных и связных грунтов, не обладающих свойствами ползучести; второй — основания слежены связными грунтами, обладающими свойствами ползучести. Определять горизонтальные смещения сооружений и (см) при однородных грунтовых основаниях первого типа рекомендуется по формуле hqk
U = —— ,
2Еи
где q — интенсивность горизонтальной нагрузки (кН/см2)
приложенной к полуплоскости на полосе шириной &, см;
Еи — модуль деформации грунта, определенный по указаниям проекта СНиП, кН/см2;
k =- 0-7-4,23— коэффициент, определяемый по таблице, помещенной в проекте СНиП.
СНиП содержит указания по вычислению горизонтального смещения и также для случая горизонтально слоистого грунтового основания первого типа и однородного гр\ нтового основания второго типа.
В связи с тем что при грунтовых основаниях второго типа требуется проведение специальных исследований, связанных с определением реологических свойств и расчетных параметров ползучести грунта, прогноз горизонтальных смещений в этом случае проект СНиП рекомендует производить только для сооружений первого класса.
Глава VI
ФУНДАМЕНТЫ ГЛУБОКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ И СВАЙНЫЕ
§ 22. ПРИМЕНЕНИЕ СВАИ И СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
Виды свай и свайных фундаментов. Группа свай, объединенная в верхней части железобетонным, бетонным, металлическим или деревянным ростверком (надстройкой), представляет собой свайный фундамент.
Ростверк служит для сбора нагрузок от сооружения и’* распределения их между сваями, которые передают эти нагрузки 88
на грунт. Ростверк обычно имеет вид плиты; иногда, как, па-пример, в устоях мостов, он не выделяется из объема опоры.
Различают низкий и высокий свайные ростверки. Подошва низкого ростверка (рис. 37, а) располагается ниже поверхности грунта; поэтому фактически при висячих сваях часть нагрузки такой ростверк передает непосредственно на грунт. Эти ростверки типичны для гражданских и промышленных сооружений.
Рис. 37. Свайные фундаменты: а — низкий ростверк на сваях-стойках; б — высокий ростверк на висячих сваях
У высокого свайного ростверка (рис. 37, б) подошва находится выше поверхности грунта. На местности, покрытой водой, такие ростверки возводятся обычно без перемычек, благодаря чему они с давних пор получили исключительно широкое применение в портовом гидротехническом строительстве и в мостостроении.
Свая представляет собой элемент в форме стержня, длина которого может достигать 50—60 м, поперечный размер не превышает 100— 120 см, предназначенный для передачи нагрузки от сооружения на грунт основания и с этой целью погруженный в него.
По характеру работы и условию передачи нагрузки грунту различают сваи-стойки (см. рис. 37, а) и висячие сваи (рис. 37, б). Первые нижними концами опираются на плотный, практически несжимаемый грунт (скала, мергель, очень плотная глина и др.), который через торцы воспринимает всю нагрузку от сваи (боковая поверхность сваи в передаче нагрузки не участвует). Висячие сваи передают нагрузку на грунт и боковыми поверхностями, и торцами.
По характеру действуюьцего усилия различают сваи, работающие на осевые усилия (сжатые, растянутые) и воспринимающие поперечные и комбинированные силовые воздействия (подвергающиеся поперечному изгибу).
По направлению погружения различают сваи вертикальные и наклонные (с наклоном от 20 : 1 до 1 : 1). Сваи, имеющие наклон в разные стороны и расположенные настолько близко, что их осевые линии пересекаются в пределах ростверка, называются козловыми (в анало-гичнОхМ положении наклонную сваю с вертикальной иногда называют полу козловыми).
По материалу сваи могут быть железобетонными, металлическими, деревянными, бетонными и комбинированными (например, деревянная свая ниже уровня грунтовых вод и железобетонная или стальная трубчатая в верхней части и др.).
По форме поперечного сечения применяются сваи квадратные, круглые, прямоугольные, треугольные, многоугольные, пустотелые (рис. 38, я), трубчатые (рис. 38, б), двутавровые, крестообразные и др. Специальную группу составляют шпунтовые сваи.
89
Рис. 38. Виды свай:
« — квадратная с круглой полостью; б — трубчатая; e — пирамидальная; г — железобетонная забивная с уширением на конце; 0—бетонная вибронабивная с уширенной пятой:
е — винтовая
В зависимости от продольного профиля они могут быть постоянного (цилиндрические, призматические) и переменного сечения [пирамидальные (рис. 38, в), с местным уширением (рис. 38, г), с уширенной пятой (рис. 38, д), телескопические и др.]. Сваи могут готовиться заранее (призматические железобетонные) либо бетонироваться непосредственно на месте путем заполнения бетоном скважин в грунте [набивные сваи (см. рис. 38, 5)].
По способу погружения различают сваи забивные (которые погружаются забивкой молотами, подмывом водой, вибрированием, вдавливанием, вдавливанием в пробуренные лидерные скважины, вибровдавливанием, комбинированным способом), винтовые (завинчиваются в грунт специальными установками) (рис. 38, ё) и набивные (см. рис. 38, д).
Вдавливание свай в грунт может осуществляться с помощью агрегата АВС-35, состоящего из двух тракторов С-80 и развивающего максимальное задавливающее усилие в 350 кН. При необходимости сопротивление грунта погружению сваи может быть снижено за счет устройства лидирующей скважины. Агрегат отличается высокой производительностью (до 35 свай сечением 30x30 см и длиной до 6 н- 10 м в смену при скорости погружения до 1,5 4- 2 м в минуту) и отсутствием динамических воздействий.
Область применения свай. Железобетонные забивные сваи являются наиболее распространенными и могут быть квадратного сечения: — сплошные и с круглой полостью (см. рис. 38, а); круглого — полые с открытым и закрытым нижним концом (см, рис. 38, б); прямоугольного—сплошные; конические и пирамидальные. Они могут иметь форму трубы и собираться из отдельных звеньев и погружаться с открытым нижним концом, так называемые оболочки. В нормативных документах нет четкого определения терминов «полая открытая свая» и «оболочка»; условно границей между’ ними можно считать диаметр порядка 100—120 см.
Наиболее распространенными являются сплошные призматические квадратные сваи, изготавливаемые из обычного или предварительно-напряженного железобетона размером сечения от 20 X 20 см до 50 X 50 см (с интервалом через 5 см) и длиной от 3 до 24 м и более, с интервалом длины в 0,5 м для свай длиной до 6 м и с интервалом 90
в 1 м для свай большей длины. Учитывая возникновение динамических усилий, головная часть сваи усиливается путем установки распределительных арматурных сеток и уменьшения шага хомутов. В сваях широко применяется предварительное напряжение арматуры, что позволяет уменьшать расход стали и повышать трещиностой-кость свай.
В слабых грунтах могут быть весьма эффективными сваи с местными уширениями (см. рис. 38, г), размещаемые по длине сваи в местах залегания плотных слоев грунта и повышающие несущую способность до 1,5—2 раз.
Весьма эффективны в гражданском строительстве исследованные проф. В. Н. Голубковым (Одесский инженерно-строительный институт) пирамидальные сваи длиной от 1 до 5 м с размером в подошве 5x5 или 10 X 10 см и с размерами в голове от 50 X 50 до 80 X 80 см (см. рис. 38, в). Можно полагать, что использование таких свай для подкрановых путей в портах позволит в случае реконструкции с применением пирамидальных свай ликвиди ровать деформативность существующих конструкций путей и резко повысить их эксплуатационную надежность.
Размеры сечения прямоугольных свай могут быть, например, 20 X 40 и 25 X 50 см. Квадратные сваи с круглой полостью могут иметь размеры сечения 25 X 25 и 30 X 30 см (пустотность 16 -X 22%), круглого сечения полые с открытым нижним концом могут, например, иметь наружный диаметр 38, 50 и 65 см при толщине стенки 7 см.
| При применении железобетонных свай в морских портах следует предусматривать меры по повышению их долговечности.
Деревянные сваи изготавливаются из бревен хвойных пород. Вс избежание размочаливания головы сваи при ударах на нее надевают бугель (обруч из полосового железа). При забивке свай в плотные грунты и в грунты с включениями конец сваи защищают металлическим башмаком.
Сваи могут быть цельными (длина от 4,5 до 18 м, диаметр в верхнем отрубе от 16 до 35 см), пакетными (из нескольких бревен по длине и по поперечному сечению, длина до 25 м, диаметр до 60 см) и сращенные (из двух или трех бревен по длине).
Для повышения несущей способности рекомендуется делать местные уширения из отрезков бревен, располагаемых вдоль и поперек сваи и прикрепляемых к ней болтами.
Расположение в зоне переменной влажности резко уменьшает срок службы свай. Поэтому головы свай следует размещать ниже границы гниения; в этом случае при отсутствии древоточцев долговечность свай вполне достаточна.
Металлические сваи хорошо работают на изгиб и на динамические нагрузки. Чаще всего применяются стальные трубы заводского изготовления диаметром до 100 см и более, а также швеллера и широкополые двутавры с усилением дополнительными листами до коробчатого сечения. В практике портостроения в качестве таких свай довольно часто применяются старогодние рельсы и некондиционные трубы.
91
Утвержденной номенклатуры для металлических свай (за исключением шпунтовых) нет. В последние годы за рубежом стальные трубчатые сваи широко и успешно применяются при строительстве различных глубоководных сооружений, в том числе и причальных.
Винтовая свая (см. рис. 38, ё) представляет собой стальной или железобетонный ствол, закрытый конусным наконечником либо открытый снизу и снабженный на конце одним или несколькими витками стальных, чугунных или железобетонных винтовых лопастей. Шаг лопасти зависит от плотности грунта — с повышением плотности он увеличивается. Сваи могут погружаться вертикально и наклонно. Высокая несущая способность при работе на сжимающие нагрузки (до 10 000 кН и более), отсутствие сотрясений при погружении в грунт, наибольшее по сравнению с другими типами свай сопротивление выдергивающим усилиям — это положительно характеризует сваи.
В СССР для свай, закрытых снизу, применяются стальные оболочки диаметром от 275 мм (с лопастями диаметром до 1 м) до 1200 мм (с лопастями диаметром 2,5 м). Для завинчивания свай имеется машина M3C-13 на базе автомобиля КРАЗ-214 со скоростью завинчивания до 7,3 об/мин, с углом наклона сваи до 45° и сменной производительностью до 8 свай (при длине свай 6 м и диаметре лопасти 0,8 м). Крупные сваи-оболочки завинчиваются при помощи специального электрокабестана, поддерживаемого над сваей краном.
Винтовые сваи применяются в портостроении (при мощной толще слабого грунта), при строительстве мостов, линий электропередач, в качестве анкерных опор при сооружении мачт и лесосплавных устройств и т. д.
Так, например, в Одессе был возведен пирс портового элеватора на 7 кустах (в кусте 6 опор) наклонных (наклон 5 : 1) винтовых металлических цилиндров длиной до 40 м с железобетонным заполнением, имевших наружный диаметр 1020 мм, диаметр лопасти 2,2 м, расчетную нагрузку на сваю 5000 кН.
§ 23. ФУНДАМЕНТЫ ГЛУБОКОГО ЗАЛОЖЕНИЯ
Опускной колодец (рис. 39, ci). Он представляет собой толстостенную железобетонную или бетонную оболочку (толщина стен от 0,2 до 2 м) со скошенным нижним концом, погружаемую в основание под действием собственного веса путем разработки грунта у ее ножевой части. Колодцы больших размеров для увеличения жесткости делают многоячейковыми (рис. 39, б), причем для облегчения погружения внутренние стены не доводят до низа ножа на 0,5 м. Колодец бетонируют сразу на всю высоту либо постепенно наращивают по мере опу-’ скания. Для уменьшения сил трения грунта по боковой поверхности в процессе опускания колодца наружным стенкам иногда придают наклон или делают их уступчатой формы (рис. 40). После погружения колодец может заполняться бетоном либо оставаться без заполнения.
Опускание колодца производят с водоотливом или без водоотлива, удаляя грунт грейфером либо гидроэлеватором. Бетонное или железо-92
Прочный грунт
Рис. 39. Опускные колодцы:
п — погружение опускного колодца с искусственного островка; б — формы оп\ск-ных 'Колодцев в плане
Рис. 40. Форма колодцев:
а—цилиндрическая; о — коническая: в — ступенчатая
бетонное днище колодца устраивают методом подводного бетонирования, последующие работы выполняют насухо после откачки воды. На местности, покрытой водой, колодцы опускаются с искусственно отсыпанных островков (см. рис. 39, а), либо на тяжах со стационарных или плавучих подмостей.
Опускные колодцы применяются в сложных гидрогеологических условиях и, в частности, в случаях, когда грунты с хорошей несущей способностью залегают достаточно глубоко. В практике имелись случаи применения колодцев с глубиной погружения 70 м ниже уровня воды.
Рассматриваемые конструкции используются не только как глубокие фундаменты при больших нагрузках и ограниченных размерах сооружения в плане, но и в промышленном строительстве в качестве заглубленных помещений (водозаборные сооружения, насосные станции, подземные гаражи и резервуары и др.). В этом случае диаметр их достигает 60 м и более; в отечественной практике известен случай сооружения опускного колодца размером в плане 78,6 X 28,6 м.
Кессоны (рис. 41). В рабочую камеру кессона подается сжатый воздух, под давлением которого вытесняется вода из камеры. Рабочие ведут разработку грунта насухо, что позволяет погружать кессоны в самых сложных гидрогеологических условиях при наличии в грунтах любых препятствий, когда применение опускных колодцев невозможно, и создает благоприятные возможности для освидетельствования, испытания и закрепления грунтов основания.
Подъем и спуск рабочих в камеру кессона, а также вертикальная транспортировка материалов и грунта производится по собираемым из металлических звеньев шахтным трубам. В процессе опускания кессона звенья могут наращиваться; сверху па шахтные трубы устанавливается металлический шлюзовой аппарат, состоящий из центральной шлюзовой камеры и прикамерков: пассажирского и материального. Шлюзовой аппарат служит для постепенного изменения давления воздуха в процессе шлюзования и вышлюзовывания с тем, чтобы не вызвать опасных изменений в организме человека.
Кессон опускается под действием собственного веса и веса вышележащей части сооружения. После достижения проектной отметки
93
Рис. 41. Схематический разрез кессона:
1 — рабочая камера; 2 — потолок рабочей камеры; 3 — заглубленное помещение; 4 — шахтная труба; 5 — шлюзовой аппарат; 6' — надкессонное строение; 7 — кессон
рабочую камеру заполняют бетоном, шлюз удаляют и заканчивают возведение вышележащего сооружения. Как и опускные колодцы, кессоны могут погружаться с поверхности грунта или искусственного островка, на плаву и с подмостей: стационарных и плавучих.
Работы по устройству кессонов дороги, сложны и трудоемки. Пребывание людей в кессоне при давлении выше 3,9 кг/см2 не допускается; отсюда предельная глубина опускания кессона ниже уровня воды составляет порядка 35 м. Используя, принцип телеуправления, в СССР осуществлен автоматический (без людей в рабочей камере) метод погружения кессонов с разработкой грунта способом гидромеханизации («слепой» кессон). В этом случае ограничения в глубине погружения кессона отпадают, однако удаление препятствий из-под кессона становится невозможным.
Кессоны применяются при строительстве тоннелей метро, автодорожных подводных тоннелей,
водозаборов, насосных станций и т. д., т. е. при возведении подземных помещений различного назначения.
В качестве глубоких фундаментов, в частности в мостостроении, они в настоящее время в СССР почти не применяются: здесь они вытеснены более прогрессивными конструкциями фундаментов.
За рубежом построено много портовых (в том числе причальных) сооружений с применением опускных колодцев и кессонов.
§ 24. ПРОЕКТИРОВАНИЕ И РАСЧЕТ СВАИ И СВАЙНЫХ ФУНДАМЕНТОВ
Общие сведения. Различают несущую способность свай (сопротивление сваи) по условию прочности ее материала, которая часто имеет решающее значение для свай-стоек, и по условию прочности удерживающего сваю грунта, являющуюся расчетной при проектировании висячих свай. По материалу свая рассчитывается на осевое усилие как центрально сжатый стержень. Кроме того, в ряде случаев приходится учитывать изгибающий момент и поперечную силу.
Забивные сваи следует рассчитывать на усилия, возникающие в них в процессе изготовления, складирования и транспортирования, при подъеме траверсой за две точки, удаленные от концов сваи на 0,21 ее длины, и при подъеме на копер за одну точку, удаленную от головы сваи на 0,3 ее длины.
Кроме того, железобетонные сваи проверяются на трещинообра-зование. При вычислении усилий в свае от собственного веса вводится коэффициент динамичности Ад = 1,5 при расчетах по прочности и Ад = 1,25 при расчетах по трещиностойкости.
Из двух значений несущей способности (по материалу и по грунту) за расчетное принимается меньшее значение. Исходя из экономиче-94
ских соображений, следует стремиться к тому, чтобы оба значения сопротивления сваи были максимально близки.
Несущая способность сваи-стойки. Несущая способность железобетонной призматической сплошной сваи Рс (в кН) по условию прочности материала при рассмотрении сваи как центрально-сжатого стержня
Рс = т^ (R^Fq + #а^а), (160)
где mr = 1 — коэффициент условий работы;
Ф—коэффициент продольного изгиба; для низкого ростверка ф = 1, для высокого он находится с учетом закрепления концов свай; при этом в качестве расчетной принимается длина сваи, находящаяся вне грунта;
— расчетное сопротивление бетона при сжатии, кН/см2;
F§ — площадь поперечного бетонного сечения, см2;
7?а — расчетное сопротивление арматуры, кН/см2;
Fa — площадь сечения арматуры, см2.
Сопротивление Рс (в кН) сваи-стойки вертикальной нагрузке по условию прочности грунта
Рс = kmR*F, (161)
где& = 0,7 — коэффициент однородности грунта;
т=1— коэффициент условий работы основания;
Rn — нормативное давление на грунт под концом сваи
(в кН/м2), определяемое из таблицы [35];
F — площадь поперечного сечения сваи, м2.
Следует заметить, что в связи с уплотнением грунта при погружении свай и изменениями в условиях деформируемости основания величины 7?н для свай значительно выше, чем для фундаментов на естественном основании.
В строительной практике наиболее распространенными являются три способа определения несущей способности одиночной висячей сваи по грунту, которые обычно называют так: статический, динамический и метод пробных нагрузок. В настоящее время ведутся работы по внедрению метода определения сопротивления свай по результатам статического зондирования грунтов.
Статический метод определения несущей способности сваи по грунту. Этот метод можно назвать расчетом свай по нормативным сопротивлениям грунтов.
Расчетное сопротивление сваи на вертикальную сжимающую нагрузку Рс (в кН) определяется как сумма расчетных сопротивлений грунтов основания под торцом сваи (произведение площади поперечного сечения сваи на нормативное сопротивление грунта у острия сваи) и по ее боковой поверхности (суммарная сила трения равна площади боковой поверхности на удельную силу трения между сваей и грунтом).
Таким образом, для условий разнослойного грунта получаем
Pc^kmR" F + kmultf" lim^km(Rtt F + Ьгт^ (162)
95
где и — периметр поперечного сечения сваи, м;
f — нормативное сопротивление z-ro слоя грунта толщиной hi по боковой поверхности сваи (в кН/м2), определяемое из таблицы 1351;
mf — коэффициент, зависящий от способа образования ствола сваи, назначаемый в соответствии с таблицей [35].
При известной величине Рс глубину забивки сваи h можно определить подбором из уравнения (162). При однородном грунте
(163) ktnup mf
В том случае, если известен слой грунта z, в котором должна находиться концевая часть сваи, полную глубину забивки сваи h можно определить из выражения
/ t — 1 \
/-1 PG — km I Z?11 F-ru V Infj
/г- V hi +------------\---------A---------2, (164)
1 kmuf" mf
i— 1
где V //. — суммарная высота слоев грунта, расположенных
1 над кровлей слоя z;
f^hi — соответственно нормативное сопротивление и толщина слоев грунта.
Несущая способность по грунту сваи и сваи-оболочки, работающих на выдергивание,
Р» - ktnii^lhi, (165)
где пг— коэффициент условий работы; (т 0,6 для свай, забивае- ' мых в грунт на глубину менее 4 м; при глубине забивки 4 м и более т 0,8).
Изложенный метод исходит из весьма грубых представлений о работе сваи в грунте. В действительности определить, какая часть нагрузки передается через торец сваи, а какая через боковую поверхность, исключительно трудно. Это соотношение будет зависеть не только от глубины забивки и свойств окружающего грунта, но оно будет изменяться и в процессе нагружения сваи, по мере увеличения ее осадки.
Для решения этой сложной задачи, в частности, необходимо знать величину и направление смещения частичек грунта относительно сваи в различных точках ее длины. В ряде случаев силы трения могут иметь? обратное направление (так называемое отрицательное трение). Это может иметь место, например, в случае, когда острием свая опирается на прочный слой грунта, а осадка вышележащих слоев будет значительной (больше, чем осадка сваи). При этих условиях не только не будет передаваться часть внешней нагрузки через боковую поверхность сваи, но, наоборот, оседающие массы грунта передадут свае дополнительную нагрузку и ухудшат ее работу.
96
Поскольку надежных методов теоретического решения всех этих исключительно сложных вопросов нет, СНиП разрешает пользоваться приведенным способом только для предварительного определения несущей способности сваи с условием, что она будет в дальнейшем уточнена в процессе забивки на основе динамического метода расчета свай.
Динамический метод определения несущей способности свай. Он основан на связи, существующей между энергией удара молота и величиной погружения сваи в грунт от одного удара, называемой отказом. Чем меньше отказ, т. е. чем меньше погружается свая от удара молота, тем лучше она удерживается грунтом.
Предложено более 80 различных формул, выражающих эту связь. Рассмотрим формулу Н. М. Герсеванова, предложенную в 1916 г. и рекомендованную СНиПом.
Н. М. Герсеванов исходил из следующего уравнения работ: QH = P^e + Qh + aQH,
где QH — работа падающей ударной части молота [Q — вес падающей части (в кН), Н—расчетная высота падения (в м)];
Рпре—работа, затрачиваемая на преодоление сопротивления грунта погружению сваи [Рпр — предельное сопротивление сваи вертикальной нагрузке (в кН), е—отказ (в м)];
Qh—работа, расходуемая на упругие деформации (Л— высота подскока молота после одного удара, м);
aQH — работа, израсходованная на неупругие деформации (смятие головы сваи и подбабка), на нагревание и прочие потери, оцениваемая коэффициентом а в долях от работы молота.
Выполнив ряд преобразований, из этого уравнения можно определить Рпр, следовательно, несущая способность сваи Рс(вкН) или расчетное сопротивление сваи
п л п г nF Г 1 /~ л I 4 QH Q-\-0,2q .1
PG~kmJ>~ktn-------- / 14-----. ——. ————1 , (166)
с пр 2 L И nF е Q+q J V
где k = 0,7;
т = 1;
q = вес сваи с наголовником, кН;
F — площадь поперечного сечения сваи, м2;
п — опытный коэффициент, зависящий от материала сваи и способа забивки; для железобетонных свай квадратного сечения сплошных при забивке их с наголовником п = 1500 кН/м2.
Динамический метод используется для контроля достаточности глубины забивки свай в процессе возведения сооружения. Решив формулу (166) относительно е, можно получить
krnnFQH Q -[- 0,2? (167)
4 Удовиченко, Яковлев
97
Найденная по этой формуле для заданной проектной нагрузки на сваю Рс величина расчетного отказа е указывается в проекте и является контрольной. Для того чтобы забитые сваи имели несущую способность не ниже проектной, необходимо, чтобы измеренные истинные отказы (т. е. отказы после отдыха сваи в отличие от отказов до отдыха сваи, называемых ложными) были не более расчетного.
При забивке свай с наклоном (до 3 : 1) величину Н уменьшают на 20%, чем учитывается дополнительная потеря части энергии на трение движущихся частей молота. Указанные формулы выведены для молотов одиночного действия (паровых, воздушных, подвесных). В дизель-молотах энергия удара затрачивается еще на сжатие воздуха в камере воспламенения горючего; поэтому в формулы вместо QH ставится величина энергии одного удара, расходуемая на погружение сваи, приведенная в литературе [13] или в паспорте дизель-молота.
При использовании молотов двойного действия в приведенный метод необходимо внести поправки [13] либо произвести добивку молотом одиночного действия; при применении вибропогружения следует воспользоваться эмпирической формулой, приведенной в СНиПе.
Этот метод требует делать перерывы в бойке сваи (так называемый «отдых» сваи). В маловлажных чистых песчаных и гравелистых грунтах плотных и средней плотности по мере погружения отказ часто достигает нулевого значения (дальнейшая забивка невозможна), что объясняется образованием местного грушевидного уплотнения под концом сваи. Однако после отдыха здесь наступает разуплотнение и добивкой сваю можно вновь погружать, причем отказ возрастает.
В глинистых и плывунных пылеватых грунтах возникает противоположное явление: динамическое воздействие вызывает разжижение окружающего грунта и с увеличением глубины забивки отказ почти не уменьшается, а может и увеличиться. В процессе отдыха грунт восстанавливает структуру (сваю «засасывает») и отказы уменьшаются.
В хорошо фильтрующих водонасыщенных чистых песчаных и гравелистых грунтах отдых практически не влияет на величину отказа.
В соответствии с СНиПом добивка сваи должна производиться редкими ударами (5-4-10 ударов с интервалами 2-4-5 мин) после отдыха сваи, длительность которого должна составлять не менее 6 сут для глинистых и не менее 3 сут для песчаных грунтов.
Определение несущей способности свай по грунту способом статических пробных нагрузок. Динамический метод далеко не всегда правильно характеризует действительную несущую способность сваи. Относительно лучшие результаты получаются при достижении нижними концами свай песчаных грунтов, результаты, получаемые в глинистых грунтах, следует рассматривать как весьма условные. -
Метод статических пробных нагрузок хотя и является дорогим и трудоемким, но дает наиболее надежные и достоверные результаты. Его рекомендуется использовать при сложных геологических условиях, возведении ответственных сооружений, большом количестве свай, забиваемых в сходных геологических условиях.
Описываемые испытания состоят в измерениях перемещений свай под статической нагрузкой, осуществляемой путем загружения плат-98
Рис. 42. Графики зависимости
осадки сваи от нагрузки
формы, устроенной на голове сваи, либо с помощью гидравлических домкратов, которые размещаются между головой сваи и упорными балками, удерживаемыми группой анкерных свай (4 — 6 свай), специально для этой цели забиваемых вокруг испытуемой сваи (для этого целесообразно использовать соседние сваи возводимого свайного фундамента). Свая погружается ступенями. Величина ступеней назначается 1/10 4- 1/15 от ожидаемой величины предельной нагрузки, которая предварительно подсчитывается теоретически. В процессе нагружения с точностью 0,01 мм измеряются перемещения сваи. Для этого используются прогибомеры системы Максимова и Аистова, индикаторы часового типа, штангенглубиномеры, нивелиры и другие приборы. Следующую ступень нагрузки начинают осуществлять только после наступления условной стабилизации осадки от предыдущей ступени. Считают, что она наступила, если осадка увеличивается менее чем на 0,01 мм за последние два часа для глинистых грунтов и одного часа для песчаных. По полученным опытным данным строится график осадки сваи от нагрузки (рис. 42, а). За предельную нагрузку на сваю Рпр принимают такую нагрузку, при увеличении которой резко возрастают осадки при малом изменении нагрузки.
Для мостов величину Рпр рекомендуется назначать такой, при которой следующая ступень нагрузки (критическая нагрузка) увеличит осадки более чем в 5 раз по сравнению с предыдущей ступенью, либо вызовет длительную (более суток) незатухающую осадку.
Для других сооружений Рпр должна соответствовать нагрузке, при которой осадка сваи равна 0,lsnp (рис. 42, б), где snp — предельно допустимая величина средней осадки фундамента.
Несущая способность сваи Рс = kmPT[^ где k = 0J 4- 0,8, т = 1.
Заметим, что на основании проведенных испытаний часто строится также график нарастания осадок сваи во времени.
4* 99
Рекомендации по проектированию свайных фундаментов. Испытания кустов свай (группу свай при малом расстоянии между ними обычно именуют «кустом») пробной нагрузкой показали, что несущая способность сваи в кусте будет меньше, чем одиночной сваи.
При одинаковых нагрузках на сваю осадка группы свай всегда больше осадки одиночной сваи. При расстоянии между осями свай равном или более 6d (d — диаметр или сторона сечения сваи) упомянутое взаимное влияние свай можно практически не учитывать и сваи рассматривать как одиночные. Во всех случаях рекомендуется принимать расстояние между осями вертикальных или наклонных свай в плоскости их нижних концов не менее 3d. Расстояние в свету между сваями-оболочками должно быть не менее 1 м. Осадки свайных фундаментов происходят в основном за счет деформации грунтов, залегающих ниже острия сваи. Следует стремиться к тому, чтобы пройти сваями толщу слабых грунтов (насыпные грунты, торфы, глинистые грунты в текучем состоянии, рыхлые пески) и завести нижние концы свай в слой прочного грунта. При этом не следует назначать глубину забивки свай в твердые глины более 0,8 м, в крупнообломочные — более 1 м и в плотные гравелистые пески—более 1,5—2 м.
Величина заглубления должна быть не менее (в м): в глинистые грунты с консистенцией В <J0,1, в крупнооболочные грунты, гравелистые крупные и средней крупности, песчаные грунты — 0,5, в прочие виды нескальных . грунтов -- 1,0.
При проектировании иногда экономически выгодно принять фундамент с меньшим числом более длинных свай, чем с большим числом коротких. В низких ростверках длина сваи от отметки подошвы ростверка до нижнего конца называется расчетной длиной /р или глубиной погружения сваи. С учетом заделки сваи в ростверк заготовительная длина будет равна /р + d. Окончательную длину сваи следует подобрать по нормалям на сваи.
При проектировании необходимо определить количество свай в фундаменте, которое для вертикальной центральной нагрузки будет
п = (168)
* с
где N — расчетная суммарная нагрузка на сваи на уровне-подошвы ростверка от сооружения, веса ростверка, веса грунта над ростверком и др., кН;
Рс— несущая способность сваи по материалу или грунту, кН.
При проектировании свайных фундаментов в соответствии с СНиПом считают, что вся нагрузка от сооружения передается сваям (участием подошвы ростверка в передаче давлений непосредственно на грунт пренебрегают. Это создает излишние запасы и не способствует экономному проектированию фундаментов).
В плане сваи располагаются рядами или в шахматном порядке, т. е. по квадратной или треугольной сетке. Вторая схема расположения свай в вершинах равносторонних треугольников обеспечивает наиболее равномерное уплотнение грунта между сваями. В жилых зданиях допускается располагать сваи под стенами в один ряд.
100
При наличии эксцентриситета найденное по формуле (168) количество свай умножается на коэффициент 1,1—1,3 (чем больше эксцентриситет, тем больше коэффициент), а сваи размещаются с постепенным уменьшением расстояний к наиболее нагруженному ребру так, чтобы центр тяжести сечений свай в плоскости их нижних концов был бы близок (или совпадал) к точке приложения равнодействующей нагрузки N. В этом случае, построив по обычной формуле внецентрен-ного сжатия эпюру фиктивных напряжений по подошве ростверка, объем которой равен N, делят ее на полоски и добиваются, чтобы объемы эпюры, приходящиеся на одну сваю, были бы одинаковы. В том случае, если фиктивные краевые напряжения отах и omin отличаются не более чем на 30—40%, можно оставить равномерное распределение свай по площади основания.
Горизонтальную нагрузку разрешается распределить равномерно между всеми сваями фундамента, соблюдая условие
(169)
№ — нормативная горизонтальная нагрузка на сваю на уровне подошвы ростверка, кН;
Рнг — нормативное сопротивление сваи горизонтальной нагрузке (в кН), соответствующее заданной в проекте величине горизонтального перемещения головы сваи [35].
Если к фундаменту приложена горизонтальная нагрузка, не превышающая 0,1 от вертикальной, можно обойтись без наклонных свай.
Расчет свайных фундаментов и их оснований следует произвести по первому предельному состоянию (по несущей способности) по прочности или устойчивости, а также по второму предельному состоянию (по деформациям) по осадкам и перемещениям. Особенно важны эти расчеты при значительной площади фундамента (элеваторы, склады и др.), когда мощность сжимаемой толщи велика и в, пределах этой толщи могут оказаться сильно сжимаемые прослойки грунта.
Рис. 43. Схемы определения границ условного фундамента:
а ^—высокий свайный ростверк; б — низкий ростверк иа вертикальных сваях; в — случай ростверка с наклонными сваями
101
При выполнении этих расчетов оперируют с условным фундаментом АБВГ, ширина которого b принимается с учетом вовлечения в работу грунта, примыкающего к наружному контуру свайного куста
<рн
(см. линии, наклоненные к вертикали под углом на рис. 43, а, б, в). Размер условного фундамента а в направлении, перпендикулярном чертежу, определяется аналогично. Проверка прочности основания при расчете по первому предельному состоянию заключается в выполнении условия
Л7Н
р = — (170)
ab
тдр Nu — нормативная вертикальная центральная нагрузка, кН (внешняя нагрузка и вес свай, ростверка и грунта в объеме условного фундамента);
7?н — нормативное давление на уровне концов сваи, кН/м2. Средневзвешенное нормативное значение угла внутреннего трения грунта фрС рекомендуется находить по формуле
<p^i+(p»/i2+...+(p«/zn
где ср”, ф2, ..., — нормативное значение углов внутреннего трения
для отдельных пройденных сваями слоев грунта толщиной соответственно h2, hn\ h~h1+h2+-^+hn — толщина слоев грунта.
Расчет по устойчивости (например, по методу круглоцилиндрических поверхностей) [35] требуется производить только в том случае, если на свайные фундаменты передаются горизонтальные нагрузки в основном сочетании (подпорные стенки и др.) или основания ограничены откосами.
Расчет по второму предельному состоянию заключается в сравнении расчетной осадки с предельной для данного сооружения. Общая осадка свайного фундамента складывается из деформации сжатия материала сваи (из-за малой величины ею пренебрегают) и перемещения острия свай, равного осадке нижележащих слоев грунта под воздействием уплотняющего давления р (см. рис. 43). Эта осадка определяется в той же последовательности и по той же методике, как для любого фундамента на естественном основании (см. гл. V). Осадка ростверков на сваях-стойках ввиду ее малой величины не определяется.
Следует выполнить расчет по третьему предельному состоянию (по трещиностойкости) для железобетонных забивных свай и свай-оболочек: предварительно напряженных — по образованию трещин (появление трещин не допускается); без предварительного напряжения— по раскрытию трещин (допускаемая ширина раскрытия трещин не должна превышать 0,3 мм).
Полной ясности о поведении свайных фундаментов в сейсмических условиях нет, поэтому нет и соответствующих нормативных документов [30].
102
Часть третья
ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глава VII
КОНСТРУКЦИИ ПРИЧАЛЬНЫХ сооружении И ИХ ПРОЕКТИРОВАНИЕ
§ 25. ТИПЫ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
Разнообразие конструкций причальных сооружений вызвано геологическими условиями, назначением причалов, видами перерабатываемых грузов, различными глубинами и т. д.
По конструктивным признакам причальные сооружения можно подразделить на следующие типы:
гравитационные сооружения — подпорные гравитационные стенки, которые удерживают грунт (песок, камень), отсыпанный за стенку, и обеспечивают устойчивость собственным -весом сооружения и весом грунта, заключенного в нем. К гравитационным сооружениям относятся: стенки из массивовой кладки, оболочки большого диаметра, массивы-гиганты; уголковые набережные, ряжевые конструкции и др.;
тонкие стенки — сооружения, образованные погружением в грунты основания сплошного ряда свай или шпунтин и отсыпанным за стенку грунтом засыпки. Устойчивость тонких стенок обеспечивается защемлением их в грунтах основания и анкерным устройством заан-керованных стенок.
Сооружения в виде тонких стенок могут быть выполнены из деревянного, металлического или железобетонного шпунта, сплошного ряда свай, колонн-оболочек или металлических труб. Причалы в виде тонких стенок называют больверками\
сквозные сооружения — сооружения на отдельных опорах (сваях, колоннах); набережные — эстакады; пирсы — эстакады на железобетонных или деревянных сваях, пустотелых железобетонных оболочках, опорах из металлических труб. Сквозное сооружение, примыкающее (сопрягающее) к существующей или вновь построенной стенке, называют свайной оторочкощ
специальные сооружения — сооружения на специальных основаниях: винтовых сваях, опускных колодцах, кессонах и др. Строят их в исключительных случаях при тяжелых геологических условиях (слабые грунты большой мощности) и больших величинах вертикальных нагрузок;
особый тип причальных сооружений — плавучие причалы, состоящие из металлических или железобетонных понтонов и сооружения в виде отдельно стоящих пал (одиночных опор).
103
Конструкции причалов, относящиеся к одному и тому же виду сооружений, могут отличаться и иметь свои особенности, например: причалы из массивов могут отличаться типом массивов или конструкцией верхней надстройки (уголковые стенки или стенки с потернами), т. е. каналами, в которых размещаются инженерные сети;' причалы уголкового типа могут быть с контрфорсами, внутренней или внешней анкеровкой;
тонкие стенки могут быть гибкими, жесткими, незаанкерованными, заанкерованными в одном или нескольких уровнях;
конструкции на свайных основаниях могут отличаться типом свай и их расположением в основании; могут иметь переднюю или заднюю шпунтовую стенку; эстакады могут быть безраспорными или распорными (воспринимающими горизонтальную нагрузку от давления грунта) и могут отличаться конструкцией верхнего строения (ростверка).
Ростверк может быть жестким (монолитным бетонным), гибким (монолитным или сборным железобетонным) или нежестким (деревянным). Гибкие сборные ростверки могут быть собраны из железобетонных плит (безригельная система), продольных ригелей и плит (продольно-ригельная система) или поперечных ригелей и плит (поперечно-ригельная система).
Продольный ригель омоноличивает ряд свай, расположенных вдоль кордона, а поперечный — поперечный ряд свай.
Достроичные набережные (набережные, у которых достраиваются или ремонтируются суда) могут быть выполнены различных типов, но их характерной особенностью является конструкция верхнего строения, имеющего развитую систему потерн.
§ 26. ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
Проектирование причальных сооружений основывается на данных инженерно-технических и технико-экономических изысканий. В состав инженерно-технических изысканий входят: топографическая съемка участка строительства, гидрографические данные, гидрологические и метеорологические материалы, геологические и гидрогеологические данные об инженерных свойствах грунтов.
В состав технико-экономических изысканий входит изучение производственных возможностей строительной организации и предприятий железобетонных конструкций; транспортных, энергетических и других коммуникаций; источников снабжения местными строительными материалами, полуфабрикатами и т. д.
При выборе конструкции причального сооружения исходят из: типа расчетного судна, планового положения и длины причала, отметки дна у кордона и самого кордона, категории эксплуатационных нагрузок, специальных требований к причалу. С учетом исходных данных назначаются размеры секций, пролетов и т. д., выбираются строительные материалы с максимальным использованием местных.
При проектировании причальных сооружений учитывают: принцип индустриализации, который предусматривает изготовление унифицированных элементов конструктивных деталей высокой заводской 104
готовности; мероприятия по обеспечению их долговечности с учетом воздействия агрессивной среды и условий, т. е. применение в зоне переменного уровня наиболее прочных элементов конструкций, бетона с повышенной прочностью, морозостойкостью и водонепроницаемостью, специальных мер защиты — облицовка, покрытия, пропитка, а для металла — катодная защита соответствующих материалов для изготовления конструкций.
На основании исходных данных назначается несколько вариантов конструкций причального сооружения. Каждый вариант конструкции подвергается технико-экономической оценке на эффективность, затем производится сравнение и выбирается оптимальный вариант.
Основные резервы повышения технико-экономической эффективности конструкций в процессе проектирования — максимальное использование в проектах экономичных типовых решений и унифицированных элементов и несущей способности грунтов.
§ 27. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ВНЕШНИХ РАЗМЕРОВ ПРИЧАЛА
Основные размеры причального сооружения — глубина у кордона, отметка кордона, длина.
Глубина у кордона причала определяется с учетом назначения причала и равна сумме наибольшей осадки расчетного судна в грузу и килевого запаса в условиях акваторий, защищенных от волнения и заносимости. Нормы технологического проектирования (НТП) морских портов указывают глубины у кордона причалов (табл. 12).
Таблица 12
Глубины у причала в зависимости от размера судов
Глубина У кордона, м Предельная осадка расчетного судна, м Наибольшая длина, м, судна для грузов
генеральных и лесных 1 навалочных наливных
16,5 14,9 290
15,0 13,4 — 260 260
13,0 11,7 230 240 240
11,5 10,4 190 210 210
9,75 8,75 160 170 170
8,25 7,35 130 150 150
6,5 5,85 100 110 120
5,0 4,50 80 80 90
Примечание. Указанные глубины соответствуют скальному дну у причала.
Отметка кордона причала принимается не менее 2 м от расчетного уровня с учетом удобства производства перегрузочных работ, нормального расположения инженерных коммуникаций и незатопдяе-мости территории.
Длина причала принимается в зависимости от длины расчетного судна с учетом запаса, обеспечивающего безопасность стоянки и швартовных операций, и определяется по формуле
~ -^рас 4“ ИЛИ Lnp = £рас 4~ Л (172)
1D5
где Lpac — длина расчетного судна, м;
d — запас на расстояние между соседними судами, м (табл. 13);
Z — запас на расстояние между судном и концом прямолинейного участка причального фронта, м (табл. 13).
Таблица 13
Вид причального фронта В плане
Наибольшая длина расчетного судна ,м
Более 200 151 Менее
200 -150 4 100 100
t d—расстояние между судами, м
25 \ 20 15 | 10
2.1— расстояние между судами и концом прямолинейного участка фронта б зависимости от расположения причалов, м
а ю 7 5 3
5 30
д 20
г 50
25 20
15 15
50 30
15
10
20
Длина речного причала зависит от длины расчетного судна, конфигурации причала по отношению к линии причального фронта, условий производства перегрузочных работ и определяется по формуле
Lp. п = -^рас Н- А^рас ^и^рас
где Lpac — длина расчетного судна, м;
Д/рас = 0 4- 0,15 Lpac — длина передвижки судна, принимается в зависимости от схемы перегрузки;
dpac = 8 — 25 — расстояние между судами, м;
&и — коэффициент, корректирующий возможный излом причальной линии в сторону берега; при изломе до 120— 150° = 1 4- 1,2, при расположении причала нормаль-
но к берегу =1,5.
106
(173)
Глава VIII
РАСЧЕТ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 2'8. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ РАСЧЕТА
Произвести расчет сооружения — значит определить его прочность, жесткость и устойчивость. Расчет позволит ясно представить работу или деформацию сооружения и его элементов, определить опасные места конструкции и грамотно решать инженерные задачи на производстве.
Точность расчета. Чем точнее выполнен расчет, тем надежнее и экономичнее сооружение. Точно выполненный расчет — это нетолько отсутствие арифметических ошибок, но и правильно составленная расчетная схема, правильно определенные нагрузки и их сочетания и главное применение такого метода расчета, который позволит выявить действительные внутренние усилия и деформации сооружения от воздействия принятых комбинаций нагрузок, т. е. определить те внутренние усилия и деформации, которые могут возникнуть в период строительства, эксплуатации или ремонта сооружения.
Однако самые совершенные методы расчетов строительных конструкций не гарантируют точного определения усилий и деформаций ввиду неоднородности материалов и грунтов основания, а следовательно, неодинаковых свойств элементов сооружения в различных сечениях. Поэтому в расчеты вводят коэффициенты запаса.
Для сравнения расчетных данных с действительными строят опытные сооружения или их модели, на которых устанавливают различного рода датчики, позволяющие с необходимой точностью установить действительные величины внутренних усилий и деформаций, возникающие в сооружении.
Расчет строительных конструкций основывается на данных изысканий в районе строительства, поэтому точность расчета зависит от тщательности и точности геологических, гидрологических, метеорологических и других инженерных изысканий.
Теория расчета. Теорию считают научно обоснованной, если она подтверждена опытом и практикой. Теория дает три метода расчета строительных конструкций:
по допускаемым напряжениям;
разрушающим усилиям;
предельным состояниям.
В зависимости от поставленной задачи и принятой точности ее решения принимают тот или иной метод расчета. Оптимальные положения расчета сооружений приведены в соответствующих главах СНиПа и специальных нормативных документах.
Наиболее близко подходят расчетные данные к действительным при расчете сооружений по предельным состояниям. Расчет по предельным состояниям позволяет наиболее рационально использовать несущую способность сооружения в пределах допускаемых деформаций, т. е. проектировать экономичные конструкции.
107
§ 29. РАСЧЕТ ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
Под предельным состоянием сооружения понимают такое его состояние, при котором сооружение еще может исправно работать, не разрушаясь от воздействия всех возможных одновременно действующих нагрузок.
Для наиболее рационального использования несущей способности сооружения исходят из предельно допустимых по условиям эксплуатации деформаций сооружения и его основания, т. е. прогибов, перемещений, неравномерности осадок, которые вызывают крен сооружения и другие возможные виды деформаций. Расчетом рассматривают три предельных состояния.
Расчет по первому предельному состоянию рассматривает несущую способность сооружения, т. е. общую устойчивость сооружения и его основания. Расчет по второму предельному состоянию определяет допустимые величины деформаций и перемещений. Третье предельное состояние предусматривает расчет трещиноустойчивости и допустимости трещинообразования.
Расчет по трем предельным состояниям позволяет установить все размеры и материалы деталей конструкции, удовлетворяющие техническим и экономическим требованиям строительства.
При расчете по предельным состояниям существенное значение имеет учет возможного увеличения или уменьшения нормативных нагрузок в условиях эксплуатации и строительства причальных сооружений.
Нормативными нагрузками называются такие нагрузки, которые возникают при нормальной эксплуатации сооружения.
Коэффициенты перегрузок. В процессе эксплуатации сооружения могут возникать такие ситуации, которые создадут нагрузки больше или меньше нормативных. Изменчивость нормативных нагрузок учитывают введением коэффициентов перегрузок п. Значения коэффициентов п определяют обработкой натурных наблюдений и опытов методами математической статистики. Величина коэффициента перегрузок зависит от характера воздействия нагрузок на сооружение с учетом назначения и ответственности сооружения. Так, например, для веса конструкции коэффициент п колеблется в пределах 0,94-1,1, тогда как для эксплуатационных нагрузок на причалах или для волновой нагрузки он может достигать значений 1,5 и выше.
В расчет по предельным состояниям вводят не нормативные нагрузки, а расчетные.
Расчетные нагрузки N определяются произведением нормативных нагрузок № на соответствующие коэффициенты перегрузок N = NR п.
Коэффициенты неоднородности. Возможные отклонения от нормативной прочности материалов и других характеристик материалов и грунтов в неблагоприятную сторону учитывают введением коэффициентов неоднородности k. Его значение (k<Z 1) определяют путем испытания большого количества образцов материалов сооружения и грунтов основания.
108
Коэффициент неоднородности учитывает опасные снижения сопротивления материалов из-за неоднородности механических свойств одного и того же материала в различных сечениях конструкции.
Расчетное сопротивление материалов 7? равно произведению нормативного сопротивления на коэффициент неоднородности:
7? - R*k.
Коэффициенты условий работы. Особенности работы материалов элементов конструкции и их соединений, оснований, а также сооружений и конструкций в целом, не отраженные непосредственно в расчетах, учитываются коэффициентами условий работы т\ например, возможные концентрации напряжений в каком-то сечении или агрессивность среды и тому подобные значения коэффициентов условий работы (т 1) устанавливают в соответствии с опытными данными, а также данными натурных измерений действительной работы конструкций и оснований в условиях строительства и эксплуатации.
Расчет по первому предельному состоянию. В общем виде должно удовлетворяться неравенство
nN* < Ф (/и, k± R*, k2 R*, S),
где n — коэффициент перегрузки;
N* — усилие (изгибающий момент) от нормативных нагрузок;
Ф — функция несущей способности конструкции или основания, зависящая от коэффициента условий работы, расчетных сопротивлений материалов k^R*, k^Rf ... и от геометрических размеров конструкции S.
Расчет по второму предельному состоянию. В общем виде должно удов л етвор яться нер авенство
А</,
где А — перемещение (деформация), зависящее от геометрической формы конструкции или ее элемента, упругости, пластичности, ползучести материалов и от нормативных нагрузок;
f — предельная величина деформации или перемещения (стрела прогиба, угол поворота, сечения и т. п.).
По третьему предельному состоянию производится расчет на раскрытие трещин в железобетоне.
§ 30. СОСТАВ НАГРУЗОК И ИХ СОЧЕТАНИЯ
Конечный результат расчета не будет отражать фактическую вели чину внутренних усилий в элементах сооружения, если неверно определены нагрузки и их сочетания. Определение нагрузок является одной из основных задач расчета. Нагрузки и воздействия подразделяются на постоянные и временные.
Постоянные нагрузки', собственный вес сооружения и грунта; вес постоянно установленного технологического оборудования; активное
109
давление грунта от его собственного веса и постоянных нагрузок; воздействие от предварительных напряжений конструкций (для пред-напряженных элементов конструкции).
Временные нагрузки подразделяются на длительные, кратковременные и особые.
Временные, длительно действующие нагрузки: нагрузки на территории причала от транспортных и перегрузочных машин; нагрузки от складируемых на причале грузов; активное давление грунта от влияния временных нагрузок на территории причала; гидростатическое давление, вызванное подпором грунтовых вод; температурные воздействия, вызванные климатическими перепадами температур в межсезонный период.
Кратковременно действующие нагрузки: швартовная нагрузка, вызванная натяжением швартовных тросов от действия ветра на пришвартованное судно; нагрузка, вызванная навалом судна при швартовке; нагрузка от статического навала стоящего у причала судна, вызванная действием ветра со стороны акватории; волновая нагрузка при подходе впадины волны; гидростатическое давление воды, вызванное образованием подпора за счет колебаний уровня воды перед стеной; ледовые нагрузки; ветровые нагрузки; климатические температурные воздействия, вызванные суточным перепадом температур;
монтажные нагрузки, возникающие при транспортировке и монтаже элементов сооружения;
усадочные воздействия.
Особые нагрузки: сейсмические воздействия;
прочие нагрузки и воздействия, возникающие в особых условиях службы сооружения, например взрывная волна и другие катастрофические нагрузки.
Сочетание нагрузок одновременно действующих на сооружение, подбирают так, чтобы они соответствовали фактической возможности одновременного их действия на сооружение.
Для расчета сооружений принимают наиболее неблагоприятные сочетания и положения нагрузок, причем любая временная нагрузка не вводится в сочетание, если она уменьшает напряженное состояние рассчитываемого элемента.
При учете совместного действия нагрузок различают основные и особые их сочетания.
В основные сочетания нагрузок входят: постоянные нагрузки и воздействия; временные длительно действующие нагрузки; одна из возможных кратковременно действующих нагрузок, наиболее существенно влияющая на напряженное состояние всей конструкции или ее элемента.
В особые сочетания нагрузок входят: постоянные нагрузки и воздействия; временные длительно действующие нагрузки; основные кратковременно действующие; особые нагрузки и воздействия.
Расчет на особые сочетания нагрузок производят при повышенных требованиях к сооружению по прочности или устойчивости. Например, при строительстве в районах с сейсмической активностью или в районах, подверженных другим катастрофическим воздействиям. Но, учитывая но
относительно малую вероятность проявления таких воздействий, принимают пониженные значения коэффициентов запаса.
В основные сочетания нагрузок вводят нагрузки и воздействия, действующие в период строительства, ремонта и в процессе испытания сооружений, если эти нагрузки вызовут в сооружении напряжения или деформации больших значений, чем эксплуатационные.
При назначении размеров сооружения и его элементов могут учитываться воздействия от размыва грунта перед стенкой, коррозии элементов конструкции, истирающего действия льда и наносов.
§ 31. НАГРУЗКИ ОТ СОБСТВЕННОГО ВЕСА СООРУЖЕНИЯ
Нагрузки от веса элементов конструкции и грунта относятся к постоянным нагрузкам. Собственный вес следует рассматривать как силу, а не как массу. В расчетах он может приниматься или в виде распределенной нагрузки или в виде сосредоточенной силы, приложенной в центре тяжести элемента конструкции. В собственный вес конструкции входит также вес стационарных сооружений и устройств, расположенных на ней.
Величина собственного веса g (в кН) равна произведению объема элемента на величину его объемного веса:
g = Vy, (174)
где V — объем элемента конструкции, м3;
у — объемный вес материала элемента, кН/м3.
При определении объема сооружения сложной конфигурации поперечный профиль сооружения разбивают на простые геометрические фигуры, а вес каждой фигуры сосредоточивают в ее центре тяжести. При определении веса элементов, расположенных ниже расчетного горизонта воды, необходимо учитывать взвешивающее влияние воды. Вес 1 м3 воды с достаточной точностью можно принять равным 10 кН, поэтому объемный вес монолитного элемента под водой уменьшается на 10 кН/м3.
Вес единицы объема пористого материала (грунта) под водой уменьшается на величину веса вытесненной воды его плотным телом. Чтобы определить объем плотного тела, следует из единицы объема грунта вычесть объем пор. Вес грунта в воде
Yr. В = Yr — Yb (1 — «). (175)
де Yr. в — вес 1 м3 грунта в воде, кН/м3;
уг — объемный вес, т. е. вес 1 м3 того же грунта над водой, кН/м3;
ув — вес 1 м3 воды (принимаем примерно равным 10 кН/м3); п — пористость грунта, т. е. величина, выражающая объем пустот в грунте (в долях единицы);
уг и п принимаем по данным изысканий в районе строительства ' или по таблицам.
111
§ 32. НАГРУЗКИ НА МОРСКОЙ ПРИЧАЛ ОТ СКЛАДИРУЕМЫХ ГРУЗОВ
Эксплуатационные нагрузки от грузов, складируемых на причале, принимают равномерно распределенными. В зависимости от рода грузов и назначения причалов эксплуатационные нагрузки разбиты на четыре категории (табл. 14).
Таблица 14-
Назначение морских причалов и категории нагрузок
Назначение причала Категория нагрузок
Для металлов, оборудования, тяжеловесов I
» штучных грузов 11(1)
» угля, руды и других навалочных грузов 1(11)
» минерально-строительных материалов 11(1)
» лесных грузов II
» зерновых » IV(III)
» нефтеналивных » IV
» грузопассажирских операций III(IV)
» служебно-вспомогательных судов IV
Примечание. В скобках указана возможная категория нагрузок, уточняемая в задании при проектировании.
Причал и примыкающая к причалу территория порта делятся на три зоны: прикордонную А, переходную Б и тыловую В (рис. 44, а, б). Прикордонная зона простирается от кордона причала до тыловой ноги крана плюс 2 м за тыловую нитку подкранового пути. Протяженность переходной зоны равна 6 м. Протяженность тыловой зоны не ограничивают.
На каждую зону принимают определенную величину нагрузки, интенсивность которой зависит от типа грузов, складируемых на причале. Величина интенсивности принимается по табл. 15 в зависимости от категории нагрузки.
Таблица 15
Величина эксплуатационных нагрузок
Категория нагрузки Портальные краны Подвижной состав Нагрузка от складируемых грузов, кН/м2, в зоне
1 железнодорожный, кН на 1 м пути 1 автомобильный прикор-донной *0 переходной дП тыловой
I К-30 140 Н-30 40 60 100
II К-25 140 Н-30 30 40 60
III К-20 — Н-10 15 20 20
IV — — Н-10 10 10 10
112
Рис. 44. Схемы эксплуатационных нагрузок на территории портов: а — с учетом давления прикордонной ноги крана; б — без учета крановой нагрузки
Деление территории, примыкающей к причалу, на зоны привязано к ширине колеи портального крана Ьк независимо от того, проектируется крановое оборудование причала или нет. Однако если кран проектируется, то протяженность равномерно распределенной нагрузки в прикордонной зоне несколько меняется (см. рис. 44, а и б).
Крановая сосредоточенная нагрузка Рк заменяется эквивалентной ей 7Э, распределенной на длину шпалы (1,35 м) подкранового пути. Учитывают крановую нагрузку q,} только от прикордонной ноги крана, принимая давление от тыловой ноги равным равномерно распределенному 70 (прикордонной зоны).
§ 33. НАГРУЗКИ НА РЕЧНОЙ ПРИЧАЛ ОТ СКЛАДИРУЕМЫХ ГРУЗОВ
Нагрузки от складируемых материалов на речные причалы принято определять в зависимости от конкретных грузов, для которых проектируется пр ичал.
Территорию причала разделяют на три зоны: прикордонную А, переходную Б и тыловую В (рис. 45). Протяженность прикордонной зоны равна расстоянию от линии кордона до тыловой нитки подкранового пути плюс 2,5 м. Протяженность переходной зоны (в м)
Б - (йшт — Ло) ctg ср, где /гшт — высота штабеля сыпучих грузов в тыловой зоне, м; — приведенная высота условного штабеля в прикордонной зоне, определяемая по формуле (215), м;
ср — угол естественного откоса штабеля сыпучего груза в тыловой зоне.
113
Рис. 45. Схема эксплуатационных нагрузок на территории речных портов
Величина равномерно распределенной нагрузки в зависимости от назначения причала определяется по табл. 16.
Таблица 16
Величина эксплуатационных нагрузок речных причалов
Назначение причала Нагрузка от складируемых грузов, кН/м2, в зонах
прикор-донной <70 переходной qn тыловой 7Т
Грузовой порта » пристани 40 20 ^шт Ч~ ^0 7п— 2 Тск Qt ~ ^шт?ск
Примечание, уск — объемный вес складируемого груза в тыловой зоне, кН/м3.
§ 34. НАГРУЗКИ НА ПРИЧАЛ ОТ КОЛЕС ПОРТАЛЬНЫХ КРАНОВ И ТРАНСПОРТНЫХ СРЕДСТВ
Наиболее невыгодные условия для причала создают два рядом стоящих, максимально сближенных портальных крана. В этом случае максимально сближены две группы сил. Одна группа сил — от колес ноги первого крана и вторая — от колес ноги второго крана SP2 (рис. 46).
Рис. 46. Схема расположения двух сближенных портальных кранов типа К-30, К-25 (размеры в м)
114
В расчетах принимают ту величину давления на одно колесо крана, которая возникает при расположении стрелы крана нормально кордону (положение стрелы I) и ветровой нагрузке с тыла (направление ветра по стрелке 1, рис. 47). При таком положении возникает максимальная величина нагрузки от действия двух ног соседних кранов.
Максимальное давление в одной ноге крана возникает при направлении стрелы на угол крана (положение стрелы III) и действии ветра в направлении 3, По условиям эксплуатации два рядом стоящих крана не могут создать максимальное давление одновременно в двух сближенных ногах кранов. Иначе краны должны работать, перекрещивая стрелы.
Максимальное давление на колесо (см. рис. 47, положение ПЦ угол А и табл. 17) принимают в расчет, если причал оборудован только* одним краном или в том случае, если максимальное давление, сосредоточенное на узком участке, создаст опасную ситуацию для элементов конструкции причала.
Тип портального крана принимают в зависимости от категории эксплуатационной нагрузки (см. табл. 15), в которой краны классифицированы по максимальным давлениям на одно колесо (30, 25, 20 т).
В табл. 17 приведены величины давления ноги крана на рельс в зависимости от положения стрелы. Если на причале проектируется другой тип крана, то давление на одно колесо и расположение колес принимают по их схемам.
Таблица 17
Сила давления ноги портального крана на рельс при различных положениях стрелы крана (см. рис. 47)
Положение Направление Нагрузка Обозначение Схема крановой нагрузки
К-30 | 1 К-25
стрелы ветра ноги Сила давления ноги на
рельс, кН
I 1 А 950 850
Вертикальная Б 500 400
Г 950 850
А 950 850
II 2 » Б 950 850
Г 500 400
А 1200 1000
III 3 » Б 800 600
Г 700 550
I 1 Горизонтальная А 140 НО
Б 60 50
Нагрузки от транспортных средств. В расчетах причала могут учитываться нагрузки от железнодорожных подвижных составов и безрельсового транспорта. От железнодорожного подвижного состава нагрузку принимают в соответствии с «Нормами и техническими
115
Рис. 47. Направление стрелы крана (I, II, III) и направление действия ветра (Л 2, 3) при определении давления колес крана на причал (см. табл. 17)
условиями на проектирование железных дорог нормальной колеи промышленных предприятий». Нагрузку от подвижного состава безрельсового транспорта принимают в соответствии с «Нормами подвижных вертикальных нагрузок для расчета искусственных сооружений автомобильных дорог».
Однако нагрузки от железнодорожных составов и безрельсового транспорта следует принимать в расчет, если они превышают интенсивность равномерно распределенных нагрузок от складируемых грузов. Одновременное действие нагрузок от подвижных составов и скла-
дируемых грузов исключается условиями эксплуатации причала, потому что нельзя установить сверху какого-либо груза, расположенного на причале, еще и
колонну машин.
Нагрузка от безрельсового подвижного состава может учитываться
при расчете таких специализированных причалов, на которых складирование грузов не предусматривается, а движение транспорта воз
можно.
Глава IX
НАГРУЗКИ ОТ ВОЗДЕЙСТВИЯ СУДОВ
§ 35. НАГРУЗКИ ОТ НАВАЛА СУДНА
Виды нагрузок. На причальные сооружения в процессе их эксплуатации может действовать нагрузка от: навала пришвартованного судна под действием ветра или течения, прижимающего судно к причалу;
натяжения швартовов под действием ветра или течения, отжимающего судно от причала (противоположна навалу);
навала судна при подходе к причалу в момент контакта судна с сооружением и гашения им энергии движения судна при швартовке.
Нагрузки от судов относят к кратковременным и учитывают в расчетах как статические. Величина нагрузок зависит от величины скорости ветра, течения, размеров судна и скорости подхода к причалу. По приведенным ниже формулам и методам определяют нормативные нагрузки от воздействия судов. Расчетные нагрузки определяют как произведение их нормативных величин на коэффициент перегрузки, принимаемый равным 1,2.
116
Нагрузка от ветрового навала судна. Эта нагрузка учитывается при расчете сооружений на свайных основаниях и других сооружений, не передающих навал на грунты берега, и не учитывается в расчетах тех сооружений, устойчивость которых обеспечивает пассивный отпор грунта за сооружением.
В расчет принимаем навал от действия штормового ветра. Поперечная (действующая перпендикулярная линии кордона) и продольная (действующая вдоль линии кордона) составляющие аэродинамических сил, создающих давление судна на причал (от действия ветра) NB (в кН), определяются по формуле
NB = 7bFc, (176)
где — давление ветра, кН/м2;
Fc — величина надводных площадей парусности судна (боковой или лобовой), м2.
Давление ветра (в кН/м2)
7 в = c%qil кН/м2, (177)
где с — аэродинамический коэффициент, учитывающий увеличение давления за счет разряжения воздушного потока с подветренной стороны;
% — коэффициент, учитывающий неравномерность ветрового давления, зависящий от длины судна (табл. 18);
7Н — нормативный скоростной напор ветра (см. табл. 19).
Величину аэродинамических коэффициентов при отсутствии экранирующих поверхностей принимаем равными: с = 1,2 для поперечной составляющей аэродинамической силы; с = 0,8 для продольной составляющей.
При наличии экранирующих поверхностей (складов, зданий и т. п.) с наветренной стороны значения с необходимо умножить на понижающий коэффициент, величину которого принимаем равным
i (/1к + аэН)Л
FH ’ '
где — возвышение кордона причала над наивысшим уровнем воды, м;
аэ — коэффициент экранирования, принимаемый равным
Здесь Н — среднее значение высоты экранирующих препятствий над кордоном, м;
/9 — среднее значение расстояния экранирующих препятствий в пределах длины судна (при /э < Н принимаем /э = Я), м;
L3 — суммарная длина экранирующих препятствий в пределах длины судна, м;
117
L — длина зоны экранирования:
L = Lc, если Lc < Ln;
L = Ln, если Lc > Ln, m;
Lc — наибольшая длина судна, м;
Ln — длина причала, м.
Величина нормативного скоростного напора ветра (в кН/м2)
1600 ’
где vB — скорость ветра, принимаемая по данным многолетних наблюдений, м/с.
При отсутствии данных гидрометеорологических наблюдений величину принимаем по табл. 19.
Нормативный скоростной напор ветра подразделяют на два вида: обычный и штормовой. Обычный относится к категории регулярных ветровых нагрузок, повторяющихся систематически, штормовой соответствует предельной скорости штормового ветра, наблюдаемой один раз в 5 лет.
На территории СССР можно выделить районы, которые по скорости обычного и штормового ветра относятся к двум различным категориям А и Б.
К району А относятся все прибрежные береговые линии, за исключением* береговой зоны Черного моря протяженностью от г. Анапы до г. Туапсе, а также Баренцева, Карского, Восточно-Сибирского, Чукотского и Берингова морей и моря Лаптевых и их заливов, островов указанных морей, береговой зоны залива Шелехова, полуострова Камчатка, островов Сахалин, Курильских и Командорских, которые относятся к району Б.
Таблица 18
Значения коэффициента неравномерности ветрового давления %
Длина судна LC’ м
Коэффициент неравномерности ветрового давления %
50
75
100
200 и более
0,80 0,70 0,65 0,50
Примечание. Для промежуточных значений величина коэффициента % определяется интерполяцией.
Таблица 19
Значения нормативного скоростного напора ветра
Ветер Ветровой район Нормативный скоростной напор qH, кН/м2 Скорость ветра vB м/с
Обычный А 0,25 20
Штормовой А 0,72 34
Обычный Б 0,36 24
Штормовой Б 1,00 40
Боковую парусность судна Fc (в м2) в формуле (176) определяем либо непосредственно по чертежам судна, либо по приближенной формуле
Fc = cd?c, (178)
где а — коэффициент, зависящий от формы боковой поверхности судна и его длины (табл. 20);
Lq — наибольшая длина судна, м.
118
Таблица 20
Значение коэффициента а
Типы судов Длина судна Lc, м
100 150 200 250 300 и более
Грузопассажирские 0,12 0,12 0,12 0,11 0,11
Сухогрузные 0,11 0,10 0,09 0,08 —
Наливные о,п 0,10 0,09 0,08 0,07
Полная величина поперечной горизонтальной составляющей давления судна от действия ветра NB передается через отбойные устройства на причал не по всей длине судна Lc, а только по длине прямолинейной части длины корпуса судна (прямолинейной вставки /в), т. е. по длине контакта судна с причалом.
В зависимости от конструкции причала навал судна принимаем в расчет в виде распределенной или сосредоточенной нагрузок. Рассмотрим четыре характерных случая.
Длина причала Ln больше или равна длине прямолинейной вставки судна /в (рис. 48, а). Нагрузку от навала судна рассматриваем как распределенную по длине соприкасания корпуса судна с причалом. Длина соприкасания в этом случае равна длине /в.
Интенсивность равномерно распределенной нагрузки от навала судна (в кН/м)
рн=-М^; (179)
где /?э = 1,1 — коэффициент, учитывающий эксцентричность действия NB по отношению к середине /в;
Л/в — по формуле (176), кН;
/в 0,5 Lc — для пассажирских судов, м;
/в = 0,65 Lc — для других типов судов, м.
Длина причала Ln меньше длины прямолинейной вставки /Е (рис. 48, б). Интенсивность распределенной нагрузки (в кН/м)
р' = ^. [(180)
с и
Нагрузка от навала судна на отдельно стоящие палы (рис. 48, в). При расчете пала на навал судна следует учитывать его упругую податливость, так как вся величина давления судна от действия ветра распределяется не на длину причала, а на количество пал в виде сосредоточенных сил. Величину силы (в кН) от навала судна, приходящуюся на один пал, определяем по формуле
(I81)
119
Рис. 48. Определение нагрузок от ветрового навала судна на причал
г)
шт mi m ц mi *?g
Ln< 0,51 $
где йн ~ 1,3 — коэффициент неравномерности распределения нагрузки между палами;
NB — сила от ветрового навала судна [определяется по формуле (176)];
пп — количество пал, приходящихся на прямолинейную вставку корпуса судна.
Швартовка судна к причалу и палам (рис. 48, г). Если судно швартуется к причалу, длина которого меньше половины длины прямолинейной вставки корпуса судна (Ln < 0,5/в), и одновременно к палам, расположенным в пределах /в, то нагрузка от ветрового навала судна распределяется между причалом и палами пропорционально их жесткостям. Величину упругих деформаций каждого из сооружений определяют по формулам строительной механики.
§ 36. НАГРУЗКИ ОТ ТЕЧЕНИЯ ВОДЫ
Продольную и поперечную составляющие нагрузки от воздействия течения воды на судно Ят (в кН) определяем по формуле
7?т - xFnU2Tf (182)
кН • с2 где х — коэффициент, принимаемый равным 0,6 —;
Fn — величина подводных площадей парусности (боковой или лобовой) судна в полном грузу, м2;
120
UT — поперечная (или продольная) горизонтальная составляющая скорости течения воды, м/с (повторяемостью 1 раз в 5 лет и принимается по данным изысканий).
Пример 1. Определить нагрузки от навала танкера типа «Дружба» на-причалы (см. рис. 48, а, б, в), проектируемые в географическом районе А. Длина судна Lc — 215 м.
1. Определяем удельное давление ветра qB по формуле (177), принимая % = 0,5 по табл. 18, a qn = 0,72 кН/м2 по табл. 19, соответствующее давлению штормового ветра района А:.
qB = c%qB = 1,2 • 0,5 • 0,72 = 0,43 кН/м2.
2. Определяем парусность судна Fc по формуле (178). Коэффициент ос — 0,09 принимаем по табл. 20, соответствующей наливным судам длиной Lc > 200 м»
Fc = сс£2 = 0)09 . 2152 = 4160 м2.
Полную величину горизонтальной составляющей давления судна на причал от действия ветра определяем по формуле (176)
NB = qBFc = 0,43 • 4160 = 1789 кН.
3. Определяем нагрузку от навала судна для случая, когда Ln > /в (см. рис. 48, а) по формуле (179). Принимаем для наливного судна ZB = 0,65 Lc = 0,65 • 215 = 139,8 м.
Мв
Ри= z
•'В
1,1-1789
139,8
= 143,3 кН/м.
4. Определяем нагрузку от навала судна для случая, когда Ln < ZB (см. рис. 48, б) по формуле (180). Предположим: Ln = 100 м
Рн
Мв Ln
11-1789
100
= 19,7 кН/м.
5. Определяем нагрузку от навала судна на один пал (см. рис. 48, в) по формуле (181). Предположим пп = 3
kY1 NB * н.п —
1,3-1789
кН.
§ 37. НАГРУЗКИ ОТ НАТЯЖЕНИЯ ШВАРТОВОВ
Швартовную нагрузку учитываем при расчете всех типов причальных сооружений. Приложена она к швартовным тумбам в виде сосредоточенных сил и направлена по швартовному тросу вверх в сторону от тумбы. Но в расчетах учитывается не величина швартовного усилия, действующего на тумбу через трос QT, а его составляющие: А/т — горизонтальная нормальная к кордону, VT — вертикальная и Тт — продольная (тангенциальная), действующая вдоль линии кордона на одну тумбу (рис. 49). Точка приложения QT и его составляющих принимается на 0,3—0,4 м выше отметки поверхности кордона.
Нормальную к кордону составляющую швартовного усилия, действующую на одну тумбу Nт (в кН), определяем по формуле
Мт = -^-, (183)
/гт
121
Рис. 49. Разложение швартовной нагрузки QT на составляющие: 1 линия кордона; 2 — швартовная тумба
где NB — полное ветровое давление, определяемое по формуле (176), кН;
пт — количество работающих тумб.
Предельное число работающих тумб принимаем в зависимости от типа и длины судна по табл. 21.
Полное швартовное усилие QT и ее составляющие (в кН): вертикальная Ут и продольная Тт легко определяются из треугольников (см. рис. 49):
Q.= Л1-, ; (184) sin ос cos р
VT = QT sin [3;
Тт = QT cos a cos p.
Углы a и p при отсутствии фактических данных принимаем по табл. 22.
В случае установки на причале двух видов тумб, обычных и штормовых, расчет ведется соответственно на усилия, вызванные воздействием обычного и штормового ветра, а в случае установки одного вида тумб, расчет тумб производим на действие штормового ветра.
Таблица 21
Количество работающих швартовных тумб на причале пт
Длина судна Lc- м Число работающих тумб пт
50 2
100 4
150 4
200 6
250 6
Более 250 8
Примеч а н и е. При длине судна до 50 м расстояние между тумбами не должно превышать 2 0 м; до 150 — 25 м, более 250 —30 м.
Таблица 22
Значения а и |3 углов наклона швартовных усилий
Тип судна Положение тумб а, град р, в град, для судна
в грузу порожнем
Морское На кордоне 30 20 40
В тылу 40 10 20
Речное пассажирское и грузопассажирское — 0—45 от —30 до +30
Грузовое » 0—30 от —30 до +30
Для речных причалов допускается принимать значения усилий, действующих на тумбу QT в зависимости от типа судна и его водоизмещения по табл. 23.
122
Таблица 23
Значения усилий на тумбу QT в кН, от натяжения швартовов для речных причалов
Тип судна Наибольшее водоизмещение судна в грузу, т
100 и менее 500 1000 1800 3000 5000 10 000 10 000 и более
Пассажирское и грузо- 50 100 150 200 250 — — —
пассажирское Грузовое 30 50 100 130 150 200 250 300
Пример 2. Определить швартовную нагрузку и ее составляющие, приходящиеся на одну прикордонную тумбу при швартовке танкера «Дружба» (Lc = 215 м) к причалу, расположенному в географическом районе А при действии штормового ветра.
1. По формуле (177) определяем qB, принимая с = 1,2 и % = 0,5 по табл. 18, «7Н = 0,72 кН/м2 по табл. 19.
= сХ7н = 1,2 • 0,5 • 0,72 = 0,43 кН/м2.
2. Определяем парусность судна Fc по формуле (178) аналогично примеру 1:
Fc = 4160 м2.
3. Определяем по формуле (176) AfB = 1789 кН (см. пример 1).
4. Определяем нормальную составляющую швартовного усилия на одну тумбу Ат по формуле (183), приняв пт = 6 по табл. 21.
NB 1789
Л'т = -г-= -----= 298 кН.
6 6
5. Полную величину швартовного усилия на тумбу QT и ее составляющие Ут и Тт определяем по формуле (184), приняв а — 30° и (3= 40° (судно порожнем) по табл. 22.
NT 298
QT =------1—— = -----------= 784 кН;
т sin a cos (3 0,5-0,77
VT = QT sin р = 784 • 0,64 = 484 кН;
Тт = QT cos ос cos Р = 784 • 0,87 • 0,77 = 510 кН,
где sin а = 0,5; sin Р = 0,64; cos а = 0,87; cos Р = 0,77.
6. Для получения расчетных нагрузок нормативные нагрузки необходимо умножить на коэффициент перегрузки, равный 1,2. Например,
QT.p = 1,2QT = 1,2 • 784 = 941 кН ~ 94 тс.
7. Штормовые швартовные тумбы необходимо установить на усилие, равное расчетному или больше: QT ш > QT.P, т- е- штормовую швартовную тумбу принимаем на 100 т.
§ 38. НАГРУЗКИ ОТ НАВАЛА СУДНА ПРИ ПОДХОДЕ К СООРУЖЕНИЮ
Нагрузка от навала судна при подходе к причальному сооружению может возникнуть при швартовке судна к причалу и входит в особое сочетание нагрузок, но может учитываться при расчете надстройки гравитационных причальных сооружений, пал, пирсов ит. д. Нагрузка
123
от навала судна, действующая в горизонтальной плоскости под углом к линии кордона, может быть разложена на нормальную и продольную составляющие.
Величина нагрузки от навала судна зависит от величины энергии, которую имеет судно в момент контакта с сооружением, амортизирующих свойств отбойного устройства, упругих свойств сооружения и уп-ругих характеристик корпуса судна. Чем больше величина упругих свойств всей системы, тем большую величину энергии судна она может поглотить без остаточных деформаций сооружения и судна.
Определение фактической величины навала аналитическим методом сложно не только потому, что необходимо определять величину упругих деформаций всей системы, но и потому, что часть энергии движения судна (в момент контакта с сооружением) затрачивается на перемещение массы воды, присоединенной к корпусу судна, поворот судна от внецентренности приложения нагрузки, крен судна и другие процессы.
На основании обработки экспериментальных данных составлены различные графики и таблицы, по которым можно определить величину навала по вычисленному значению энергии навала судна на причальное сооружение. Метод определения величины навала по графикам нашел широкое применение в проектировании и введен в СНиП. Погрешность расчета не превышает 10%.
Энергия навала при подходе судна к причальному сооружению. Величину энергии навала судна Ес (в кН • м), затрачиваемую на работу по деформации отбойных устройств, причального сооружения и корпуса судна при подходе к причалу, определяем по формуле
Г)
Ес-Й,81у , (185)
2g'
где 9,81 — переводной коэффициент при переводе единиц массы в единицы силы;
v — коэффициент, учитывающий внецентренность приложения нагрузки от навала судна, влияние присоединенной массы воды и другие потери энергии при навале, (табл. 24);
Таблица 24
Значения коэффициента у, учитывающего внецентренность навала судна и другие факторы
Тип причального сооружения Значения v для судов
морских | речных
Сооружение со сплошной вертикальной стенкой 0,50 0,30
Набережная эстакада и оторочка эстакады 0,55 0,40
Пирс сквозной конструкции и рядовые палы 0,65 0,45
Головные палы 1,60 —
Примечание. Для судов, швартующихся в балласте или порожнем, табличные значения необходимо умножить на коэффициент 0,85.
124
D. водоизмещение судна в полном грузу, т;
— скорость подхода судна, направленная нормально к линии кордона, м/с, (табл. 25);
g = 9,81 м/с2 — ускорение силы тяжести.
Величина скорости подхода судна ип, направленной нормально к линии кордона, м/с
Таблица 25
Водоизмещение судна в полном грузу Dc, тыс. т
Судно 2 и менее 5 10 20 40 100 более 100
ЛА орское 0,22 0,15 0,13 0,11 0,10 0,08 0,08
Речное 0,20 0,15 0,10 — — — —
Примечание. Для промежуточных значений водоизмещепий судов величина скорости подхода судов определяется интерполяцией.
Определение нормальной составляющей нагрузки от навала судна при подходе к сооружению. Для определения нормальной составляющей навала судна Nc по графикам необходимо построить кривые зависимости суммарного значения энергии деформации отбойного устройства, причального сооружения и корпуса судна от величин приложенных нагрузок.
Но если величина энергии деформации причального сооружения и корпуса судна не превышает 10% от энергии деформации отбойных устройств при действии заданной нагрузки, то в этом случае величина нагрузки от навала судна Nc определяется непосредственно по графику энергия — сила — деформация, построенному для данного отбойного устройства, т. е. задача упрощается.
На рис. 50 приведен график энергия — сила — деформация отбойного устройства из резиновых трубчатых амортизаторов диаметром 300 и 400 мм.
Чтобы определить силу Л/с, необходимо вычислить энергию по формуле (185), а затем: 1) отложить ее величину на правой оси ординат; 2) провести горизонталь до пересечения с кривой поглощения энергии амортизатором соответствующего диаметра, 3) опустить вертикаль до пересечения с кривой нагрузок соответствующего диаметра, 4) провести горизонталь и снять величину нагрузки по левой оси ординат.
На рис. 50 последовательность определения величины Nc и величины деформации амортизаторов показаны стрелками.
Найденное значение нормальной составляющей нагрузки от навала судна Nc прикладываем в виде сосредоточенной силы в центре отбойного устройства.
Определение продольной составляющей нагрузки от навала судна при подходе к сооружению. Продольная (касательная) составляющая нагрузки от навала судна Тс (в кН) действует в горизонтальной плоскости на уровне центра отбойных устройств вдоль линии кордона
125
Тип аморти-затора Размеры,мм
Г) d t I
Д300 30055 150 7551 3000545
Д400 400 ±5 200 100i2 2000530
в виде сосредоточенной силы и учитывается при расчете пал и свайных конструкций.
Величина продольной составляющей не может превышать значений сил трения корпуса судна о поверхность отбойных устройств, в противном случае судно будет скользить по поверхности отбойного устройства, следовательно, величина продольной составляющей зависит от величины нормальной составляющей навала судна Nc и коэффициента трения:
Тс = fNc, (186)
где / — коэффициент трения материала скользящих поверхностей (табл. 26).
Таблица 26
Значения коэффициента трения f
Материал отбойного устройства лицевой поверхности
Р,ис. 50. Общий вид и механические характеристики резиновых трубчатых амортизаторов
Резина Дерево Бетон
0,5
0,4 о;5
Пример 3. Определить величину нормальной составляющей нагрузки Nc от навала судна дедвейтом Dc = 13,0 тыс. т при подходе его к причалу гравитационного типа с отбойным устройством из трубчатых амортизаторов Д400.
1. Определяем величину энергии навала при подходе судна в полном грузу и контакте его с причалом по формуле (185)
Ec = 9,81v
13000 (0,124)2
---- =9,81-0,5 ---------—----— = 50,1 кН-м,
2g 2-9,81
где v = 0,5 (по табл. 24 для вертикальной стенки);
vn = 0,124 м/с (по табл. 25 интерполяцией).
2. Определяем величину нормальной составляющей нагрузки от навала судна Nc по графику (см. рис. 50): на правой оси ординат откладываем величину энергии 0 А = Ес — 50,1 кН, из точки А проводим горизонталь АВ до пересечения с кривой энергии Д400 в точке В, из точки В проводим вертикаль ВС до пересечения с кривой нагрузки Д400 в точке С, из точки С проводим горизонталь CD до пересечения с левой осью ординат в точке D и снимаем величину нагрузки Nc = 970 кН.
126
Глава X
НАГРУЗКИ ОТ ВОЗДЕЙСТВИЯ ЛЬДА И СЕЙСМИЧЕСКИЕ
§ 39. ХАРАКТЕРИСТИКА ЛЕДОВЫХ НАГРУЗОК
Нагрузки от воздействия льда могут достигать больших значений, особенно в районах тяжелых ледовых условий. Бывает экономичнее предусмотреть эксплуатационные затраты на взламывание льда у сооружения и другие мероприятия, уменьшающие величину воздействия льда, чем увеличивать прочность и устойчивость всего сооружения.
Как правило, причальные сооружения, особенно состоящие из отдельных опор, должны быть расположены в местах, защищенных от ледохода, удара больших льдин и навала ледяного поля. Но избежать значительного воздействия льда на сооружение не всегда удается.
При проектировании гидротехнических сооружений определяют ледовые нормативные нагрузки, возникающие: 1) от воздействия ледяных полей, дрейфующих под влиянием ветра и течения; 2) от заторных и зажорных масс льда; 3) при трении льдин о поверхность сооружения; 4) в сплошном ледяном покрове при его температурном расширении; 5) от навала ледяного поля на сооружение под влиянием ветра и течения; 6) от примерзшего к сооружению ледяного покрова при изменении уровня воды.
При расчете сооружений по разрушающим усилиям и допускаемым напряжениям в полученные значения нагрузок вводят коэффициент перегрузки, равный 1,1.
Вычисленные значения нагрузки на сооружения при ударе торосистого ледяного поля, состоящего из несмерзшихся льдин, увеличиваем на коэффициент, равный 1,3 для Черного, Азовского, Балтийского, Каспийского, Японского морей и 1,5 для Охотского и Белого морей.
Тот или иной вид ледовых нагрузок не учитываем, если на основе технико-экономических расчетов предусмотрены специальные эффективные меры для предотвращения их воздействия на сооружение.
В приливных морях, где наблюдаются регулярные колебания горизонта воды и взламывание берегового припая льда, нагрузки по пп. 2, 4 и 6 не учитываются.
Точку приложения равнодействующей ледовых нагрузок по высоте принимаем ниже расчетного уровня воды на 0,3 толщины льда.
Рекомендуемые ниже методы определения ледовых нагрузок распространяются на гидротехнические сооружения, возводимые на акваториях рек, озер, водохранилищ и морей с толщиной льда не более 1,5 м.
Прочность льда на сжатие. Основной исходной величиной при определении ледовых нагрузок на сооружения является прочность льда. На величину прочности льда влияет среднесуточная температура, а для морского льда и соленость. Нормативный предел прочности льда на сжатие Rc принимаем по опытным данным, а при их отсутствии — по табл. 27.
127
Таблица 27
Нормативный предел прочности льда на сжатие Rc, кН/м2
<? 0/ °Л’ /00 t с , °C
выше — 3 | — з | -15 | — 30
0,0 (пресный лед) 450 750 1200 1500
1—2 400 650 1050 1350
3—6 300 500 850 1050
Примечание. 5Л — соленость морского льда, устанавливаемая по данным натуральных изысканий, а при недостаточности данных назначается в зависимости от солености морской воды SB в промиллях (1°/00 = 0,001 части растворенных солей в воде); Для льда возрастом до двух месяцев Зл = 1/5 SB, для льда возрастом более двух месяцев — 5В; /с—среднесуточная температура воздуха
принимается как средняя за 3 сут, если толщина льда меньше или равна 0,5 м, за 4 — 7 сут, если толщина льда больше 0,5 м.
Прочность льда на изгиб. Для определения нагрузок от действия примерзшего к сооружению ледяного покрова в результате изменения уровня воды и в других случаях при работе льда на изгиб необходимо знать предел прочности льда при изгибе 7?п. Если отсутствуют опытные данные (в кН/м2), определяют в зависимости от предела прочности льда на сжатие Дс: для пресного льда = 0,75j?c, для морского льда = О,57?с.
Прочность льда на смятие. Предел прочности льда с учетом местного смятия 7?см (в кН/м2) зависит от предела прочности льда на сжатие, ширины опоры, на которую действует навал ледяного поля, и толщины льда:
ЯСМ ~ kjRc, t (187)
где kj — коэффициент смятия, зависящий от отношения Шл; здесь b — ширина опоры на уровне воздействия льда, м;
йл — расчетная толщина льда, принимаемая равной 0,8 от наибольшей за зимний период толщины с вероятностью превышения 1%, м.
Таблица 28 Значения коэффициента kj
1 и меньше 3 10 20 50 и более
kj 2,5 2,0 1,5 1,2 1,0
Для промежуточных значений b/h^ коэффициент kj определяем линейной интерполяцией.
При наивысшем уровне ледохода на реках, озерах и водохранилищах £JCM принимаем равным 450 кН/м2.
128
Возможные случаи ледовых расчетных нагрузок. Нагрузки от воздействия льда в зависимости от характера их воздействия и типа конструкции сооружения разделяют на динамические и статические.
За расчетную ледовую нагрузку принимаем: динамическую, при наличии у сооружения дрейфующего льда, определяемую ударом ледяного поля о сооружение; статическую при отсутствии дрейфующих полей.
Динамическую нагрузку определяем по формулам, учитывающим прорезание и остановку ледяного поля сооружением.
За расчетную принимаем наименьшую, а не наибольшую из нагрузок, как при других видах нагрузок на сооружение.
Принятие в расчет наименьшей величины ледовой нагрузки, определенной различными методами, позволяет на завышать беспредельно расчетную нагрузку (принимая чрезмерно большие размеры льдин), а при наличии надежных данных о размерах полей получать действительные величины нагрузок.
СНиП рассматривает следующие возможные случаи ледовых нагрузок, одна из которых (или несколько, действующих в разное время и в разных направлениях) может быть расчетной и каждая из которых рассчитывается по своей формуле:
Pi — равнодействующая нагрузки на опору с вертикальной передней гранью в направлении ее продольной оси, возникающая при прорезании опорой ледяного поля, кН;
Р2 — равнодействующая нагрузки на опоры с вертикальными поверхностями при остановке ледяного поля после контакта с сооружением, кН;
Р3 — то же, что и Р2 в случае несовпадения направления движения ледяного поля с осью опоры на угол более 10°, кН;
Р4Г — горизонтальная составляющая нагрузки на отдельно стоящую опору, имеющую наклонные грани (поверхности), кН;
Р4В — то же, что и Р4г, но вертикальная составляющая, кН;
Р5 — равнодействующая нагрузки на каждую из промежуточных опор для ряда вертикальных опор при относительно малом расстоянии между ними, кН;
PQ — равнодействующая нагрузки на опоры сооружений, учет упругой податливости которых имеет практический смысл (свайные эстакады, гибкие палы и Др.), кН; ’
Р7 — равнодействующая нагрузки на секцию вертикальной стены при ударе одиночных льдин при направлении их движения нормально к фронту сооружения, кН;
Р7а — то же, что и Р7 при направлении движения льдины под углом а < 80° к фронту сооружения, кН;
Р8Г — горизонтальная составляющая расчетной распределенной нагрузки от действия ледяного поля на откосы сооружения, кН/м;
Р8В — то же, что и Р8г, только вертикальная составляющая, кН/м;
Р9 — равнодействующая нагрузки от зажорных масс льда на опору в направлении ее продольной оси, жН;
Pin — максимальная продольная распределенная нагрузка, возникающая при движении ледяного поля вдоль вертикального сооружения, кН/м;
Рц — статическая нагрузка на единицу длины фронта соприкасания льда с сооружением, возникающая вследствие температурного расширения пресноводного ледяного покрова, кН/м;
Р12 — равнодействующая нагрузки от навала остановившегося у сооружения ледяного поля при наличии течения воды и ветра, кН;
5 Удовиченко, Яковлев 129
Pis — равнодействующая нагрузки на сооружение при навале зажорных масс (перпендикулярно его фронту), кН;
Р14 — распределенная нагрузка от навала зажорных масс на сооружение, расположенное параллельно направлению течения, а также на берега, кН/м;
/Ил — нагрузка, передающаяся на сооружение или отдельные его конструкции в виде изгибающего момента от примерзшего ледяного покрова, деформирующегося при понижении или повышении уровня воды, кН • м;
Р15 — распределенная вертикальная нагрузка, передаваемая на вертикальные стенки сооружений примерзшим ледяным покровом при изменении уровня воды, кН/м;
Pie — равнодействующая вертикальная нагрузка, которая передается примерзшим ледяным покровом отдельно стоящим сваям и свайным кустам при понижении или повышении уровня воды, кН.
§ 40. НАГРУЗКИ ОТ ВОЗДЕЙСТВИЯ ЛЬДА
Силовое воздействие льда. Нагрузки на отдельно стоящие опоры от дрейфующих ледяных полей. Равнодействующая нагрузки (в кН) на опору с вертикальной передней гранью в направлении ее продольной оси, возникающая при прорезании опорой ледяного поля,
Pi — mjAjRc^bh^, (188)
где mj — коэффициент формы опоры;
А; — климатический коэффициент, принимаемый равным: 1 — для морей, озер и водохранилищ; 0,75 — для рек южных районов СССР, 1 — для рек средней полосы, 1,25— 2,25 — для рек северных районов.
Обозначения других символов даны в формуле (187).
Коэффициент mj = 0,9 для полуцилиндрического и многогранного очертания передней грани опоры. Для треугольной формы передней грани опоры (независимо от величины радиуса закругления его носовой части) в зависимости от угла заострения опоры в плане 2а принимают т? по табл. 29.
Равнодействующая нагрузки на опоры с вертикальными поверхностями при остановке ледяного поля Р2 (в кН) после контакта с сооружением
Л = 0,7ил /гл Г Юл Ay Rc mj та, (189)
где г’л — скорость дрейфа ледяного поля (принимается по данным наблюдений, а при их отсутствии принимается равной течению реки), м/с. Для водохранилищ и морей = = 0,03, vB, но не более 1 м/с;
vB — скорость ветра, м/с;
сол — площадь ледяного поля, м2;
та—коэффициент, зависящий от формы опоры в плане. Коэффициент та = 2,7 для цилиндрических и прямоугольных опор. Для треугольных опор в зависимости от угла заострения та принимается по табл. 30.
130
Таблица 29 Значения коэффициента т7- Значени Таблица 30 [я коэффициента т
2a 45° 60° 75° 90° 120° 180° 2сс 40° 90° 120°
0,54 0,59 0,64 0,69 1 0,77 1 та 0,4 1 1,7
При промежуточных значениях угла 2а коэффициент /иа принимается по линейной интерполяции.
В случае несовпадения направления движения ледяного поля с осью опоры на 10° и более, составляющую нагрузки от льда на вертикальную грань вдоль оси опоры Р3 определяем по формуле
Р3 = Р2 cos ал, (190)
где ал — угол между направлением движения ледяного поля и осью опоры.
За расчетную нагрузку принимается наименьшая из подсчитанных по формулам (188) и (189).
При движении льда сплошной массой нагрузку следует определять по формуле (188).
Нагрузки на вертикальные и наклонные стены от дрейфующих ледовых полей. Равнодействующую нагрузку на секцию вертикальной стены Р7 при ударе одиночных льдин определяем следующим образом:
а) при направлении движения льдины нормально к фронту сооружения (а = 80 -ф- 90°):
= [(191)
б) при направлении движения льдины под углом к фронту соору-( жения а < 80° нормальная составляющая
Р?а — Р7 sin а. (192)
Максимальная нагрузка льда на единицу длины вертикальных стен (кН/м), действующая перпендикулярно их фронту, не должна приниматься больше величины
= 0,5А;7?сЛл. (193)
Расчетную нагрузку от действия ледового поля на откосы сооружений определяем по формулам:
для горизонтальной составляющей Р8г == 0,17?и/гл tg [3, (194)
для вертикальной составляющей Р8в = 0,17?и/гл, (195)
где р — угол наклона откоса к горизонту.
В случае возможного обледенения откоса угол (3 увеличивается, по не более чем на 20°.
При Р > 75° нагрузка определяется по формуле (193).
5* 131
Истирающее воздействие льда. Максимальная продольная распределенная нагрузка Р10, возникающая при движении ледяного поля вдоль вертикального сооружения
Рю ” Р7maxfт, (196)
где fT — коэффициент трения *льда о поверхность сооружения (/т = = 0,11 для бетона).
При проектировании сооружений следует разрабатывать специальные мероприятия для уменьшения истирающего действия льдин (создание гладкой поверхности, повышение прочности поверхностного слоя бетона, устройство облицовки и т. п.).
Воздействие примерзшего к сооружению ледового покрова. Равнодействующая вертикальной нагрузки Р1б, которая передается примерзшим ледовым покровом отдельно стоящим сваям и свайным кустам при понижении или повышении уровня воды,
D
где 7?и — предел прочности льда при изгибе, кН/м2;
/гл — толщина льда, м;
d — диаметр сваи или свайного куста (при прямоугольной форме куста со сторонами а и b величина d = V^ab), м.
Формула применима при наличии на акватории сплошного ледяного покрова, простирающегося в радиусе не менее 20Лл вокруг отдельно стоящих свай или кустов. Расстояние между отдельными сваями в кусте не должно превышать 1 м.
§ 41. СЕЙСМИЧЕСКИЕ НАГРУЗКИ
Сейсмические нагрузки входят в особое сочетание нагрузок и учитываются в расчетах при строительстве сооружения в сейсмических районах, т. е. районах, подверженных землетрясению силой от 7 до 9 баллов. В результате землетрясения сооружение может получить остаточные деформации в любом направлении в пространстве. Особенно это опасно для гравитационных сооружений. Под влиянием сейсмических колебаний основания в сооружении возникают инерционные силы, вызываемые весом сооружения. Поэтому в гравитационных сооружениях необходимо делать проверку устойчивости на сдвиг по всем опасным сечениям по наиболее опасному направлению.
Для сооружений типа эстакада возникает опасность совпадения периода сейсма и периода свободных колебаний сооружения. Может возникнуть явление резонанса, при котором инерционные сейсмические силы возрастут до разрушающих. Еще одна опасность может угрожать любому подпорному или откосному сооружению — это сдвиг сооружения вместе со сползающим массивом грунта.
132
Порты с сейсмичностью от 7 до 9 баллов: сейсмичность 7 баллов — Измаил, Севастополь, Феодосия, Гагра, Поти, Сочи, Туапсе, Махачкала, Находка, Магадан, Корсаков, Холмск, Баку, Батуми; сейсмичность 8 баллов — Рени, Ялта, Алупка, Алушта, Петропавловск-Камчатский, Усть-Камчатск; сейсмичность 9 баллов — Командорские острова, Курильские острова, Красноводск.
Инерционные силы. Сейсмические колебания грунтов основания вызывают в сооружениях гравитационного типа инерционные силы Рпза счет инерции веса сооружения Gc:
РИ=1,5СЛ, (198)
где 1,5—коэффициент, учитывающий динамические характеристики сооружения;
Gc — равнодействующая веса сооружения и находящихся на нем устройств, кН;
kG — коэффициент сейсмичности, принимаемый равным для сейсмичности 7, 8 и 9 баллов соответственно 0,025, 0,05 и 0,1.
Изменение давления грунта при сейсмических колебаниях. При сейсмических колебаниях земной коры в массе грунта возникает сейсмическая сила инерции вызванная весом сползающей призмы грунта gr:
Рс = g?kc, (199)
где kG — коэффициент сейсмичности.
Направление силы Р'с принимаем горизонтальным, потому что это наиболее невыгодный случай для устойчивости стены. Сила сосредоточена в центре тяжести сползающей призмы грунта.
Затем, рассматривая равновесие призмы под действием других действующих на нее сил, определяем коэффициент устойчивости призмы на сдвиг.
В результате действия сейсмических колебаний, величины активного и пассивного давлений грунта изменяются. Изменение учитывают коэффициенты активного давления и пассивного сопротивления грунта %а и %п, которые определяются иначе, чем при расчете подпорных сооружений в обычных условиях.
В частном случае, при вертикальной гладкой задней грани стены и при горизонтальной поверхности засыпки (см. рис. 52, в и 65) коэффициенты активного и пассивного давлений грунта определяются по формулам:
^a.c = (H-2fectgcp)tg2(45°--£-); (200)
Кс = (1 -2£с tg<р) tg2 (45° + -SL) . (201)
Как видно из сравнения формул (208) и (267), коэффициент активного давления грунта %а.с увеличивается, а коэффициент пассивного давления грунта Хп.с уменьшается, т. е. возникает большая опасность потери устойчивости. В остальном построение эпюр давления грунта производится обычным способом (см. пример 1 в гл. XI).
133
Глава XI
РАСЧЕТ ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА
§ 42. ДАВЛЕНИЕ СЫПУЧЕЙ СРЕДЫ НА ПОДПОРНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Грунт за подпорным сооружением рассматривается как сыпучая среда. Под влиянием собственного веса грунт стремится сползти и занять положение наклонной поверхности под углом естественного откоса, оказывая распорное давление на сооружение.
В статическом состоянии в случае абсолютно жесткой конструкции стены и основания сыпучая среда оказывает на сооружение давление, которое в этом случае называется натуральным давлением грунта. В момент сдвига стены грунт за стеной приходит в движение и сползает по некоторой поверхности ВС, которая называется поверхностью обрушения, а сползающий массив грунта АВС —• призмой обрушения (рис. 51).
Давление, которое оказывает призма обрушения в момент ее сползания, называется активным давлением грунта на сооружение. Активное давление относится к постоянно действующим нагрузкам и является одной из основных нагрузок для подпорных сооружений. При воздействии сооружения на грунт возникает его пассивное сопротивление.
Величина активного и пассивного давления грунта зависит от угла внутреннего трения грунта ср, его объемной массы у и высоты давления. Но, кроме основных параметров, величина давления грунта зависит от очертания свободной поверхности засыпки, очертания тыловой грани стены, жесткости стены и основания.
Из всех характеристик грунта основной является угол внутреннего трения ср, величиной которого оценивается прочность грунта. Чем больше ср, тем прочнее грунт и тем меньше его активное давление, поэтому в качестве засыпки за сооружение применяют песок или камень.
Рис. 51. Схема разложения собственного веса грунта призмы обрушения на составляющие
134
§ 43. ОСНОВНЫЕ ПОЛОЖЕНИЯ ТЕОРИИ КУЛОНА
Предположения теории Кулона:
а) система находится в состоянии предельного равновесия, т. е. рассматривается момент начала сползания призмы обрушения;
б) сооружение, поддерживая сыпучую массу, испытывает давление от действия сползающей призмы грунта;
в) призма обрушения АВС (рис. 51, а) рассматривается как абсолютно твердое тело, т. е. как жесткий клин;
г) сползание грунта происходит по плоской поверхности обрушения ВС;
д) конструкция сооружения и основание под ним принимаются абсолютно жесткими.
Реактивные силы сопротивления сдвигу. Задача определения давления грунта решается в плоской системе координат, т. е. размер сооружения по фронту принимается равным одному метру. Рассмотрим общий случай, когда задняя грань стены не вертикальна, а поверхность засыпки не горизонтальна (см. рис. 51, а, в котором а — угол, образованный задней гранью стены с вертикальной плоскостью; g—угол, образованный поверхностью засыпки грунта с горизонтальной плоскостью).
В момент предельного состояния призма АВС сползает под действием собственного веса gr. Сползанию призмы препятствует, с одной стороны, подпорное сооружение, а с другой — грунт, находящийся вне призмы обрушения, т. е. возникает два реактивных усилия. Одно реактивное усилие — это сопротивление стены £с, возникающее на тыловой грани степы АВ, а другое— это £г, возникающее на плоскости обрушения ВС как реактивная сила отпора устойчивой на откосе части грунта.
Реактивные силы Ес и 7?г— равнодействующие сил сопротивления, приложены в центре тяжести их интенсивности. Однако направлены они не по нормали к плоскостям АВ и ВС, а отклонены от нормали за счет сил трения, возникающих в плоскостях АВ и ВС в момент предельного состояния призмы обрушения.
Сила Ес отклонена от нормали на угол трения поверхности стены о грунт 6, а сила А?г— на угол внутреннего трения грунта ср, так как при сползании призмы трение в плоскости ВС происходит по поверхности грунта о грунт.
Система сил gr, Ес и 7?г находится в равновесии. Из треугольника равновесия (рис. 51, б) определяем:
£ Sin (9 —ср)
G 1 sin(O-)-^ — ср)
(202)
_ 90° — а — 6 - 90° — (а + б). (203)
В формуле (202) неизвестной величиной является 0 — угол наклона плоскости скольжения ВС к горизонту. Величина угла 0 определяется из условия максимального значения силы Ес (первая производная выражения Ес по 0 приравнивается нулю в формуле (202).
135
Рис. 52. Активное давление грунта на стену в общем и частного случаях
Активное давление грунта. Реактивная сила Ес—сопротивления стены активному давлению грунта численно равна величине активного давления, только противоположна по направлению, т. е. Ес = Е^ (рис. 52, а). После преобразования формулы (202) выражение максимального значения активного давления грунта (в кН)
= (204)
где у — объемный вес грунта, кН/м3;
у — высота рассматриваемого сечения, м;
%а — коэффициент активного давления грунта. Здесь
Ха =----L— . ------coS2((p-a) __
(l + ]/z)2 cos2 а • cos (а+ 6) где ______________________ sin (ср+6) sin (ср — g) cos (а + 6) cos (а+£)
Активное давление грунта на сооружение Еа в формуле (204) представляет собой сосредоточенную силу, приложенную в центре интенсивности активного давления грунта (в центре тяжести эпюры) под углом 6 к нормали тыловой грани стены (рис. 52, б).
Интенсивность давления ога (в кН/м2) однородного несвязного грунта на глубине у определяется как производная полных давлений по всей высоте тыловой грани стены (основные обозначения даны на рис. 52, б):
dEa dEa cos a d ( уу2 « \
а dz dy dy I 2 a у ’
cra = yyka cos a. (206)
При a = 0 и у = h, т. e. для случая, когда тыловая грань стены вертикальна, формула (206) упрощается:
Оа = (207)
где 7а определяется по формуле (205), учитывая, что cos a == 1. 136
Уравнение интенсивности активного давления грунта первой степени [см. формулы (206) и (207)], следовательно, закон изменения интенсивности давления по теории Кулона прямолинейный.
На поверхности засыпки давление грунта равно нулю, а на глубине h определяется по формулам (206) или (207). Таким образом, график изменения интенсивности давления (т. е. эпюра) имеет вид треугольника с основанием, равным оа (см. рис. 52, б).
Частный случай. Для большого количества типов сооружений, в том числе и причальных сооружений, тыловая грань стены выполняется вертикальной, поверхность засыпки грунта — горизонтальной, а трением грунта о поверхность стены в ряде случаев можно пренебречь.
Если а = 0; | = 0 и 6 = 0, то коэффициент активного давления грунта
Xa = tg2 (45°--J) . (208)
Под углом 45° — у = ₽ к вертикальной плоскости проходит плоскость обрушения ВС (рис. 52, в). Если 6 = 0 (угол трения грунта о поверхности стены), то полное давление грунта Е направлено нормально к плоскости стены (рис. 52, е), т. е. Е J_ АВ, следовательно, Е — горизонтальна. Интенсивность давления суа на глубине h
су а = у/йа. (209)
Определение давления грунта по эпюре. Пояснение теоретической части теории Кулона производилось от полного активного давления грунта Е к его интенсивности о. В практических расчетах делают наоборот. Вначале определяют су по характерным сечениям, затем строят эпюру активного давления грунта, а по эпюре определяют Е.
Величина полного давления грунта на сооружение Е (в кН) равна величине площади эпюры, т. е. площади треугольника (см. рис. 52, г):
-La/г. (210)
Равнодействующая сил активного давления грунта Е прикладывается в центре тяжести эпюры.
§ 44. ВЛИЯНИЕ РАВНОМЕРНО РАСПРЕДЕЛЕННОЙ НАГРУЗКИ
Временная эксплуатационная нагрузка q, расположенная на призме обрушения АВС (рис. 53, а) увеличивает вес призмы, а следовательно, и-величину активного давления грунта Е, потому что Е зависит от веса призмы обрушения (см. рис. 51). Причем считается, что интенсивность активного давления грунта от действия равномерно распределенной нагрузки q увеличивается в каждом сечении по всей высоте стены на одну и ту же величину (в кН/м2), равную произведению величины нагрузки на коэффициент активного давления грунта (рис. 53, в):
®qi — (211)
137
Рис. 53. Схема построения эпю|ры от давления грунта и действия равномерно (распределенной нагрузки двумя способами
Первый способ построения суммарной эпюры. Чтобы построить суммарную эпюру от совместного действия грунта засыпки и нагрузки q (рис. 53, г), необходимо сложить все ординаты эпюры от давления грунта (рис. 53, б) и ординаты эпюры от действия нагрузки q (см. рис. 53, в), т. е. эпюра г получается при сложении ординат эпюры б с эпюрой в.
Суммарная величина интенсивности давления на глубине h
а = yh\ + 7%. (212)
Величина полного активного давления Еа равна сумме площадей эпюр от давления грунта и действия нагрузки q:
Ea=.Er + Eq = -^-yh2X^qhk (213)
В зависимости от поставленной задачи суммарное давление Еа можно приложить в центре тяжести суммарной эпюры — трапеции (рис. 53, д) или каждую из составляющих, т. е. Ег и Eq, приложить отдельно в центре тяжести соответствующих площадей — треугольника и прямоугольника (см. рис. 53, г).
Второй способ построения суммарной эпюры. Нагрузку q можно условно заменить слоем грунта засыпки на поверхности территории такой высоты, при которой вес условного слоя грунта создаст давление, равное q (в кН/м2).
Высота условного слоя грунта (в м) называется приведенной высотой которая определяется из равенства давлений условного слоя грунта уй0 и нагрузки q:
yh0 = q. (214)
Откуда
= —• (215)
т
Определив приведенную высоту Ло, можно сразу построить суммарную эпюру (см. рис. 53, б), а не раздельную, как показано на 138
рис. 53, б, в. г. В этом случае интенсивность давления на отметке поверхности
О'! = (Уд = yhQK (216)
а на глубине h •
<уа = yhQ% + yhK = у (hQ + К) %. (217)
Величина полного активного давления равна площади суммарной эпюры, т. е. площади трапеции
Е — Y (^o4-/t) X fa (218)
Высота центра тяжести трапеции от ее основания z (в м) находится графическим методом или по формуле
h А—}- 3/z0
Z — — . ---•--—
3 A-L2/z0 ’
Направление действия суммарной составляющей давления нормально к плоскости стены, если угол трения грунта о поверхность стены 6 принимается равным нулю. Если трение грунта о стену не равно нулю^ то как в первом (см. рис. 53 б, в, г), так и во втором случае (см. рис. 53, д) силы £а отклоняются от нормали на величину угла трения 8 (на рис. 53, д отклонение показано пунктиром).
§ 45. АКТИВНОЕ ДАВЛЕНИЕ НАПЛАСТОВАНИЙ ГРУНТОВ С РАЗЛИЧНЫМИ ХАРАКТЕРИСТИКАМИ
В инженерной практике часто приходится встречаться со случаями, когда грунты по высоте сооружения специально отсыпаются пластами и каждый пласт имеет различные характеристики (например, при устройстве каменной разгрузочной призмы). Кроме того, основания могут иметь естественные напластования грунтов, характеристики которых различны.
В причальных сооружениях даже однородный грунт за стеной имеет различные характеристики над и под водой. Изменяется объемный вес у и может измениться угол внутреннего трения ср. Если у грунта изменится у или ср, или величина сцепления с, то изменится и величина активного давления грунта Еа.
Все изменения характеристик грунта отражаются в эпюре активного давления. При изменении величины у в эпюре в месте контакта различных слоев грунта появляется излом в сторону уменьшения давления, если у уменьшается, и в сторону увеличения, если у увеличивается (прямая зависимость).
При изменении величины угла внутреннего трения ср в эпюре в месте контакта различных слоев грунта возникает скачок в сторону уменьшения давления, если ср увеличивается, и в сторону увеличения, если ср уменьшается (обратная зависимость).
Построение эпюры активного давления грунта при наличии нескольких слоев грунта с различными характеристиками можно выполнить двумя способами.
139
Рис. 54. Определение активного давления грунта первым способом
Рис. 55. Определение активного давления грунта вторым способом
Первый способ (рис. 54, а, б). Каждый вышележащий слой грунта условно заменяется равномерно распределенной нагрузкой интенсивностью
qi = (220)
В этом случае интенсивность активного давления (в кН/м2) для п-го слоя грунта на глубине hn
&ап “ (qn 71^1 У2^2 ••• + У1^1 ••• УгМ (221)
где qn — равномерно распределенная нагрузка, действующая по плоскости обрушения на глубине hn, кН/м2;
yt — объемный вес грунта f-ro слоя, кН/м3;
hi — мощность (высота) Z-ro слоя грунта, м;
Лап — коэффициент активного давления грунта n-го слоя на глубине hn.
Второй способ (рис. 55). Равномерно распределенную нагрузку q и каждый вышележащий слой грунта заменяем однородным, приведенным к нижележащему слою грунта, и определяем приведенную высоту Ло. Для каждого f-го слоя грунта
h9i = ••+Yi-i +(222)
У1
Интенсивность давления грунта на глубине hn в этом случае определяем как для однородного слоя:
= ТтЛот^ап‘ (223)
Проще вести расчет по первому способу, однако контролировать правильность построения эпюры лучше при расчете по второму.
140
Для определения активного давления грунта эпюру разбиваем на простые фигуры в виде трапеций или прямоугольников и треугольников. Величину площади каждой f-й фигуры, равную величине активного давления грунта Eiy прикладываем в центре тяжести каждой фигуры. Общее давление грунта на стену (в кН) равно сумме всех площадей простых фигур эпюры:
£а - Е± + Е2 + Е3 + ... + Еп. (224)
Пример 1. Определение величины активного давления грунта для частного случая. Требуется построить эпюру и определить величину активного давления грунта на стену (рис. 54, а, б) для случая, когда тыловая грань стены вертикальна а = 0, поверхность засыпки горизонтальна § = 0 и угол трения грунта о тыловую грань стены 6 = 0.
Расчетные данные: ^ = 20 кН/м2 — эксплуатационная равномерно распределенная нагрузка; у4 = 18 кН/м3 — объемный вес грунта над водой; у2 = 11 к Н/м3, уз = 12 кН/м3, у4 = 10 кН/мЗ, у5 = Ц кН/м3 — объемные веса соответствующих слоев грунта под водой; = 28°, ф2 “ 28°, ф3 = 45, ф4 = 27, ф5 =21° — углы внутреннего трения каждого слоя грунта; = = 2,0 м, Л2 = 1,6, h3 = 3,0, Л4 = 2,0, Л5 = 1,5 м — мощность каждого слоя грунта, имеющего различные характеристики.
Последовательность расчета первым способом (см. рис. 54):
1. Определяем Zj — коэффициент активного давления грунта по формуле (208)
/ 28° \ ( 45° \
Z1==Z2 = tg2 ( 45°— -у- 1=0,36; A,3 = tg2 <45°— у— 1=0,17;
%4 = tg3 ( 45°— у—1=0,38; ^5 = tg2 f 45° — у— 1=0,47.
2. Вычисляем а (в кН/м2) — ординаты эпюры по формуле (221) на отметках: + 2,0 0Q = Я * К = 20,0 • 0,36 = 7,2;
+ 0,0 0д = (? + уЛ) = (20,0 + 18,0 • 2,0) • 0,36 = 20,2;
— 1,6 ог2 = (7 + у^ + y2h2) %2 = (20,0 + 18,0 • 2,0 + 11,0 • 1,6) X
X 0,36 = 26,5;
— 1,6 (У'2 = (q + у^ + y2/z2) 2v3 = (20,0 + 18,0 • 2,0 + 11,0 • 1,6) • 0,17 = = 12,5;
— 4,6 or3 = (7 + ух/ц + y2h2 + y3/i3) Z3 = (20,0 + 18,0 • 2,0 + 11,0 X
X 1,6 + 12,0 • 3,0) • 0,17 = 18,6;
— 4,6 03 = (q + vA + y2h2 + y3/i3) %4 = (20,0 + 18,0 • 2,0 + 11,6 X
X 1,6 + 12,0 • 3,0) • 0,38 = 41,6;
— 6,6 a4 = (q + y^ + y2h2 + 73/13 + y4/z4) Z4 = (20,0 + 18, 0 • 2,0 + + 11,6 • 1,6 + 12,0 • 3,0 + 10,0 • 2,0) • 0,38 = 49,3;
— 6,6 a4 = (q + + у2Д2 + Уз h3 + y4/z4) = (20,0 + 18,0 • 2,0 +
+ 11,6 • 1,6 + 12,0 • 3,0 + 10,0 • 2,0) • 0,47 = 60,9;
— 7,1 05 = (q + y^i + y2/*2 + Тз^з+уЛ+У5^5) ^5 = (20,0 + 18,0 X
X 2,0 + 11,6 • 1,6 + 12,0 • 3,0 -I- 10,0 • 2,0+11,0-1,5) • 0,47 = 68,7.
3. Построим эпюры: а) выбираем масштаб длин (по глубине сооружения) и строим расчетную схему (см. рис. 54, а); б) выбираем масштаб интенсивности активного давления и в принятом масштабе откладываем найденные значения 02 на соответствующих отметках (см. рис. 54, б).
4. Определяем Еа — полную величину активного давления грунта по формуле (224):
0о + Щ У 7,2 + 20,2
Et = — - /11=——j-----— 2,0 = 27,4;
2 2
Е2 =
Щ + 0*2 , 20,2 + 26,5
--------/г2 =------------- 1,6 = 37,4
141
. 2 4" (Уз t
з = ~ пз —
12,5+18,6 2
3,0 = 46,7;
о' + <у4 , 41,6-1-49,3
Е4 =—^-^-/24= -----—£—— 2,0 = 90,9;
4 2 2
Еа = Е± + Е2 + £3 + Е4 + Е5 = 27,4 + 37,4 + 46,7 + 90,9 +
+ 97, 2 = 299,6 кН ~ 300 кН.
Последовательность расчета вторым способом (см. рис. 55, а, б).
1. Определяем К — коэффициент активного давления грунта по формуле (208) аналогично расчету первым способом.
2. Определяем /г0 — приведенную высоту. Равномерно распределенную нагрузку q и каждый вышележащий слой грунта последовательно приводим к объемному весу нижележащего слоя грунта, т. е. на каждой характерной отметке вышележащие слои грунтов рассматриваем, как однородный грунт условной высоты hOi.
Приведенную высоту (в м) определяем по формуле (222) на отметках:
£ 0,0
— 1,6
—4,6
— 6,6
— 7,1
д
71
^=1,1;
18,0
й01 =—+61=1,1 + 2,0 = 3,1;
71
, <7+7161 ,, 20,0+18,0-2,0
72 11,0
q + y1h1 + y2h2 , i 20,0 + 18,0.20,0+11,0-1,6 , _ п , ^оз =------------+ =--------------——-----------+ 3,0=9,1;
7з 12,0
, 7 + 71^1 + 72^2 + 73^3 , ,
"04 = + "4 =
74
20,0+18,0-2,04-11,0-1,6-ф 12,0-3,0
10,0
, 7 + 71 ^1 + ?2 ^г + 7з ^з+ 74 ^4 , ,
^05 =----------------------------- + + =
-1-2,0—13,0;
7а
20,0+18,0-2,0+11,0-1,6+12,0-3,0+10,0-2,0 , _
---— —~ ~ - - ----- :-1,5=13,3.
11,0
3. Определяем от (в кН/м2) — ординаты эпюры по формуле (223) на отметках:
+ 2,0 о0 — 71^(Л1 ~ 18,0 • 1,1 . 0,36 =7,1;
± 0,0 оц = 71^(Л1 = 18,3 -3,1- 0,36 = 20,1;
— 1,6 о>2 — 72^02^2 = И,0 • 6,7 • 0,36 — 26,5;
— 1,6 о»2 — 72^02^3 ~ И,0 • 6,7 • 0,17 = 12,5;
— 4,6 (Уз = 7з^оз^з = 12,0 • 9,1 • 0,17 = 18,6; •
— 4,6 (Уз = 7з^оз^4 — 12,0 • 9,1 • 0,38 = 41,5;
— 6,6 (У4 ~ — Ю,0 • 13,0 • 0,38 = 49,4;
— 6,6 о4 = 74^04 ^5 = Ю,0 • 13,0 • 0,47 = 61,1;
— 7,1 (У5 = 75^05^5 = 11,0- 13,3 . 0,47 = 68,8.
4. Построим эпюру: а) выбираем масштаб длин (по глубине сооружения)
и строим расчетную схему (рис. 55, а); б) на оси эпюры в принятом масштабе
142
длин откладываем найденные значения приведенных высот Лог- и определяем положение точек Ot (рис. 55, б); в) выбираем масштаб интенсивности активного давления грунта и в принятом масштабе откладываем найденные значения о/ на соответствующих отметках; г) соединяем точки Ot с концами соответствующих ординат оу.
5. Определяем Еа — полную величину активного давления грунта по формуле (224) аналогично расчету первым способом.
Некоторые различия значений ординат оу в десятичных знаках при расчете первым и вторым способом Возникли в результате округления при их арифметическом вычислении.
§ 46. РАСЧЕТ НА «УСЛОВНУЮ ВЕРТИКАЛЬ»
Определение величины активного давления грунта по формулам (208) л- (223) производится при условии, если задняя грань стены вертикальна а = 0, поверхность засыпки горизонтальна Е = 0 и трение грунта о поверхность стены принимается равным нулю 6 = 0. Если хотя бы одно из этих условий не может быть выполнено, то расчет следует производить по формулам (229) — (249).
Однако для прикидочных расчетов можно пользоваться приближенным методом расчета на «условную вертикаль» (рис. 56) даже в том случае, если задняя грань стены не вертикальна, а наклонна или ступенчатой формы.
Через крайнюю точку тыловой грани стены В проводим вертикальную плоскость АВ, а тыловую грань стены условно принимаем вертикальной, проходящей по плоскости АВ (рис. 56, а). Грунт, приходящийся на наклонную тыловую грань стены, считаем телом сооружения и принимаем а = 0, £ = 0, 6 = 0.
При построении эпюры (рис. 56, б) плоскости обрушения проводим под углами = 45° — 0,5 ср^ (для каждого слоя грунта берется соответствующий данному слою угол ср).
Рис. 56. Расчет причала на «условную вертикаль»
143
Предполагаем, что действует давление: по высоте условной вертикали от поверхности причала до горизонта воды сухого грунта; от нулевого горизонта воды до точки D (точки пересечения плоскости обрушения с откосом каменной призмы) грунта засыпки, находящегося в воде; от точки D до основания сооружения находящегося в воде камня разгружающей призмы. Ординаты эпюры определяем по формуле (221), а давление грунта — по формуле (224).
§ 47. ОПРЕДЕЛЕНИЕ РАСПОРНОГО ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА ПО ФОРМУЛАМ Г. А. ДУБРОВА
Теоретические предпосылки. Вывод формулы Г. А. Дуброва основан на теории Кулона. Но его способ расчета учитывает не только трение и конфигурацию тыловой грани стены, но и различные случаи расположения равномерно распределенной нагрузки на поверхности призмы обрушения.
В формуле (202) собственный вес призмы обрушения gY разбивается на составляющие (рис. 57, а):
gr = gl + gi + gq, (225)
где gL — вес части призмы обрушения в пределах стенки и
вертикали, проведенной через точку В тыловой грани стены, кН;
g*2 — вес второй части призмы обрушения в пределах вертикали и наружной плоскости скольжения, кН;
gq=^q(l—а) — вес грузов, расположенных на призме обрушения, кН;
q — равномерно распределенная нагрузка, расположенная на призме обрушения на участке /— а, кН/м2.
Вместо угла наклона плоскости скольжения к горизонту 0 был введен дополнительный угол р = 90°— 0 — угол между вертикалью и плоскостью скольжения (угол обрушения). В этом случае
Z - ctg 0 - ctg (90° — Р) - tg ₽. (226)
После преобразования формула (202) видоизменяется (с учетом действия 7):
E^[qHc + ^yI-nya, (227)
где %а — коэффициент активного давления грунта. Причем формула для определения %а имеет иное выражение, чем формула (205):
1=------.----------^.ст±^------- (228)
а cos(a+6) tg (a+6) + tg (Р+ф)
Угол р — угол наклона плоскости обрушения грунта к вертикальной плоскости определяется по формуле
tg|3 = —tn ±У tn(m + ctgф—tga + S)—ctg <р tg a + S ctg ср~. (229)
144
Рис. 57. Построение эпюры активного давления грунта способом Г. А. Дуброва
где
т = tg (а + 6 + ср), (230)
S — коэффициент, учитывающий расположение эксплуатационной равномерно распределенной нагрузки q на призме обрушения:
здесь S = .2(~^gi_+?2.a2-?8_a3) (231)
Яс[7пРЯс+2(<7+92)]
где q-c, q2\ q3 — эксплуатационная равномерно распределенная нагрузка, загружающая призму обрушения частично (рис. 58), кН/м2;
q — равномерно распределенная нагрузка, полностью загружающая призму обрушения, кН/м2;
Hi, а2 — расстояния загрузки призмы обрушения от вертикальной плоскости, проходящей через точку пересечения поверхности территории с расчетной плоскостью восприятия распорного давления грунта, м;
а3 — величина распределения нагрузки </3, м;
Нс — полная высота призмы обрушения (высота сооружения), м;
Тпр — приведенный к однородному объемный вес грунта призмы обрушения, кН/м3.
При наличии различных объемных весов в призме обрушения можно привести их к одному слою грунта и к сплошной равномерно распределенной нагрузке q, т. е. разницу в весе можно условно заменить нагрузкой. Принимаем в формуле (231) упр = тогда q = h± (ух — у2). В формуле (229) принимаем знак плюс перед корнем, если а + 6 + + <р < 90° и знак минус при а + 6 + ср > 90°.
Построение эпюры активного давления грунта. Эпюра активного давления грунта строится на наклонной (расчетной) плоскости, соответствующей тыловой грани сооружения (см. рис. 57, б).
Пользоваться наклонной эпюрой в практических расчетах неудобно, поэтому активное давление грунта £а раскладывают на составляющие по осям х и у\ Ех — горизонтальная составляющая активного дав-
145
Рис. 58. Расположение равномерно-распределительной нагрузки на призме обрушения
Интенсивность горизонтальной тивного давления грунта (в кН/м2)
ления грунта; Еу — вертикальная составляющая активного давления грунта.
Величины Ех и Еу равны соответственно площадям вертикальной и горизонтальной эпюр. Для построения эпюр необходимо определить проекции на оси х и у коэффициента активного давления грунта кх и ку\
кх = Kt COS (ex + 6) ~
= ------tgcz + tg p-. ,232>
tg(a + 6)+tg(₽+<p)’
ку = sin (а + б) = + б). (233)
и вертикальной составляющих ак-па глубине h для однородных грун-
тов засыпки:
о\тг = ч№х\ (234)
ИЛИ о-уг = (235)
а иг = а.тг tg (а + 6). (236)
Учет нагрузки q. При действии равномерно распределенной нагрузки q интенсивность величины активного давления грунта увеличивается соответственно на вxq и oyq (в кН/м2)
Общая интенсивность давления грунта от действия веса сыпучей массы грунта и равномерно распределенной нагрузки, расположенной на призме обрушения, равна их сумме:
о'х (7 + ?Л) К’, (238)
или о7/ = (q + yvti) ку, (239)
в у = tg (а + б). (240)
Учет неоднородности грунтов. Если грунты засыпки неоднородны, а отсыпаются пластами с различными значениями уг или ср, то интенсивность горизонтального давления на глубине hn складывается из суммы давлений всех вышележащих слоев грунта, включая и равномерно распределенную нагрузку:
охп = (.Чп + + ?2^2 + Vsh3 + ... + тЛ) (241)
где qn — равномерно распределенная нагрузка, располо-
женная на призме обрушения, действующая на плоскости обрушения на глубину hn, кН/м2;
Y15 Ь; Тз; •••; Та — объемный вес каждого слоя грунта, кН/м3; 146
h2; h3\ ...; hn — мощность каждого слоя грунта засыпки, м;
кхп — горизонтальная составляющая ’ активного давления n-го слоя грунта.
Вертикальную составляющую определяем по формуле (236)
ауп = ^хп tg (а + 6) кН/м2. (242)
• Используя формулы (229) — (242), строим эпюры горизонтальных и вертикальных сил в принятом масштабе (см. рис. 57, в). Для удобства дальнейшего расчета сооружения эпюры разбиваем на простые геометрические фигуры. Неравномерно распределенную нагрузку эпюры заменяем системой сосредоточенных сил Exi и Eyi, приложенных в центре тяжести площадей соответствующих фигур. Величина каждой сосредоточенной силы равна величине площади простой фигуры соц
Exi = ад (243)
Е yi — ®yi* (244)
Полная величина каждой составляющей силы равна величине всей площади соответствующей эпюры, т. е. сумме площадей простых фигур:
ЕХ=^Е^ (245)
1
Еу = ^Еу1. (246)
1
Эпюру для определения вертикальных сил Eyi можно не строить. Величину каждой площади Eyi можно определить по эпюре горизонтальных сил Exi:
Eyi - Exi tg (а + 6). (247)
Полная вертикальная сила
Еу = Ех tg (а + 6). (248)
Если тыловая грань стены вертикальна, т. е. а = 0, то каждая вертикальная составляющая Eyi, а следовательно, и суммарная Еу зависят только от угла трения грунта о тыловую грань стены 6:
Eyi = E^tgS. (249)
Если и 6 = 0, то Eyi = 0, т. е. вертикальная составляющая не возникает. В этом случае расчет ординат эпюры производим по теории Кулона (см. пример частного случая).
Пример 2. Определение активного давления грунта в общем случае. Требуется определить горизонтальную Ех и вертикальную Еу составляющие активного давления грунта на подпорную стенку (рис. 59) в общем случае, когда тыловая грань стены не вертикальна (а ф 0) и угол трения грунта о поверхность стены не равен нулю (6 Ф 0). Поверхность грунта засыпки горизонтальная а=о)
Расчетные данные:
Яс = 6,0 м — высота сооружения;
/ц = 4,0 м — высота засыпки первого (верхнего) слоя грунта;
147
Мс^6,0
ух = 18,0 кН/м3 — объемный вес грунта засыпки первого слоя;
<рх = 28° — угол внутреннего трения грунта засыпки первого слоя;
h2 — 2,0 м — высота засыпки второго (нижнего) слоя грунта;
у2 = 17,0 кН/м3 — объемный вес грунта засыпки второго слоя;
<р2 — 20° — угол внутреннего трения грунта засыпки второго слоя;
6} = ф? — угол трения первого слоя грунта о стенку;
^2 = Фя — угол трения второго слоя грунта о стенку;
а = 27°'— угол наклона тыловой грани стены к вертикальной плоскости;
q = 20,0 кН/м2 — эксплуатационная равномерно распределенная нагрузка.
Расположение равномерно распределенной нагрузки q± принято па расстоянии а от вертикали, проходящей через точку А — пересечения поверхности территории с расчетной плоскостью восприятия активного давления грунта (тыловой гранью стены, рис. 59, а). Такое расположение нагрузки наиболее неблагоприятно для устойчивости стены, так как она не пригружает стенку собственным давлением.
Расстояние а определяем из треугольника ABD как проекцию тыловой грани стены на горизонтальную плоскость,
а = Яс tg а = 6,0 • 0,5 — 3,0 м.
Последовательность расчета.
1. Определяем |3 — угол наклона плоскости обрушения грунта к вертикальной плоскости в первом слое грунта засыпки по формулам (229)—(231):
mi ± Km1(mi+ctg фх—tga+S)—ctg фх tg a+S ctg фх ;
mi = tg (a + 6x + <px) = tg (27° + 28° + 28°) = 8,14;
2 ( <71 ад -|- уз а2~~?з a8) //с[?прЯс + 2(<?+<?2)]
По условию задачи в формуле (231) q = qt = q9 = 0, а загрузка территории равномерно распределенной нагрузкой соответствует q2 (см. рис. 57), следовательно, формула (231) преобразуется:
„ 2<?а 2-20,0-3,0
S _-------1--------= ------------------------- =0,14,
#с(?срЯс+2<7) 6,0(17,5-6,0+2-20,0)
148
где vCp = 0,5 (Vi + y2) == 17,5 кН/м3 (можно принять упр = уср, так как 71 — Тг)- Подставляем найденное значение т и «$ в формулу (229) и определяем tg |3:
tg ₽i= — 8,14 ± /8,14(8,14 + ctg 28°-tg 27°+ 0,14)-ctg 28°tg27° + 0,14ctg 28° = = —8,14 + 8,82 = 0,68; |31 = 34°.
2. Определяем |32 — угол наклона плоскости обрушения к вертикальной плоскости во втором слое грунта засыпки (см. определение |3Х в п. 1):
т = tg (а + 62 + ф2) = tg (27° + 20° + 20°) = 2,36;
tg ₽2= —2,36 ± ]/'2,36(2,36+ctg 20°-tg27°+ 0,14) — ctg 20 tg27° + 0,14ctg20° = = —2,36+3,19 = 0,83; (32 = 40°.
3. Определяем горизонтальные составляющие коэффициента активного давления грунта и 2vx2 Для первого и второго слоя грунтов засыпки по формуле (232):
_______tg oc + tg |3____ tg(a + 6) + tg(P + cp) ;
х =___________tg27° + tg 34°
X1 tg (27° + 28°) + tg (34°+ 28°) ’ ’
% =— tg27° + tg40° 48
x2 tg (27°4-20°) + tg (40°+ 20°)
4. Определяем отметки зоны действия на стену равномерно распределенной нагрузки q (см. рис. 59, а).
Из точки D, начала действия q, проводим прямую DE под углом срх = 28° к горизонтали до пересечения с расчетной плоскостью АВ. Точка Е указывает отметку начала действия активного давления грунта, возникающего от действия равномерно распределенной нагрузки q. Отметку точки Е определяем аналитически или графически по чертежу на миллиметровой бумаге. В настоящем примере отметка точки Е 1,3 м.
Из точки D проводим прямую DF под углом |3Х = 34° к вертикали до пересечения с расчетной плоскостью АВ. Точка F указывает отметку конца возрастания активного давления грунта, возникающего от действия равномерно распределенной нагрузки q. Отметку точки F определяем графически, h'[ = 2,5 м.
5. Определяем orxj и ог^ — составляющие интенсивности активного давления грунта на соответствующих глубинах hi (т. е. ординаты эпюры на характерных отметках) по формулам (234), (236), (238), (240):
— Уг O’z/r ~ tg (ос +6f);
oXi = (qt-I-yih,) Xxi-, oyi = oA-i tg (cc-l-6;).
По условию задачи a = 27°, 6X = 28° в первом слое грунта и 62 = 20° во втором, следовательно, от отметки 0,0 до — 4,0 м tg (ос + 6Х) = tg (27° + 28°) = = 1,43, а от отметки — 4,0 до — 6,0 м tg (ос + 62) = tg (27° + 20°) = 1,07. Определяем Of (в кН/м2) на отметках:
+ 0,0 o'ccq = 0; о^ = 0;
— 1,3 A,xi = 18,0-1,3-0,36 = 8,4;
oyr = Gxr tg (ос + 6i) = 8,4-1,43= 12,0;
— 2,5 ^ = (71+7! h'{) 2vxi = (2O,O+18,0-2,5)-0,36 = 23,4;
Oz/i = 23,4-1,43 = 33,5;
— 4,0 огХ2 = (71+Т1^1)^1 = (20,0+18,0-4,0)-0,36 = 33,1;
сгу2 = 33,1-1,43 = 47,3.
149
Отметке — 4,0 м соответствует граница грунтов засыпки с различными углами ф и 615 следовательно, эпюра будет изменяться скачкообразно, потому что изменяется
— 4,0 0x2 = (7i -Н Ti/ii) Хх2 = (20,0 + 18,0 * 4,0) • 0,48 = 44,2;
0^2 = 44,2 . 1,07 = 47,3.
Ниже отметки — 4,0 м давление на стену будут создавать два слоя грунта, поэтому интенсивность давления следует определять по формулам (241), (242):
— 6,0 охз = (7i + + y2h2) Кх2 = (20,0 + 18,0 • 4,0 + 17,0 X
х 2,0) • 0,48 = 60,5;
Ог/з = 60,5 - 1,07 = 64,7.
По найденным значениям ординат oxi и Gyi строим эпюры горизонтальных и вертикальных составляющих сил активного давления грунта (масштаб ординат эпюр принимается произвольным, но не слишком мелким, рис. 59, б).
6. Определяем Ех и Еу — составляющие сил активного давления' грунта (см. рис. 59, б). Эпюру горизонтальных сил Ех разбиваем на простые геометрические фигуры и определяем их площади. Вертикальные составляющие Eyi определяем по формуле (247):
(ахг-71^х1)^ = у (23,4—-20,0-0,36)-2,5 = 20,3;
Еу1 = Ex tg (сс + = 20,3 • 1,43 = 29,0;
(вХ1~<УХг) (Л1'-Л() = -у (23,4-8,4) (2,5-1,3)=9,0;
Eyi = 9,0 • 1,43 = 12,9;
Ех3 = (Й1 — = 23,4 (4,0 — 2,5) = 35,1; Еи3 = 35,1 • 1,43 = 50,2;
Exi= -у(ая2-аж1) (+-ед = ~ (33,1-23,4) (4,0-2,5) = 7,3;
Eyi = 7,3 • 1,43 = 10,4;
ЕХЪ = СТЖ2Й2 = 44,2 • 2>° = 88>4;
Еу5 = Вх5 tg (а + 62) = 88,4 * 1,07 = 94,6;
1 1
= у (ОхЗ-Х2) h2 = ~ (60,5-44,2).2,0=16,3;
Еу6 = 16,3 • 1,07 - 17,4.
Полное горизонтальное давление грунта на подпорную стенку равно всей площади эпюры горизонтальных сил:
6
= =20,34-9,04-35,1 + 7,3+88,4+16,3=176,4 кН.
1
Полное вертикальное давление равно всей площади эпюры вертикальных сил:
6
Еу = 2 Eyi =29,04-12,9+ 50,2+ 10,4 + 94,64-17,4 = 214,5 кН.
1
150
§ 48. ВЛИЯНИЕ КАМЕННОЙ РАЗГРУЗОЧНОЙ ПРИЗМЫ И РАЗГРУЖАЮЩИХ УСТРОЙСТВ
НА ВЕЛИЧИНУ АКТИВНОГО ДАВЛЕНИЯ
Чем больше величина активного давления грунта, тем массивнее и прочнее должно быть сооружение, но тем оно дороже. Уменьшение давления грунта на сооружение достигается при помощи разгружающих устройств, а также изменением конфигурации тыловой грани стены за счет консольных выпусков или срезов под углом обрушения грунта р,а также применением грунтов засыпок с большим углом внут-
Рис. 60. Схема определения ординат эпюры от пригрузки грунта на откос каменной призмы
реннего трения ср.
Каменная отсыпка имеет самый большой угол ср = 45°, а следовательно, самый малый коэффициент Аа и самую малую величину давления £а по сравнению с другими грунтами. Каменную призму отсыпают так, чтобы через ее тело проходила плоскость обрушения, тогда она будет разгрузочной, уменьшающей величину активного давления. Действие каменной призмы на сооружения принимают от верха призмы до основания, но с учетом ограниченного простирания камня.
Учет ограниченности простирания каменной призмы. В пределах контакта каменной призмы с тыловой гранью сооружения ординаты эпюры вычисляем в предположении бесконечного простирания камня, т. е. обычным способом, а затем определяем ординаты дополнительной эпюры Доу от пригрузкижамня грунтом, действующим на откос каменной призмы (рис. 60). Ординаты эпюры от пригрузки грунта определяем:
в пределах каменной призмы на высоте АЛ в общем виде по формуле
Aq. — ^ХГ ^хк) ^0
Л/г
(250)
ниже каменной призмы на высоте Af в виде равномерно распределенного давления по формуле
Дд _ 7?/ср (^ХГ Кхк) (Н Sq)
ДГ
(251)
где qyi — давление грунта и эксплуатационной нагрузки на уровне пересечения откоса каменной призмы плоскостью обрушения, проведенной из точки тыловой плоскости стены, в которой определяется ордината Доу кН/м2;
лхГ — коэффициент активного давления грунта, расположенного на откосе каменной призмы;
%хк — коэффициент активного давления от действия камня;
151
Рис. 61. Уменьшение активного давления грунта за счет разгружающего действия консоли и конфигурации тыловой грани сооружения
qy ср — давление грунта и эксплуатационной нагрузки на глубине h + 0,5 (Я + So) от поверхности территории, кН/м2,
Н — полная высота каменной призмы, м;
Величина активного давления от пригрузки грунта АЕ^ равна площадям дополнительных эпюр.
Учет влияния разгружающих устройств сооружения. Для. уменьшения величины активного давления грунта проектируют конструкции с различного типа разгружающими устройствами. Это могут быть консольные выпуски массивов в массивовой кладке или консольные плиты типа балконов в подпорных стенках и другие устройства.
Рассмотрим влияние консоли на величину активного давления грунта на примере причала из массивовой кладки (рис. 61, а). Верхний курс массивов у тыловой грани образует консоль АС. Ниже плоскости АС давление от выше залегающего грунта и от нагрузки q не сказывается, т. е. в точке А активное давление грунта равно нулю. Консоль воспринимает на себя все давление от грунта и нагрузок по плоскости обрушения ЕС, проходящей через точку С под углом |3К к вертикальной грани. Ниже точки В влияние консоли уже не сказывается.
Интенсивность давления по высоте Лк возрастает от точки А до точки В от нуля до ок:
°* к ~ Ткв^тЛаю
где Ткв — объемный вес камня под водой, кН/м3;
Лк — высота влияния консоли, м;
%ак— коэффициент активного давления грунта каменной призмы.
152
При вычислении ординат и построении эпюры выделяют три участка по высоте (рис. 61, б). На участке от поверхности засыпки до точки С эпюра строится обычным способом без учета консоли. На участке АВ эпюра строится как бы начиная с поверхности, и ординаты возрастают от нуля до сгк. На участке BE эпюра строится обычным способом без учета консоли, т. е. с учетом давления всех вышележащих слоев грунта. Поэтому в плоскости KL эпюра имеет резкий скачок.
В результате влияния консоли активное давление грунта уменьшилось на величину площади фигуры KMNL (см. рис. 61, б). Консоль также устранила давление от пригрузки каменной призмы грунтом Дсп по высоте АВ.
Вес консольной части массива gK и вес грунта, приходящегося на консоль gT, увеличивают вертикальное давление на тыловую грань, что способствует выравниванию напряжений в основании (увеличению давления в точке Е и уменьшению в точке D).
Учет влияния конфигурации тыловой грани сооружения. Предположим, что тыловая грань сооружения (см. рис. 61, а) у основания срезана плоскостью В'С' под углом рк к вертикали (плоскостью обрушения). Тогда по высоте С'Е призма сползания грунта не образуется, так как ниже плоскости обрушения грунт на откосе устойчив, следовательно, по высоте С'Е активное давление не возникает.
Общая величина активного давления на сооружение уменьшается на величину площади K/M'N'U (рис. 61, б), т. е. площади, приходящейся на высоту срезанной части сооружения С'Е. Ординаты эпюры у основания сооружения (при расчетах выше рассмотренными методами) имеют значения большой величины, поэтому устранение давления грунта у основания резко снижает общую величину активного давления на сооружение. К этому следует стремиться при проектировании конструкций и делать скос основания, если позволяют условия.
В конструкции причала скос основания сделан предположительно (см. рис. 61, а). Эта конструкция типовая. Она рассчитана на ширину основания DE. Если сделать срез по плоскости С'В', то ширина основания уменьшится, а следовательно, увеличится вертикальное давление на основание и произойдет перераспределение напряжений в грунтах.
Кроме того, необходимо проверить, будет ли сооружение устойчивым в процессе его возведения, не получит ли крен в сторону берега, т. е. необходимо рассчитать конструкцию заново для заданных условий и сделать экономическое сравнение.
§ 49. ВЛИЯНИЕ СЦЕПЛЕНИЯ СВЯЗНЫХ ГРУНТОВ НА ВЕЛИЧИНУ ИХ АКТИВНОГО ДАВЛЕНИЯ
Наличие сил сцепления в грунтах уменьшает величину их активного давления, что учитывается при построении эпюры. Величина ординат уменьшения активного давления от сцепления
aac=-2tg(45°—(252)
153
где с — удельное сцепление грунта, кН/м2;
ср — угол внутреннего трения грунта.
С учетом сил сцепления ординаты эпюры горизонтальной и вертикальной составляющих активного давления грунта определяются по формулам:
аяс = (?г + /г,) %х-2с tg (45°—; (253)
= Охе tg (а + 6г), (254)
где qL — временная равномерно распределенная нагрузка, расположенная на призме обрушения, давление от которой передается по плоскости обрушения в сечение, в котором определяется ордината активного давления грунта, кН/м2;
— давление грунта на уровне сечения, в котором определяется ордината активного давления, кН/м2;
— объемный вес грунта z-ro слоя, кН/м3;
ht — высота соответствующего z-го слоя грунта с неизменными характеристиками, м;
— коэффициент горизонтальной составляющей активного давления, определяемый по формуле (232) по характеристикам грунта, расположенного в сечении, для которого определяется ордината активного давления;
с — удельное сцепление грунта, расположенного в сечении, для которого определяется ордината активного давления, кН/м2;
Ф; — угол внутреннего трения грунта в сечении, для которого определяется ордината активного давления;
а — угол наклона тыловой грани стены (расчетной плоскости) к вертикали;
б— угол трения грунта о тыловую грань стены (или о плоскость восприятия распорного давления).
На первый взгляд может показаться, что связные грунты вообще создают меныпую величину активного давления чем сыпучие, так как сцепление уменьшает велйчину давления грунта. Однако это может быть верно только для сухих грунтов ненарушенной структуры с большим значением удельного сцепления с и относительно большим углом внутреннего трения ф. Но, как правило, за подпорными сооружениями накапливаются грунтовые воды и грунты засыпки находятся во влаж: ном или насыщенном состоянии, а в гидротехнических сооружениях — во взвешенном состоянии.
У связных грунтов в воде резко уменьшается удельное сцепление и угол внутреннего трения, поэтому активное давление связных грунтов значительно больше, чем сыпучих. Связные грунты для засыпки пазух подпорных сооружений, как правило, не применяются.
Со связными грунтами ненарушенной структуры приходится встречаться при строительстве больверков. В расчете больверка сцепление 154
грунта необходимо учитывать как в эпюре активных, так и в эпюре пассивных сил.
В приложении в табл. 2 и 3 приведены значения коэффициентов активного %а и пассивного давления грунтов, учитывающих трение., сцепление, криволинейность поверхностей обрушения и выпора, которыми рекомендуется пользоваться при построении эпюр.,
В случае нарушенной структуры верхнего слоя грунта эпюры строят от нуля у поверхности, до значений, равных оас или опс на глубине 1 м от поверхности грунта с нарушенной структурой.
§ 50. ВЛИЯНИЕ КРАНОВОЙ НАГРУЗКИ НА ВЕЛИЧИНУ АКТИВНОГО ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА
Крановую нагрузку, действующую в виде сосредоточенных сил от давления колес крана (см. рис. 46), заменяют эквивалентной ей равномерно распределенной интенсивностью, равной (см. рис. 44, а).
Ширину площади распределения (в поперечном направлении причала) принимают постоянной, равной ширине шпалы 1Ш = 1,35 м, а длину (в продольном направлении причала) /э необходимо определить в каждом конкретном случае, так как она зависит от схемы крановой нагрузки, расстояния а подкранового рельса от линии кордона (расчетной плоскости) и угла наклона плоскости обрушения грунта р.
Определение Zo для одиночных кранов. Из точки С приложения крановой нагрузки Рк (рис. 62, а, поперечный разрез причала) проводим
155
плоскость обрушения под углом р к вертикали до пересечения с расчетной плоскостью АВ и определяем среднюю глубину распределения крановой нагрузки йкр графическим или аналитическим методом:
Лкр = a ctg рв (255)
На подкрановом рельсе DE располагаем ногу портального крана по ее схеме с максимальным давлением на колесо Р/ (рис. 62, б, продольный разрез причала). Из точек D и Е проводим прямые DK и ЕМ распределения давления в глубину под углом внутреннего трения грунта <р до пересечения с горизонтальной плоскостью, проведенной через точку В. Точки D и Е принимаем на расстоянии b = 0,5 м от точек приложения крайних сил ноги крана Рк', так как считают, что рельс на поверхности причала распределяет нагрузку Рк' от крайних колес по длине причала на 0,5 м. Прямые DK и ЕМ проводим под углом ср потому, что давление по глубине в грунтах распределяется под углом их внутреннего трения.
Длина распределения эквивалентной крановой нагрузки по фронту причала (см. рис. 62, б)
/э = 2 d + 2b + 2 b± + b2, так как
d = hKp tg ср = a ctg p tg cp,
следовательно, /э = 2 (a ctg p tg ф + b -p + b2. (256)
Определение q:) для одиночных кранов. Равномерно распределенная эквивалентная нагрузка qQ (в кН/м2) равна отношению общего давления ноги крана на причал Ж к площади его распределения /ш/э:
SP' 4Р'
. (257) /ш/э-------------------------------1,35/э '
Максимальное давление колеса крана на рельс Р/ для кранов К-30 и К-25 принимаем по табл. 17 при положении стрелы III для ноги А, Определение /0 для сближенных кранов. Длину распределения эквивалентной нагрузки от давления ног двух сближенных кранов определяем аналогично одиночному крану (рис. 63, а, б):
/э - 2 (a ctg ₽ tg ф + b + Ь2) + 4 Ьх + Ь3. (258)
Определение qQ для сближенных кранов. Равномерно распределенная эквивалентная нагрузка от давления ног двух сближенных кранов (в кН/м2) равна отношению суммы давлений от двух ног кранов к площади их распределения /ш/э:
2РК 8РК /э ' /ш/э 1,35/э
Давление одного колеса на рельс для сближенных кранов К-30 или К-25 принимаем по табл. 17 при положении стрелы II для ног А и Б. 156
Рис. 63. Схема определения эквивалентной нагрузки qQ для сближенных кранов
Определение величины активного давления грунта от действия эк-Бивалентной крановой нагрузки. Из точек С' и С", начала и конца длины шпалы /ш, проводим прямые С'В' и С”В" под углом р к вертикали до пересечения с расчетной плоскостью и определяем высоту действия эквивалентной крановой нагрузки йэ (рис. 64, а).
Считаем, увеличение активного давления грунта от действия крановой нагрузки происходит на одну и ту же величину интенсивности Оэ по всей высоте Лэ, т. е. от отметки I q3 до отметки II qd. Величина интенсивности увеличения активного давления грунта (в кН/м2) от действия эквивалентной крановой нагрузки
Оэ = <7Ли, (260)
где qD — эквивалентная крановая нагрузка, определяемая по формуле (257) или (259);
— коэффициент активного давления грунта, вычисленный по соответствующим формулам или принятый по таблице приложения, равный тому значению, которое принято для построения эпюры от давления грунта на глубине от отметки I q3 до отметки II qQ.
Если в пределах высоты hD проходит граница двух слоев грунта с различными значениями ср, а следовательно, и с различными значениями %af, то эпюра от эквивалентной нагрузки изменяется скачкообразно.
Величина давления грунта от эквивалентной нагрузки £э (в кН) равна площади эпюры (рис. 64, б):
Еэ = (261)
Пример 3. Определение активного давления грунта от действия крановой нагрузки. Требуется определить величину активного давления грунта Ео на вертикальную стену (см. рис. 64) от действия сближенных кранов К-30.
Расчетные данные: (р = 30° — угол внутреннего трения грунта засыпки; а = 2,75 м — расстояние от расчетной плоскости до линии действия силы Рк; = 240 кН — принимаем по табл. 17 при положении стрелы // для ног А и Б. /ш = 1,35 м. Схему крановой нагрузки принимаем по рис. 46.
Последовательность расчета.
1. Определяем угол наклона плоскости обрушения
Ф 30°
(3 = 45° — — = 45° —---=30°.
2 2
157
Рис. 64. Схема построения эпюры от действия эквивалентной крановой нагрузки 6/э
2. Определяем высоту действия эквивалентной нагрузки на расчетную плоскость Лэ. Из точек С' и С" (концов шпалы) проводим прямые под углом |3 = 30° к вертикали до пересечения с расчетной плоскостью в точках В' и В", Определяем h3 графически или аналитически
Аэ = АВ" — АВ';
АВ" = (а + 0,5/ш) ctg [3 =
- (2,75 + 0,68) • 1,73 = 5,9 м;
АВ' = (а - 0,5/ш) ctg р =
= (2,75 — 0,68) . 1,73 = 3,6 м;
/г0 = 5,9 — 3,6 = 2,3 м.
3. Длину распределения крановой нагрузки в продольном направлении причала /э определяем по формуле (258)
С — 2 (a tg ср ctg Р b + Ь2) + 4ЬХ + -|- Ь3 = 2 (2,75 • 0,58 • 1,73 + 0,5 + + 1,25) + 4 • 0,65 + 2,5 = 14,1 м.
4. Определяем величину равномерно распределенной нагрузки, эквивалентной крановой по формуле (259)
8РК
1,35/э
8-240
1,35-14,1
= 101,0 кН/м2.
5. Интенсивность активного давления грунта от действия эквивалентной нагрузки определяем по формуле (260)
сгэ = = Ю1 • 0,333 = 33,6 кН/м2,
где коэффициент активного давления грунта принят по формуле (208),
Xa = tg2 ^45°— -yj = ^45°— -—j =0,333.
6. Величину активного давления грунта определяем, как площадь прямоугольной эпюры, по формуле (261) и прикладываем в центре тяжести площади эпюры в виде сосредоточенной силы
Ео = ojiry 33,6 « 2,3 = 76,6 кН.
§ 51. ПАССИВНОЕ СОПРОТИВЛЕНИЕ ГРУНТА
Пассивное сопротивление грунта возникает в том случае, когда сооружение в процессе деформации действует на грунт при горизонталь-’ ных или наклонных смещениях. В этом случае массив грунта перемещается вверх по криволинейной поверхности наименьшего сопротивления, которая называется поверхностью выпора.
При пассивном отпоре возникают силы трения как в самом грунте-по поверхности выпора, так и в местах контакта грунта со стеной. Силы трения увеличивают пассивное сопротивление грунта.
Силы пассивного сопротивления (пассивного давления) грунта являются силами положительными с точки зрения увеличения устой-158
чивости сооружения на сдвиг и опрокидывание, а силы активного давления — отрицательными, поэтому при расчете сооружений исходят из максимальных значений сил активного давления и минимальных значений сил пассивного давления грунта, т. е. исходят из наиболее неблагоприятных условий работы конструкции.
Определение величины пассивного сопротивления грунта. У лицевой грани стены (рис. 65) отсыпан грунт высотой h. На тыловую грань стены действует активное давление Еа, вызванное грунтом высотой Яс и равномерно распределенной нагрузкой q. Предположим, что под действием горизонтальной составляющей активного давления грунта Ес стена получает перемещение А (рис. 65, а), т. е. стена действует на грунт, вызывая его пассивное сопротивление Еп (рис. 65, б). В грунте при этом образуется призма выпора А'В'С'.
Оставляем в силе предположения теории Кулона, т. е. призму выпора рассматриваем как жесткий клин, поверхность выпора В'С' предполагаем плоской и т. д.
При действии стены на грунт силой Ес призма выпора будет перемещаться вверх, а не вниз, как призма обрушения, поэтому реакция устойчивого на откосе грунта R'r отклоняется от нормали на угол ср (см. рис. 51). В предельном состоянии Ес = Еп, а треугольник сил замкнут (рис. 65, в).
Из треугольника сил видно, чем больше угол внутреннего трения грунта ср, тем больше пассивное сопротивление грунта £п, т. е. прямая зависимость, а не обратная, как при активном давлении грунта. При неизменном значении ср отпор грунта £п зависит от веса призмы выпора gr, т. е. от высоты слоя грунта h и его объемного веса у (рис. 65, г).
Из треугольника сил получаем
Ец = g'r Ctg (0 — Ср), (262)
где 0 — угол наклона плоскости выпора к вертикали.
Вес призмы выпора g'r равен произведению объема призмы А'В'С' на объемный вес грунта у, но так как расчет производится на 1 м стены
159
по фронту, то величина объема призмы равна величине ее площади. Из треугольника А'В'С' получаем
g;=-b7/i3tge. (263)
Следовательно, £п = Ъу/гЧ§еа§(0 —q}). (264)
Дифференцируя выражение (257) по 0 и приравнивая нулю, определяем угол наклона плоскости выпора к вертикальной плоскости
6 = 45° + -£
2
(265)
и минимальное значение пассивного сопротивления грунта
£д==Л7/г2%д> (266)
где коэффициент пассивного сопротивления грунта
Xn = tg2(45°+^). (267)
Интенсивность пассивного сопротивления грунта оп.г (в кН/м2) на глубине h определяется дифференцированием уравнения (266) по h:
-^L = an.r = VMn. (268)
dh
Построение эпюры пассивного сопротивления грунта, В практических расчетах определение пассивного сопротивления грунта производится по эпюре, которая строится аналогично эпюре активных сил (см. рис. 65, г). Величина £п равна величине площади эпюры и приложена в центре ее тяжести.
При постоянной равномерно распределенной нагрузки q (временная не учитывается) ординаты эпюры пассивного сопротивления увеличиваются на величину = <ДП, т. е.
On = cnq + стп.г = (д + yh) Хп. (269)
При напластовании грунтов с различными характеристиками эпюра пассивных сил имеет изломы и скачки в граничных зонах аналогично эпюре активных сил, но отличается от нее тем, что скачкообразное 160
увеличение или уменьшение ординат эпюры пассивных сил находится в прямой зависимости от угла внутреннего трения ср.
Пассивное сопротивление грунтов учитывается в расчетах тех конструкций, которые в пределах своих упругих деформаций действуют на грунты, вызывая их сопротивление, например в больверках.
Учет криволинейности поверхности выпора и трения грунтов о тыловую грангь стены. Экспериментальные исследования и их теоретическое обоснование показали, что пассивное сопротивление грунта для реальных стен значительно больше, чем вычисленные по формулам теории Кулона, причем для пассивного сопротивления эта разница значительно больше, чем для активного давления. Значительная разница между экспериментальными данными и данными расчета по Кулону обязывает учитывать криволинейность поверхности выпора и трение грунтов о тыловую грань стены.
Уточнение величины пассивного сопротивления сводится к более точному определению коэффициента пассивного сопротивления грунта Хп на базе более совершенных теорий предельного равновесия. Лишь в одном частном случае для гладкой вертикальной стены с горизонтальной поверхностью грунтов данные, вычисленные по различным теориям, примерно равны. Во всех остальных случаях, кроме частного, величину %п следует принимать по табл. 3, приведенной в приложении.
Учет влияния сцепления связных грунтов на величину их пассивного сопротивления. Наличие сил сцепления в грунтах увеличивает их пассивное сопротивление. Увеличение отпора грунта отражается в эпюре пассивного сопротивления. Величина увеличения ординат эпюры пассивного сопротивления грунта
<?п.с = с^п.с> (270)
где с — удельное сцепление грунта, расположенного в сечении, для которого определяется ордината пассивного сопротивления, кН/м2;
Хп.с — коэффициент пассивного сопротивления грунта от сил сцепления;
здесь
где %п — коэффициент пассивного сопротивления, принимаемый по таблице в зависимости от угла внутреннего трения грунта, расположенного в сечении, для которого определяется ордината эпюры пассивного сопротивления.
Ординаты эпюры пассивного сопротивления от действия грунта с учетом сил сцепления на вертикальные стены с горизонтальной поверхностью грунта при криволинейной поверхности выпора определяются по формуле
оп = + с %п>с. (272)
6 Удовиченко, Яковлев 161
Глава XII
КОНСТРУКЦИИ ГРАВИТАЦИОННЫХ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 52. ОСНОВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ КОНСТРУКЦИИ ГРАВИТАЦИОННОГО ТИПА
К гравитационным причальным сооружениям относятся: набережные из ряжей, которые в настоящее время почти не строятся, и сооружения из массивовой кладки (широкого применения не имеют из-за значительного расхода бетона и большой стоимости), массивов-гигантов (почти не строятся, так как экономически не всегда оправдано), уголкового типа и из оболочек большого диаметра. Последние конструкции являются современными, прогрессивными и экономичными. Их применение позволяет снизить объем бетона и железобетона, сократить сроки строительства и уменьшить его стоимость.
Основные элементы конструкций:
каменная постель — служит для передачи нагрузок от сооружения на грунт; поперечное сечение постели представляет собой трапецию,, заглубленную в грунт либо возвышающуюся над дном;
подводная стенка — образует вертикальную плоскость с глубиной, достаточной для подхода судов, воспринимает горизонтальные нагрузки от грунта засыпки и навала судна через надстройку, передает вертикальные нагрузки на постель. Выполняется стенка из бетонных, железобетонных или деревянных элементов;
надстройка (надводная часть или верхнее строение) — служит для восприятия нагрузок от навала судов и швартовных усилий, расположения всех инженерных коммуникаций, создает необходимую отметку поверхности причала, воспринимает вертикальные нагрузки от перегрузочного и транспортного оборудования. Выполняется надстройка из монолитного бетона и железобетона или из сборных блоков;
засыпка— служит для образования территории, сопряжения с берегом, устройства каменной разгрузочной призмы и щебеночного контрфильтра (обратного фильтра). Образуется засыпка камнем, щебнем и песчаным грунтом.
§ 53. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ РЯЖЕВОЙ КОНСТРУКЦИИ
Ряж представляет собой деревянную конструкцию из бревен или брусьев в виде сруба с днищем и внутренними перегородками. Про-' дольные и поперечные перегородки образуют банки ряжа. Продольные бревна ряжа называются плетями, а поперечные — венцами. Надводная часть сооружения выше спокойного уровня устроена в виде надстройки из монолитного или сборного бетона и железобетона. Подводная часть состоит из ряжа, установленного на каменную постель. Банки ряжа заполняются камнем. За ряжем отсыпается каменная призма со щебеночным контрфильтром. Сверху образуется территория в виде грунтовой засыпки.
162
рубки
Существуют ряжи сплошной и сквозной рубок (рис. 66, а, б).
Ряжи сплошной рубки состоят из бревен d = 20 -у 26 см, все стенки (продольные лицевые и тыловые, поперечные) укладываются сплошными по высоте рядами, днище сплошное, банки заполняются камнем.
.Ряжи сквозной рубки состоят из квадратных брусьев со сторонами 20—25 см, лицевой ряд устраивается из двух сплошных рядов брусьев, тыловые и поперечные стенки укладываются с промежутками через один брус, днище имеет крайние по периметру банки, которые заполняются камнем, остальные — щебнем.
Детали крепления ряжей: стальные ерши для скрепления венцов и плетей по высоте. Изготовляются из стали круглого d = 16-4-20 мм или квадратного (со стороной квадрата 16—19 мм) сечения; сжимы, которые крепятся болтами, — из бревен или брусьев для скрепления стенок сруба по углам банок.
§ 54. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ИЗ МАССИВОВОЙ КЛАДКИ И МОНОЛИТНЫЕ
Конструкция из массивовой кладки представляет собой правильную кладку из бетонных массивов с зазорами до 2 см. Причал состоит из отдельных секций, разделенных между собой осадочными швами, ширина которых допускается до 5 см. Длина секции зависит от грунтов основания. На плотных грунтах секции длинные (до 45 м), на слабых — короткие (до 25 м). Для обеспечения монолитности массивы укладывают с перевязкой швов.
Массивы одного горизонтального ряда составляют курс. Количество курсов выбирается исходя из размеров массивов и заданной глубины у причала. Первый курс устанавливается на выровненную поверхность каменной постели. Толщина постели в зависимости от грунтов основа-6* 163
ния принимается не менее 0,5 м. Верхний курс служит основанием для надстройки.
Основные виды массивовой кладки: ступенчатого, вертикального профиля и из пустотелых массивов.
Кладка ступенчатого профиля (рис. 67, а) в поперечном сечении с тыловой стороны ступенчатая с несколькими массивами в нижних курсах. Масса массивов составляет 30—50 т. Существенный недостаток конструкции — конфигурация поперечного сечения с большой шириной по низу приводит к значительному расходу бетона и вызывает большие неравномерные осадки. В настоящее время эта конструкция применяется редко.
Кладка вертикального профиля (рис. 67, в) отличается тем, что каждый курс в поперечном сечении состоит из одного массива. Размеры и форма массивов верхних и нижних курсов различны. Кладка из таких массивов выполняется с учетом равномерного распределения нагрузок на основание. За каменной отсылкой устраивается щебеночный контрфильтр для предотвращения вымыва песчаной засыпки через .каменную призму и швы между массивами.
Верхнее строение одной секции состоит из двух сборных блоков уголкового профиля. Между блоками ставят тумбовый массив из монолитного железобетона. Эта конструкция применяется для глубин от
Рис. 67. Стенки из массивовой кладки:
а — ступенчатого профиля; б — из пустотелых массивов; в — стенка, разработанная Союз-морниипроектом; г — стенка с применением перфорированных элементов; / — надстройка; 2 — каменная призма; 3 — каменная постель; 4 — массивовая стенка; 5 — щебеночный контрфильтр
164
7,8
б)
а)
±0.00
-06
- о.о
3,0
vsassss^^.
в) +5,5
моно-
Рис. 68. Причальные сооружения литной конструкции:
а — контрфорсная стенка за перемычкой; б — стенка из подводного бетона, построенная в ячеистой оболочке из металлического шпунта; в — монолитная стенка за перемычкой: / — лицевая стенка; 2 — контрфорсы; 3 — разгрузочная призма; 4 — подводный бетон
-12,0
шжмж
10,0
в шпунтовой перемычке
4,5 до 11,5 м, имея соответственно от трех до пяти курсов массивов массой до 100 т.
Кладка из пустотелых массивов (рис. 67, б) включает массивы корытообразного профиля, которые заполнены песчаным грунтом с щебеночной подсыпкой толщиной 25 см.
Масса массивов 50—60 т. Нижние массивы имеют скошенную грань для выравнивания напряжений в основании кладки и уменьшения горизонтального давления. Эта конструкция позволяет значительно снизить расход бетона.
Разработан причал из массивовой кладки с перфорированными железобетонными коробами на переменном горизонте (рис. 67, г). Эти короба с отверстиями служат для гашения энергии волнения.
Монолитная конструкция представляет собой вертикальную стенку из монолитного бетона, бутобетона или железобетона. Ее поперечный профиль может иметь форму трапеции, ступенчатую, уголковую (рис. 68, а, б, в).
§ 55. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ИЗ МАССИВОВ-ГИГАНТОВ
Подводная часть сооружения состоит из крупноразмерных ящиков, называемых массивами-гигантами (рис. 69, а, б, в). Каждый массив-гигант представляет собой самостоятельную секцию: величина осадочного шва между секциями назначается до 5 см.
165
Рис. 69. Набережные из массивов-гигантов различных конструкций: а и б — симметричного профиля; в — несимметричного профиля
+ 2,5
Массив-гигант устанавливается на каменную постель и заполняется одним из материалов: камнем, гравием, песчано-гравийной смесью, песчаным грунтом. Отметка верха массива-гиганта возвышается над рабочим горизонтом.
Надводная часть причала возводится по верху массивов-гигантов и может быть сборной, сборно-монолитной или монолитной.
Засыпка за массивами-гигантами обычно выполняется из песчаного грунта, так как вертикальных швов мало и их можно надежно уплотнить. Если необходимо уменьшить распор грунта, то за массивами устраивается каменная призма.
Конструкция массива-гиганта. Массив-гигант представляет собой железобетонное сооружение (из монолитного железобетона или из сборных железобетонных плит) в виде короба, который разделен внутренними продольными и поперечными перегородками, придающими массиву жесткость и прочность. Перегородки образуют отсеки с шириной 1—5 м. В днище каждого отсека имеются кингстоны (задвижки), служащие для равномерного погружения массивов при их установке на каменную постель. В местах соединения стен, а также стен и днища устраиваются вуты. Для уменьшения массы и улучшения остойчивости массива-гиганта в плавучем состоянии поперечные перегородки могут изготовляться с окнами.
Поперечный профиль массивов-гигантов может быть симметричным и несимметричным. Несимметричный профиль, предусматривающий консольный выступ с ребрами жесткости, применяется при увеличении ширины сооружения по низу без существенного увеличения массы массива-гиганта. В этом случае достигается более равномерное распределение напряжений под массивом и увеличивается его устойчивость на сдвиг и опрокидывание за счет массы вышележащего грунта. Для исключения крена на плаву конструкция массива-гиганта с консольными выступами предусматривает более тонкие вертикальные стенки со стороны берега.
Размеры массива-гиганта и его элементов. Высота массива-гиганта выбирается исходя из заданной глубины у причала и возможности воз-166
ведения надстрокий насухо, длина назначается в пределах до 25 м, реже — до 40 м, ширина принимается равной расчетной ширине сооружения, толщина днища, как правило, составляет 0,3—0,4 м, толщина наружных стен принимается до 0,5 м, а внутренних перегородок-— 15—20 см.
§ 56. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ УГОЛКОВОГО ТИПА
Подводная часть причала состоит из сборных железобетонных элементов, основными из которых являются фундаментная и лицевая плиты. Фундаментная плита укладывается на весьма тщательно выровненную каменную постель толщиной до 2,5 м. Лицевая плита располагается на фундаментной, образуя вертикальную стенку причала. Стыки между смежными лицевыми и фундаментными плитами перекрыты полотнищами гидрорерина в два слоя. В местах сопряжения лицевых и фундаментных плит, а также в тыловой части фундаментных плит и на тыловом откосе каменной постели отсыпаны щебеночные призмы, являющиеся контрфильтрами и предназначенные, как и гидрорерин, для предотвращения вымыва грунта засыпки.
Надводная часть причала представляет собой сборно-монолитную надстройку, состоящую из монолитного оголовка и сборных железобетонных облицовочных плит. Монолитный оголовок объединяет по верху лицевую плиту с анкерными тягами или с контрфорсной плитой. Территория сооружения образуется песчаным грунтом.
Причал разбит на секции. Ширина осадочного шва до 5 см.
Виды конструкций причалов уголкового типа: с внешней анкеровкой, с внутренним анкером и с контрфорсами.
Набережная уголкового профиля с внешней анкеровкой (рис. 70). В нижней части каменной постели отсыпан контрфильтр толщиной 0,4 м.
Каменная постель состоит из рваного несортированного камня массой 15—100 кг марки не ниже 200. При скальном основании устраивается выравнивающий слой камня толщиной 0,5 м без щебня.
На выровненной и уплотненной каменной постели уложена фундаментная плита длиной 7 м, шириной 3,98 и высотой сечения 0,4 м. На фундаментной плите вертикально установлена лицевая ребристая плита длиной 12 м, шириной 3,98 и высотой сечения 1,2 м. Лицевая плита удерживается анкерной плитой. Плиты соединены между собой металлическими анкерными тягами круглого сечения 75—90 мм. Анкерные тяги удерживают от провисания деревянные подмосточные сваи (шаг в продольном направлении 1 м) и деревянные продольные прогоны, скрепляющие сваи между собой.
Верхнее строение причала состоит из сборных железобетонных облицовочных плит длиной 4 м, шириной 1,8 м, высотой сечения 18 см и монолитного железобетонного оголовка с тумбовыми массивами. Длина секции составляет 28 м.
Набережная уголкового типа с внутренней анкеровкой (рис. 71), В этой конструкции анкера жестко крепятся непосредственно к фунда-
167
Рис. 70. Набережная с внешней анкеровкой:
/ — анкерная плита; 2 — щебеночный контрфильтр; 3—фундаментная плита; 4, 5 — лицевая плита; 6 — отбойные устройства; 7 — тумбовый массив; 8— швартовная тумба; 9 — анкер^ ная тяга; 10 — подмосточная свая
щеоеночнь/и кинтрфальтр
Рис. 71. Набережная с внутренней анкеровкой:
/ — анкерная тяга; 2— фундаментная плита; 3 — щебеночная призма; 4 — лицевая плита;
5 — отбойное устройство
Рис. 72. Набережная с контрфорсами:
/ — контрфорс; 2 — лицевая плита; 3—отбойное устройство; 4 — монолитный железобетон-1НЫЙ оголовок
ментной плите. Анкерная тяга состоит из двух стальных полос сечением 260 >< 30 мм, которые соединены между собой накладками и диафрагмами. На берегу собирается укрупненный блок из фундаментной, лицевой двухребристой плиты и двух анкерных тяг. Блок установлен на каменную постель.
Уплотнение стыков между лицевыми и фундаментными плитами представляет собой завесу из двух слоев гидрорерина толщиной по 4 мм каждый при ширине 0,9 м.
Набережная уголкового типа с контрфорсами (рис. 72) состоит Из отдельных блоков шириной 4 м. Уголковый блок собран на берегу из трех омоноличенных плоских железобетонных элементов: фундаментной плиты, лицевой и контрфорса. Блок установлен на каменную постель. Секция причала состоит из 6 уголковых блоков и имеет длину 24,18 м. В данной конструкции роль анкерной тяги выполняет контрфорс. В остальном конструкция почти не отличается от уголковой стенки с внутренним анкером.
169
§ 57. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ИЗ ОБОЛОЧЕК БОЛЬШОГО ДИАМЕТРА
Подводная часть причала образуется из оболочек большого диаметра, расположенных в один ряд с зазором 0,3 м. Оболочки устанавливаются на каменную постель или заглубляются в грунт на небольшую глубину. Их верх возвышается над переменным горизонтом. Внутрь оболочек отсыпается песчаный грунт или камень. Вертикальные стыки между двумя соседними оболочками заполняются подводным бетоном в опалубке. Несколько оболочек составляют секцию причала. Осадочный шов образуется двумя щитами опалубки с заполнением пространства между ними щебнем.
Надводная часть причала представляет собой опорное кольцо с опорной балкой из сборного или монолитного железобетона, расположенного по верху оболочек, и служит основанием для надстройки. Надстройка состоит из сборных уголковых блоков, омоноличенных между собой. За уголковыми блоками на опорное кольцо и балку устанавливаются плиты уплотнения.
Засыпка причала может быть образована песчаным грунтом или камнем.
Конструкции оболочек. В отечественной практике гидротехнического строительства применялись оболочки наружным диаметром: 3; 5; 6, 5; 7; 10,5 и 10,7 м. Оболочки диаметром 3,5 м защемляются в грунте погружением для обеспечения их устойчивости. Наиболее современными являются оболочки диаметром более 10 м, которые могут быть сборными и монолитными.
Сборная оболочка диаметром 10,5 м собирается на полигоне из десяти плоских или сегментных плит длиной, равной высоте оболочки, и толщиной 20 см. В нижнем торце каждой плиты приварены стальные планки толщиной 10 мм для предотвращения скалывания бетона при опирании оболочки на каменную постель. Верхний торец имеет выпуски арматуры для связи с опорным кольцом. В сегментных плитах не возникают местные напряжения в местах соединения плит.
Монолитная оболочка диаметром 10,7 м собирается из отдельных звеньев высотой 3 или 6 м и массой соответственно 50 и 100 т. Армирование звена— двухрядное из арматуры класса А-П. Диаметр рабочих горизонтальных стержней составляет 16 мм, вертикальных— 10 мм. Каждое звено имеет по четыре монтажных отверстия для подъема, транспортировки и монтажа. В нижнем торце нижнего звена оболочки заделано опорное кольцо из листовой стали, в верхнем торце верхнего звена предусмотрены выпуски арматуры для связи е железобетонным оголовком. Толщина стенок оболочки 20 см.
Причалы из оболочек большого диаметра были построены в нескольких портах СССР. Каждая оболочка причала (рис. 73) состоит из 10 плоских железобетонных плит заводского изготовления размером 6,70 X 3,27 X 0,20 м. Масса оболочки 112 т. Внутри оболочек отсыпан двухслойный контрфильтр толщиной 0,6 м из щебня фракций 25— 70 мм. Опорное кольцо из монолитного железобетона высотой 0,5 м. Полости оболочек и засыпка образованы песчаным грунтом.
170
20fi
Рис. 73. Причал из оболочек диаметром 10,5 м:
1 — каменная постель; 2 — щебеночный контрфильтр; 3 — оболочка; 4 — опорное железобетонное кольцо; 5 — опорная балка; 6 — уголковый блок надстройки; 7 — песчаная засыпка
Причал из оболочек диаметром 10,7 м представлен на рис. 74. Каждая оболочка причала имеет по два звена высотой 6 м, изготовленных из монолитного железобетона. Горизонтальный стык между звеньями— кольцевая резиновая прокладка, которая приклеена битумной мастикой к верхнему торцу нижнего звена оболочки. Внутренние полости оболочек и засыпка причала образованы скальным грунтом.
171
+ 2,0
А-/4
Рис. 75. Набережная из оболочек диаметром 6,5 м
Причал из монолитных оболочек диаметром 6,5 м изображен на рис. 75. Высота оболочек 10,5 м, масса 88 т каждая. Оболочки установлены на дно котлована, заглубленного на 2 м. Полости оболочек и котлован заполнены песчаным грунтом. Верхнее строение причала состоит из консольных балок, сборных блоков и разгрузочных плит.
§ 58. ПРЕИМУЩЕСТВА И НЕДОСТАТКИ ГРАВИТАЦИОННЫХ КОНСТРУКЦИИ
Условия применения. Рассматривают условия применения той или иной конструкции, исходя из местных геологических, гидрологических и климатических условий района строительства, агрессивности воды и наличия в ней древоточцев, наличия местных строительных материалов и возможности организации (ее материальной базы).
Причальные сооружения гравитационного типа рекомендуется возводить на плотных, малосжимаемых грунтах, в первую очередь скальных. Особенно это относится к массивовой кладке. Все остальные конструкции можно строить на основаниях средней плотности.
Если в районе строительства существуют тяжелые ледовые условия, то применяется массивовая кладка. Другие конструкции используются при среднем ледовом режиме.
Причалы ряжевой конструкции можно применять в районах, богатых лесом, где отсутствуют древоточцы.
Причалы монолитной конструкции из бетона и железобетона применяют на вновь создаваемых бассейнах до их заполнения водой.
Одним из условий применения конструкций гравитационного типа является наличие в районе строительства песчаного грунта и камня, необходимых для засыпки пазухи сооружения и отсыпки постели.
Преимущества конструкций гравитационного типа:
из ряжей — экономичность конструкции при наличии местных строительных материалов, большая гибкость элементов конструкции
172
не вызывает опасность разрушения ряжа при неравномерных осадках, меньшая требовательность к устройству постели, возможность производить работы в зимних условиях со льда, спуск и установка ряжей без мощных плавкранов, долговечность дерева под водой;
из массивовой кладки — простота изготовления массивов, возможность применения в тяжелых гидрологических условиях (ледовых воздействиях), большой срок службы;
монолитной — большая прочность, возможность визуального контроля всех видов работ, т. е. высокое качество возведения;
причалов из массивов-гигантов—высокая индустриализация строительства, незначительный объем водолазных работ, не требуются мощные краны, малые сроки возведения подводной части;
причалов уголкового типа —высокая индустриализация возведения, небольшое количество элементов конструкции, малый расход железобетона и небольшая масса конструкции, меньшая стоимость по сравнению с вышеперечисленными конструкциями;
причалов из оболочек большого диаметра — меньшие трудоемкость и срок строительства по сравнению с другими конструкциями.
Недостатки конструкций гравитационного типа:
из ряжей — высокая трудоемкость по сборке ряжа и ограниченные возможности индустриализации, сжатие древесины от внешних нагрузок, что приводит к деформациям сооружения в целом;
из массивовой кладки — большой расход бетона и, следовательно, высокая стоимость сооружения; неприменимость при слабых грунтах основания без их замены или длительной огрузки; значительное количество отдельных элементов, что увеличивает объем монтажных работ; большой расход камня для постели и призмы с обратным фильтром, что удорожает общую стоимость; предъявление повышенных требований к уплотнению и ровнению каменной постели; большой объем дорогостоящих подводно-технических работ;
монолитной — отсутствие индустриальности возведения, большая стоимость устройства перемычек для строительства насухо;
причалов из массивов-гигантов — значительные затраты на организацию парка изготовления массивов-гигантов и спусковых устройств (конструкцию целесообразно использовать только при значительной протяженности причального фронта); большой расход железобетона;
причалов уголкового типа — невозможность применения в тяжелых ледовых условиях; сложность в устройстве грунтонепроницаемости стыков плит и сложность монтажных работ.
причалов из оболочек большого диаметра—большой расход железобетона по сравнению с уголковой стенкой.
Особенности конструкции причалов уголкового типа:
с внешним анкером — из-за зацепления лицевой стенки к анкерной плите создается равномерное напряжение под фундаментной плитой, поэтому эта конструкция применима на более слабых грунтах, чем другие конструкции уголкового типа. Монтаж анкерных устройств уголковой конструкции с внешним анкером отличается значительной сложностью и трудоемкостью;
с внутренним анкером и с контрфорсом •— из-за отсутствия анкерных плит напряжения под передней гранью фундаментной плиты более значительны, чем под задней. Сборка уголковых блоков конструкций производится на берегу.
173
§ 59. ПЕРСПЕКТИВНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ГРАВИТАЦИОННОГО ТИПА
В нашей стране разработаны и разрабатываются различные конструкции глубоководных причалов, в том числе и гравитационного типа. Для глубин 13—18 м можно успешно применять набережные уголкового типа из сборного железобетона, являющиеся экономичными конструкциями. Масса укрупненных уголковых блоков при больших глубинах достигает 300 т. Монтаж указанных блоков могут осуществлять плавкраны «Богатырь», имеющие грузоподъемность 300 т.
Для глубин 18—30 м могут применяться конструкции из оболочек больших диаметров (до 30 м), в некоторых случаях, устанавливаемых без устройства специальной подготовки основания и каменной постели. Для больших глубин могут использоваться также конструкции набережных из массивов-гигантов сборного и монолитного железобетона^ возводимые без применения мощных плавкранов. Однако применение массивов-гигантов потребует устройства каменной постели.
При наличии мощных плавкранов возможно строительство причалов из правильной массивовой кладки с массой массивов 300—500 т.
На рис. 76, а представлена уголковая контрфорсная стенка из блоков массой до 270 т. Блоки установлены на предварительно уплотненную каменную постель. Засыпка пазухи выполнена песчаным грунтом с углом внутреннего трения 28—30°. Ширина блоков вдоль фронта причала составляет 5 м. Блоки состоят из ребристых лицевых и фундаментных плит, связанных между собой контрфорсными плитами.
Причалы уголкового профиля с внешней анкеровкой приведены на рис. 76, б и 76, г. Блок, изображенный на рис. 76, б, имеет ширину 7,14 м и весит до 230 т. Он состоит из железобетонной фундаментной ребристой плиты и металлической лицевой панели из шпунта Ларсен V. Нижняя часть металлической панели крепится короткими тягами к ребрам фундаментных плит. Анкерное устройство состоит из стальных тяг и железобетонных анкерных плит. Указанная опорная система обеспечивает равномерное распределение напряжений в лицевой стенке.
В приведенной на рис. 76, г конструкции причала уголкового типа лицевая стенка состоит из стального шпунта Ларсен V. Проекция лицевой стенки в плане образует ломаную пилообразную линию. Это увеличивает несущую способность стенки в 2,5—4 раза по сравнению с прямолинейной шпунтовой стенкой.
На рис. 76, в представлена набережная из оболочек диаметром 17,5 м. Каждая оболочка состоит из вертикальных железобетонных сегментных или плоских плит массой до 100 т, собираемых с помощью инвентарного переносного кондуктора. По бокам плиты заложены замки, изготовленные из плоского металлического шпунта.
На рис. 76, д приведена конструкция причального сооружения из заанкерованных оболочек диаметром 5 м. Оболочки устанавливают на каменную постель совместно с фундаментной плитой. Масса такого блока равна 250 т. Толщина стенки оболочки 0,2 м. Поверху оболочек устроена монолитная железобетонная надстройка.
174
Рис. 76. Перспективные причальные сооружения гравитационного типа
На рис. 76, е приведена конструкция заанкерованного массива-гиганта с откидной анкерной панелью. Последняя шарнирно соединена с массивом-гигантом посредством жесткой тяги. При нахождении массива-гиганта на плаву положение панели вертикально. Для плотного прилегания к массиву-гиганту панель снабжена по контуру уплотнителем из эластичного материала. Массив-гигант заполняется грунтом только в нижней части.
175
Глава XIII
РАСЧЕТ НАБЕРЕЖНОЙ ИЗ МАССИВОВОЙ КЛАДКИ
§ 60, ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ
Статическому расчету сооружения предшествует изучение естественных условий в районе строительства по данным инженерных изысканий и литературным источникам. По заданию на проектирование выбирают тип сооружения и задаются основными размерами сооружения, исходя из опыта ранее проектируемых и построенных сооружений такого же типа для таких же примерно естественных условий.
Произвести статический расчет сооружения это значит:
выбрать метод расчета, который принимается в зависимости от заданной точности расчета;
разработать расчетные схемы для наиболее неблагоприятных условий работы конструкции или ее элементов;
установить тип и определить величину нагрузок, действующих на сооружение или его элементы, создающих наиболее неблагоприятные условия работы конструкции;
составить сочетания (основные или особые) одновременно действующих нагрузок, создающих опасные условия для устойчивости, прочности или жесткости конструкции и ее элементов;
определить устойчивость сооружения на плоский сдвиг по всем опасным сечениям;
определить устойчивость сооружения на опрокидывание вокруг характерных ребер вращения;
произвести расчет прочности элементов сооружения и его основания;
проверить общую устойчивость сооружения по круглоцилиндрическим поверхностям скольжения;
установить окончательные размеры сооружения и его элементов.
При расчете гравитационных причальных сооружений на устойчивость вводим коэффициенты запаса kc и k0. Значение коэффициента запаса принимаем в зависимости от класса капитальности сооружения и сочетания нагрузок по табл. 31.
Таблица 31
Значения допускаемых коэффициентов запаса на устойчивость
Причина потери устойчивости и коэффициент запаса Класс капитальности
11 1 111 1 IV
Сочетание нагрузок
Основные Особые Основные Особые Основные Особые
Потеря устойчивости сооружения при скольжении по плоскости [£с] Потеря устойчивости сооружения от опрокидывания вокруг ребра вращения [*о] 1,2 1,6 1,1 1,4 1,15 1,5 1,05 1,1 1,5 1,05
176
Рис. 77. Расчетные случаи загружения территории эксплуатационной нагрузкой: а —г — расчетные случаи загрузки распределенной нагрузкой; I—VII — опасные сечения, по которым проверяется устойчивость сооружения
Расчетные случаи. Набережные из массивовой кладки рассчитываем при 5 случаях загружения территории причала временной равномерно распределенной нагрузкой.
Первый расчетный случай (рис. 77, а). Нагрузку qQ располагаем на призме обрушения за пределами стены, начиная с точки пересечения плоскости тыловой грани верхнего курса массивов с поверхностью территории. При таком расположении нагрузки определяем устойчивость сооружения на плоский сдвиг по каменной по
177
стели, проверяем положение равнодействующей нагрузки (эксцентриситет е) в подошве стены и в швах кладки, а также в случаях, если е> 1/6 Вс, проверяем устойчивость на опрокидывание.
Второй расчетный случай (рис. 77, б). Нагрузку 70 располагаем над тыловой частью сооружения и распределяем на 1/3 ширины массива предпоследнего курса кладки. Этот случай является наиболее невыгодным при проверке растягивающих напряжений со стороны акватории в шве основания верхнего курса массивов.
Третий расчетный случай (рис. 77, в). Нагрузку qQ располагаем за пределами надстройки над тыловой частью сооружения. Этот случай является расчетным для определения устойчивости надстройки.
Четвертый расчетный случай (рис. 77, г). Нагрузку qQ располагаем над стеной до линии кордона или линии возможного загружения по технологическим условиям работы крановых механизмов. В этом случае определяем нормальные напряжения в каменной постели по контакту с основанием стены и в грунте основания по контакту с каменной постелью определяем толщину постели, а также усилия в лицевой стене надстройки.
Пятый расчетный случай. Нагрузку qQ располагаем, вызывая наиболее неблагоприятные условия общей устойчивости при расчете по круглоцилиндрическим поверхностям скольжения.
Расчетные данные. Для выполнения расчета необходимы:
Нс — глубина воды у сооружения, м;
Лк — возвышение кордона над условным нулевым горизонтом воды, м (отметка кордона);
7о> 9п> 9т — категория нагрузок в прикордонной переходной и тыловой зонах по схеме (см. рис. 44), кН/м2;
Рк — давление на колесо крана, кН (и тип крана);
уб — объемный вес бетона над водой, кН/м3;
Тб .в — вес 1 м3 бетона под водой, кН/м3;
Тж.б — объемный вес железобетона над водой, кН/м3;
Тк — объемный вес каменной наброски над водой, кН/м3;
Тк.в — объемный вес каменной наброски под водой, кН/м3; фк = 45° — угол внутреннего трения в каменной наброске;
фосн — угол внутреннего трения грунта основания;
с — удельное сцепление грунта основания, кН/м2;
Тосн — объемный вес взвешенного грунта основания, кН/м3; = 0.6 — коэффициент трения бетона по бетону;
/б.в = 0,5 — коэффициент трения бетона по бетону под водой;
/к = 0,5 — коэффициент трения камня по бетону;
/г.г ==tg Фосн— коэффициент трения грунта основания по камню или грунта по грунту;
[ог] — допускаемое давление на грунт основания кН/м2; [од] — допускаемое давление на каменную постель кН/м2. Задаются характеристики расчетного судна:
Lc — наибольшая длина судна, м;
Тс, Тс — осадка судна в полном грузу и порожнем, м;
— водоизмещение судна в полном грузу, т.
178
Задаемся следующими данными:
Вс—ширина стены по основанию, м (принимаем Вс = = 0,37 4- 0,42 общей высоты сооружения, включая надстройку);
hn — минимальная толщина каменной постели, м, учитывая фосп.
Принимаем для грунтов обратной засыпки:
Фп — Угол внутреннего трения песка (от 26 до 30°);
Тп — объемный вес песка над водой, кН/м3;
Тп.в — объемный вес песка в воде, кН/м3 (принимаем по таблице или вычисляем по формуле (175).
Расчетом требуется определить:
коэффициенты устойчивости на сдвиг kci по плоскостям каждого курса массивов (см. рис. 77, I — V), по плоскости VI — VI —контакта массивов с каменной постелью и по плоскости VII — VII — контакта каменной постели с грунтом основания;
величину эксцентриситета ег в подошве стены и в швах кладки (проверка возможности раскрытия шва, т. е. возникновения отрицательных напряжений);
коэффициенты устойчивости на опрокидывание kQi вокруг тех ребер* в плоскостях которых возникает раскрытие шва, т. е. эксцентриситет больше 1/6 ширины сечения > 1,6 Вс;
устойчивость верхнего курса массивов на сдвиг и опрокидывание и прочность от нагрузки на консоль;
величину нормальных напряжений отах в каменной постели на min
контакте с основанием стены и в грунте основания на контакте с каменной постелью;
толщину каменной постели Лп;
устойчивость и прочность железобетонной надстройки.
§ 61. ПЕРВЫЙ РАСЧЕТНЫЙ СЛУЧАЙ
При первом случае загружения территории распределенная нагрузка q загружает полностью призму обрушения, увеличивая активное давление Еа. На поверхность сооружения не действует ни q, ни крановая нагрузка Рк. Учитываем только горизонтальные постоянные £а, временные нагрузки от воздействия судов А/т и постоянные вертикальные от собственной массы сооружения. Такое сочетание нагрузок создает наиболее неблагоприятные условия устойчивости сооружения на сдвиг и опрокидывание. Если загрузить поверхность стены нагрузками q и Рк, то они увеличат вес сооружения, а следовательно, и его устойчивость.
Учет швартовной нагрузки. При расчетах устойчивости сооружения по основанию и швам кладки горизонтальную составляющую швартовного усилия, действующего на тумбу, равномерно распределяем по длине секции стены на каждый метр и переносим в основание надстройки в виде распределенной нагрузки Еш (рис. 78, а):
= (273)
179
где NT — горизонтальная нормальная составляющая швартовной нагрузки, определяемая по формуле (183);
Lc — длина одной секции причала, м.
Но так как расчет производим в плоскости, т. е. на 1 м сооружения по фронту, то Еш можно представить как сосредоточенную силу. При переносе силы Nт в плоскость основания надстройки возникает момент
Мш - NTz, (274)
где z — плечо момента, м;
Величину момента ТИщ распределяем не на длину секции причала, а на длину зависящую от рассматриваемого сечения (рис. 78, б). Например, в сечении I — I Ц — 1У — длине тумбового массива (с открылками), а в остальных сечениях — в зависимости от количества массивов, вовлекаемых в работу (ясно из рис. 78, б). Таким образом, сосредоточенную нагрузку NT заменяем двумя распределенными Еш и Мш:
/Иш = . (275)
Построение эпюры активного давления грунта. Эпюру активного давления грунта строим по формулам (232) — (242) с учетом трения материала засыпки по тыловой грани стены, т. е. с учетом угла 6 (см. пример 2 в гл. И, но при этом принимая а = О, так как стена вертикальна); с учетом ограниченности простирания каменной призмы (см. рис. 60), т. е. с добавлением ординат Аог-, определяемых по формуле (250), и с учетом разгружающего действия консолей (см. рис. 61).
В пределах высоты надстройки расчет ведем на условную вертикаль, принимая угол трения грунта засыпки по грунту S равным углу внутреннего трения материала засыпки, т. е. песка S = срп.
В пределах высоты разгрузочной призмы угол трения каменной наброски по тыловой поверхности массивов принимаем равным половине угла внутреннего трения каменной наброски S = 0,5 срк.
Рис. 78. Перенос горизонтальной составляющей швартовной нагрузки Ет в плоскость основания надстройки и распределение швартовного момента по швам массивовой кладки
180
a)
аг, Eyt
If
- Л?
r Em
aiiiiiiiiimiiiiiMiiiiiil
Ъ 7г
h,
Eye
fe.
_E^5_
[ ЕуЭ^Рз
*77777777777777777777?—
Ецз,
/V/
Ey?/
E*J ^М;<рк Et
Ехг
^МТЕ-7. ^.S^k.
' 4(4
fi)
6*1
"/ШЯ fx7
<рк
Ш, <рк
46i
6*5 6*5 Z63
~5x7
6x5 Д64.
4
4"
7
Рис. 79. Схема действия горизонтальных нагрузок и вертикальных проекций активного давления грунта Exi, Ег^\
а — расчетная схема первого расчетного случая; б — эпюра активного давления грунта; 1— V — отметки по опасным сечениям; /С — отметка каменной призмы, ниже которой учитывается Д07; /(1, Д2 — отметки влияния консолей
В пределах ограниченного простирания слоя каменной отсыпки от отметки К' до отметки дна (при определении Aaf) угол трения материала засыпки по тыловой поверхности массивов принимаем равным нулю — 6 = 0 (см. рис. 60).
В пределах высоты надстройки расчет на условную вертикаль производим потому, что при надстройках высотой до 3 м и временной нагрузке q 30 кН/м2 плоскость восприятия распора близка к вертикальной, т. е. угол сс = 0. В других случаях угол а определяется как при расчете пологих стен.
Определение горизонтальной составляющей коэффициента активного давления грун-т a Xxi. В пределах высоты надстройки (от отметки поверхности до отметки /) а = 0 и коэффициент, учитывающий расположение распределенной нагрузки, S = 0, так как 70 доходит до плоскости восприятия распора АВ (рис. 79). Формула (229) определения угла плоскости обрушения р преобразуется следующим образом:
— т1 + Ут1 (т1 + ctg срп),
(276)
где
= tg (6 + фп) = tg2<pn.
(277)
181
Коэффициент Хх1 определяем по формуле (232), учитывая, что а = 0 и 6 = фп,
% _ tg
X1 tgS+tg^i+cpn) ’
В пределах высоты верхнего курса массивов h2 + h3 (от отметки 7 до отметки 77) принимаем трение грунта о стену 6 = 0,5 <рк, следовательно
m2 - tg (0,5 фк + фк) = tg 1,5 фк. (279)
Угол плоскости обрушения р2 определяем по формуле (276), подставляя значения т2 и фк, a Zx2 — по формуле (278), подставляя р2 и фк, учитывая, что 6 = 0,5фк:
. (280)
tgO,5<pK+'tg (₽2+<рк)
В пределах высоты контакта каменной призмы с тыловой гранью стены Н1 (ниже верхнего курса массивов от отметки II до отметки дна) угол трения камня о тыловую поверхность стены 6 = 0,5 фк, а коэффициент, учитывающий расположение распределенной нагрузки, определяем по формуле (231), принимая q2 = (см. рис. 58). Формула (231) преобразуется и примет вид:
S =-------------------------------, (281)
(*! + Я2) [(йх+ Н2) 6„Р+2 (<7+<7о)]
где q=(ht-\-h2)(yn— 6К>В)— нагрузка, возникающая от приведения Тп к ук.в (однородному слою грунта), кН/м2;
hx + Н2 — высота сооружения от отметки поверхности до отметки дна, м.
Коэффициент тз = т2 находим по формуле (279).
Угол плоскости обрушения 6з вычисляем по формуле (229) с учетом значений т ; S и а = 0;
tg Рз = — т3+У т3 (т3 + ctg <рк + S) S ctg <рк. (282)
Коэффициент %хз определяем по формуле (280), подставляя вместо р2 значение [З3.
Изменением значения S по контакту тыловой грани второго курса массивов (за счет изменения длины консоли и, следовательно, изменения величины а2) можно пренебречь.
Определение ординат эпюры Gxi на отметках:
По в = q^xi
I ® Х2 = (?0 “Ь ТвЛ1)
I ®х2 ~ (^0 ?гЛ1)
0,0, сг^з — (^о Тк^з)
И ~ О? о Тп^т Тк.в^з) 1^Х2]
II о^4 = 0;
°гс5 ~ Тк.в^4^х3>
182
К1 0*x5 ’ (7o “Ь Yn^l “Ь Yк^2 Тк.в^-З Ч~ Ук.в^з) ^scS’j
V ®xQ = l-7o “I- Yn^l Н~ Yk^2 “Ь Тк.в (^3 4~ ^4 ~Ь ^5 “Ь Л6)] 7хз;
V ог;б = 0;
^х7 ~ Ук.В^хЗ’,
К2 - [qQ + Vn/ix + у А + Тк.в^з + Yk.iA + Yk.b А + h6) + + Yk.B ^7] ^гсЗ’
^л.8 ~ ®х7 Н~ Тк.в^в^хз*
Если плоскость обрушения MNF пересекает тыловую грань стены выше отметки дна, то в сечениях ниже плоскости обрушения в формулах вместо qQ подставляем qn.
Построение эпюры в соответствующем масштабе приведено на рис. 79, б.
Определение ординат эпюры от пригрузки призмы грунтом. Ординаты Дет f дополнительного давления от пригрузки призмы за счет неполноты простирания каменной наброски определяем в соответствии с формулой (250) и рис. 60 на отметках:
До = ^9° ~l~Yn^i) (^а.г ^а.к) ,
1 АЛ
IIНО До (7оЧ~ Yn ^1 +Тк .в Н2) (Ya.г ^а.к)
А 4 ~ АЛ
где So и Д/г находим по рис. 79;
Za.r = tg2 f 45°—-М; \ /
^a.K = tg2(45°—
Промежуточные ординаты До2, До3 и т д. можно определить геометрически.
Определение горизонтальных сил и опрокидывающих моментов. Величина горизонтальных сил Exi равна величине соответствующих площадей эпюры. Например, величина ЕХ1 равна площади трапеции:
/7 __Ох14-Ох2 л
пх1 — ~ а1>
Суммарная величина горизонтального давления равна сумме всех горизонтальных сил, в том числе и от действия швартовной нагрузки £ш
Ес = ^Exi + Еш. (283)
Центры тяжести площадей, в которых прикладываются Exi, проще находить, если эпюру разбить на треугольники и прямоугольники. Высоту центра тяжести трапеции от ее основания можно определить графическим или аналитическим способом, например для силы ЕХ1 (рис. 80):
h{ =. _L hy 2g*1+(7*2 .
3
183
Рис. 80. Схема определения плеч опрокидывающих и удерживающих моментов
В сечении VI — VI сооружение может иметь вращение вокруг ребра О при его возможном опрокидывании, следовательно, плечи zt для каждой горизонтальной силы Exi равны расстоянию от сечения VI — VI до соответствующей силы Exi\
= h{ + h2 + йз + ... + й8о
Аналогично определяем плечи всех горизонтальных сил относительно данного сечения (для других сечений плечи будут другими). Опрокидывающие моменты MQi равны произведению силы на соответствующее плечо:
Oi Е xi^i'
Суммарный опрокидывающий момент равен сумме моментов всех горизонтальных сил, в том числе и от швартовной нагрузки плюс величина момента от переноса швартовной нагрузки в плоскость основания надстройки 7ИШ:
Af0 ~ ^ExiZi -И Ешхш + 7ИШ» (284)
Все вычисления для каждого опасного сечения сводим в таблицу по форме табл. 32.
184
Подсчет величин горизонтальных сил и опрокидывающих моментов для Z-го сечения
Таблица 32
Горизонтальные силы Е, кН
Плечи опрокидывающих моментов 2, м
Формула подсчета
Формула подсчета
Величина опрокидывающих моментов ^oi~^xi zi
Exi 0,5 ^1
ЕХ1 ^1 Ч“^2“|_^3 “!“••• ~1~^8
Exi 21
Еш
Л4Ш
Еш
Итого Ec=2ExiiEm Ес
(см. рис. 78)
Mq=E
-j-Еш
Определение вертикальных сил и удерживающих моментов. К вертикальным силам относятся силы веса сооружения gh включая и вес грунта засыпки, приходящегося на выступающие части сооружения £г1, и й’гз, а также силы трения грунта о тыловую грань стены Eyi (см. рис. 80). Eyi определяем по формуле (247) при сс = 0 Eyi = = Exi tg 6f.
При определении собственного веса поперечный профиль сооружения разбиваем на простые геометрические фигуры и определяем площади каждой фигуры со. Вес каждого элемента сооружения вычисляем по формуле (174), но так как расчет производим на 1 м длины сооружения по фронту, то объем элемента Vi равен его площади:
Vi - cofl, следовательно, gt = (285)
Если элемент сооружения находится под водой, то объемный вес материала элемента yt принимаем с учетом взвешивающего действия воды Для монолитных бетонных элементов вес единицы объема уменьшается на 10 кН: yiB = yt—10 кН/м3, а для пористого материала засыпки вычисляем по формуле (175) или принимаем по таблице.
Вес каждого элемента gt и gri сосредоточиваем в его центре тяжести. Сумма всех вертикальных сил Gc равна сумме весов всех элементов сооружения и сил трения
Gc = Zgi + Zgvi + ZEyi. (286)
Удерживающие моменты Л4у равны произведению силы на соответствующие плечи fj. Плечи равны расстоянию от вертикальной плос-185
кости, проведенной через ребро О (ось вращения), до соответствующей силы.
Подсчет вертикальных сил и удерживающих моментов по каждому сечению сводим в табл. 33.
Таблица 33
Подсчет вертикальных сил и удерживающих моментов для f-го сечения
Обозначение силы
Формула подсчета, кН
Величина rv м
Величина удерживающих моментов =
Итого Ga
Му = HiM-yi -р
Определение нормальных напряжений атах с целью определения min
раскрытия шва. Нормальные краевые напряжения по контакту основания сооружения и каменной постели (или в любом другом сечении, расположенном выше) определяем по формуле внецентренного сжатия (134), принимая N = GC) а 1 и b = Вс,
^ = -^- (287)
где отах и (Tmin — максимальные и минимальные нормальные краевые напряжения в каменной постели на контакте с подошвой сооружения, кН/м2;
Gc — сумма всех вертикальных сил, действующих выше рассматриваемого сечения, кН;
Вс — ширина сооружения в рассматриваемом сечении, м; [ок1 — допускаемое давление на каменную постель, кН/м2; е — эксцентриситет приложения равнодействующей нагрузок R, м (см. рис. 77):
е = А_ г, (288)
здесь г — расстояние от равнодействующей R до ребра О (плечо равнодействующей), м;
г=Му-М1> (289^
186
где Л4у — сумма моментов удерживающих сил (расположенных выше рассматриваемого сечения) относительно ребра вращения, кНм;
Л10 — сумма моментов опрокидывающих сил (расположенных выше рассматриваемого сечения) относительно ребра вращения, кНм;
Если е < ~, то равнодействующая R проходит в ядре сечения и растягивающих усилий в сечении нет, т. е. omin > 0 (рис. 81, а). В этом случае давление на каменную постель передается по всей ширине сооружения ОА = Вс. Это наиболее благоприятный случай, так как происходят относительно равномерные осадки грунтов основания.
Если е = , то omln = 0 (рис.
81, б). Давление передается по всей ширине основания, но в точке А оно равно нулю. Это менее благоприятный (чем первый) случай, но может быть допустим при прочных грунтах основания.
Если е>-~, то равнодействующая проходит вне ядра сечения, а в сечении возникают растягивающие усилия, т. е. tfmin<0 (рис.81, в). В этом случае происходит так наз:
так как давление на каменную постель (или в другом сечении) передается не на всю ширину сечения Вс = О А, а только на часть ширины О А'. Участок А'А подвержен растягивающим усилиям, т. е. давления не испытывает. Это наиболее неблагоприятный случай, потому что могут возникнуть неравномерные осадки грунтов основания и сооружение может потерять устойчивость на опрокидывание.
Причальные сооружения гравитационного типа по условиям допускаемой неравномерности осадок проектируют с таким расчетом, чтобы равнодействующая нагрузок R не выходила из ядра сечения (радиусом, Вс \ равным . Допускается выход равнодействующей из ядра сечения ° ' Вс
только для сооружении на скальном основании в пределах до е
Рис. 81. Изменение характера напряжений в сечении VI—VI в зависимости от точки приложения равнодействующей R
«раскрытие шва» сечения,
187
и на прочных упругих основаниях только в случае расчета на особые . Вс
сочетания нагрузок в пределах до е <; при условии и
2GC Зг
^шах —
(290)
Во всех сечениях, где возникает раскрытие шва, необходимо делать проверку устойчивости на опрокидывание.
В сечениях по контакту бетона по бетону от I — I до V — V максимальное напряжение сравниваем с допускаемым нормативным сопротивлением бетона на сжатие crmax < 7?пр5 призменная прочность 7?пр принимается по табл. 34.
Таблица 34
Нормативные сопротивления бетона (кН/м2)
Определение коэффициента устойчивости на сдвиг. Устойчивость гравитационных сооружений по схеме плоского сдвига по контактам бетонных массивов и по контакту стены с каменной постелью определяем по формуле
lkc] Ec^Gcf, (291)
где [/?с] — нормативный коэффициент запаса устойчивости при плоском сдвиге, определяемый по табл. 31;
Ес — сумма всех горизонтальных сил, действующих на сооружение выше рассматриваемого сечения, вычисленная по табл. 32, кН;
Gc — сумма всех вертикальных сил, действующих выше рассматриваемого сечения, вычисленная по табл. 33, кН;
f — коэффициент трения по контактным поверхностям (/б>б — бетон по бетону, /б>к— бетон по камню), принимаемый равным: под водой f = /б б = /б к = 0,5; над водой f = = /б.б =0,6.
1 88
плоскости контакта каменной постели с грунтом основания
Условие устойчивости сооружения на сдвиг получаем из формулы (291), например, для II класса капитальности в f-ом сечении при основных сочетаниях нагрузок
kci = -^>[kc]=l,2. (292)
^CZ
Если при расчете окажется, что условие устойчивости не выполняется, т. е. kci < [йс], то сооружение в данном сечении не устойчиво. В этом случае необходимо увеличить вес сооружения Gc или уменьшить горизонтальные нагрузки Ес.
При проектировании сооружения следует стремиться к тому, чтобы полученный при расчете по формуле (292) коэффициент запаса kci был равен или незначительно больше нормативного (табличного) значения [£с] (в пределах сотых или тысячных долей единицы), в противном случае сооружение будет тяжелым, а следовательно, не экономичным.
Коэффициент устойчивости на сдвиг kci определяем по каждому курсу массивов от сечения II — II до сечения VI — VI, принимая в расчет все горизонтальные и вертикальные силы, действующие выше данного сечения.
Сдвиг по сечению VII —VII. Устойчивость всего сооружения на сдвиг по контакту постели с грунтом основания (сечение VII — VII) проверяем с учетом массы всего сооружения Gc, сдвигаемой части постели gn, пассивного отпора грунта основания (в том случае, если постель заглублена в грунт основания) и с учетом сцепления грунта по плоскости сдвига (в том случае, если грунты основания связные) (рис. 82).
Коэффициент запаса при сдвиге по контакту каменной постели с грунтом основания (в сечении VII — VII) определяем по формуле
£cVH = (Gc + gn) Л-г + ^п+^с >[/гсЬ (293)
Ес
где Gc — сумма всех вертикальных сил выше сечения VI —
VI, кН (по табл. 33);
gn — вес сдвигаемой части постели, кН;
189
frr = tg cp0CH — коэффициент трения грунта по грунту;
Еп — пассивное сопротивление грунта основания при заглубленной постели в грунт основания, равное величине площади эпюры, кН:
здесь сгп — ордината эпюры пассивного сопротивления грунта на отметке контакта постели с грунтом основания, кН/м2
= (45° + ^) ,
где фг и уг.в — соответственно угол внутреннего трения и объемный вес грунта основания под водой, кН/м3;
Nc — сила сцепления грунта по плоскости сдвига, кН;
Nc = сВ';
здесь с—удельное сцепление грунта основания, кН/м2, принимаемое по табл. 1 приложения.
Вертикальная удерживающая сила при сдвиге каменной постели равна весу контура ABCDO тела постели, состоящего из параллелограмма АВСО (АВ и ОС проводим под углом фк = 45°) и треугольника OCD. Площадь контура равна сумме их площадей (см. рис. 82):
со1Т = B'hn + 0,5 hl = hn (В' -[- 0,5 Лп), следовательно,
ga = (В' + 0,5 у 1,
где hn — высота постели, м;
В' — ширина распределения нагрузки на основание, м, принимаемая равной при эксцентриситете е <; В' = Вс; при е =
= В' = 3 г (см. формулы 288, 289).
Определение коэффициента устойчивости на опрокидывание /г0. Устойчивость гравитационных причальных сооружений на опрокидывание по всем сечениям относительно соответствующих ребер вращения проверяем по формуле
ад М. < Л4у, (294)
где [&о] — нормативный коэффициент устойчивости сооружения на опрокидывание принимаем по табл. 31;
7И0 — сумма моментов всех опрокидывающих сил, действующих выше рассматриваемого сечения, вычисленная по табл. 32, кНм;
Му — сумма моментов всех удерживающих сил, действующих выше рассматриваемого сечения, вычисленная по табл. 33, кНм.
190
Условие устойчивости сооружения на опрокидывание получаем из формулы (280), например, для II класса капитальности для f-го сечения и основных сочетаний нагрузок
^=^->[^1 = 1-6. (295)
^01
Коэффициент устойчивости на опрокидывание kQi не допускается меньше нормативного, но он может быть значительно больше нормативного [й0], так как лимитирующим, как правило, бывает коэффициент устойчивости на сдвиг kci. Устойчивость на опрокидывание проверяем в тех случаях, когда равнодействующая выходит из ядра сечения, т. е. когда эксцентриситете> (см. рис. 81, в).
§ 62. ВТОРОЙ РАСЧЕТНЫЙ СЛУЧАЙ
Во втором расчетном случае проверяется возможность «раскрытия шва» с лицевой стороны в основании верхнего курса массивов (сечение // — II), а также прочность консоли верхнего курса массивов.
Полезная равномерно распределенная нагрузка q0 располагается по схеме б (см. рис. 77). Швартовную нагрузку не учитываем.
Проверка возможного раскрытия шва в подошве верхнего курса массивов.
Нагрузки на тыловую консоль верхнего курса массивов от собственного веса консоли, веса грунта засыпки, приходящегося на консоль, и веса временной нагрузки q0 создают опасность опрокидывания массива вокруг тылового ребра — точки О" (рис. 83), т. е. возникает возможность раскрытия шва у лицевой грани сооружения,
Требуется определить краевые значения напряжений crmax и crmin. Так как давление преобладает на тыловую грань нижележащего курса массивов (равнодействующая 7? смещается к тыловой грани стены от
191
центра сечения II — II), то эксцентриситет е получит отрицательное значение, следовательно, максимальное напряжение возникнет не у лицевой, а у тыловой грани. Минимальное напряжение amin может получить отрицательное значение, т. е. может возникнуть опасность раскрытия шва у лицевой грани, а это не допускается по условию устойчивости.
Определение опрокидывающих моментов. Для определения crmax и omin отсечем по плоскости II — II все силы, действующие выше сечения (см. рис. 80 и 83) и определим опрокидывающие моменты от действия горизонтальных сил Ех1, Ех2, Ех3 и Ехз (плечи горизонтальных сил Zt равны расстоянию от плоскости сечения II — II до линии действия соответствующей силы). Сумма моментов опрокидывающих сил равна
/Won = Exlzr + Ex2z2 + ... .
Определение удерживающих моментов. Определяем вертикальные силы, расположенные слева и справа от вертикали О'(У", предполагая вращение вокруг ребра О'. Силы веса сооружения определяем аналогично предыдущему, прикладывая их в центре тяжести фигур, а вес от действия распределенной нагрузки gg равен произведению q0 на длину распределения /д, приходящуюся на поверхность стены,
gq =
(lq определяем по рисунку).
Определяем сумму всех вертикальных сил Осц, действующих выше сечения II — II,
^сп gi + £2 + £з + £з + £ri + ••• •
Определяем сумму моментов удерживающих сил, учитывая, что силы, действующие на лицевую консоль, создают отрицательные моменты, так как вращают против часовой стрелки относительно ребра вращения О':
Л7уп = — gih — gars + g2r2 + gclr3 + ... .
Расчет по определению сил и моментов сводим в таблицы, аналогичные табл. 32 и 33. Коэффициент устойчивости на опрокидывание определяем по формуле (295).
Определение напряжений. Нормальные краевые напряжения определяем по формулам (287), (288) и (289), подставляя найденные значения усилий, приходящихся на сечение II — II. Если окажется, что < 0, то длину тыловой консоли необходимо уменьшить.
Примерно в такой же последовательности производим проверку напряжений по всем сечениям от II — II до VI — VI и в каждом сечении определяем коэффициент устойчивости на сдвиг. Коэффициент устойчивости на опрокидывание определяем в сечениях, где amin < 0.
Проверка прочности консоли верхнего курса массивов.
При расчете тыловой консоли на прочность предусматривается возможность неплотного опирания верхнего курса массивов на нижележащий курс. Поэтому длину консольной части /к увеличиваем на 1/3 192
Вм — ширины подстилающего курса массивов, на которую распределяют и нагрузку qQ по второй расчетной схеме (рис. 84):
/к — /к + ~ 5М.
Всю нагрузку, приходящуюся на длину консоли /к, включая и собственный вес консольной части массива, приводим к одной равномерно распределенной <?к:
<7к = Яо + Tn hi + Тб^2 + Тб. в^з,
где Уг и уб — объемный вес грунта засыпки и бетона над водой, кН/м3;
Тб.в — объемный вес бетона под водой, кН/м3;
/гх, Л2, h3 — высота соответствующих участков, м.
Момент сопротивления массива прямоугольного поперечного сечения W определяем по формуле строительной механики:
bh*
W = (296)
6 6
где b — ширина сечения, равная ширине расчета стены по фронту Ь = 1 м;
Лм — высота верхнего курса массивов, м.
Изгибающий момент в опасном сечении с — cf равен
(297)
7 Удовиченко, Яковлев
193
Полученный изгибающий момент Мс сравниваем с допускаемым на консоль [Л4К], определяемым по формуле
МС<[МК] , k? .
где т=1,75 — коэффициент перехода к упруго-пластичному моменту сопротивления;
7?р — расчетное сопротивление осевому растяжению, равное нормативному, 7?р = 7?*, принимаемому по табл. 34 в зависимости от марки бетона массивов, кН/м2;
/гр — допускаемый коэффициент запаса прочности при растяжении, принимаемый по табл. 35.
Таблица 35
Допускаемые коэффициенты запаса прочности /гс,
Причины разрушения бетона Допускаемые коэффициенты запаса прочности при классе капитальности
11 1 111 1 IV
При сочетании нагрузок
Основные Особые Основные Особые Основные Особые
Достижение бетоном предела прочности при сжатии, kc Достижение бетоном предела прочности при растяжении, 2,2 3,3 1,7 2,5 2,1 3 1,7 2,3 2,0 2,8 1,7 2,3
§ 63. ТРЕТИЙ РАСЧЕТНЫЙ СЛУЧАЙ
В третьем случае загружения территории (см. рис. 77, в) производим расчет надстройки на устойчивость и прочность, а также расчет тумбового массива на устойчивость по сечению I — 7.
Расчет на устойчивость производится от действия составляющих швартовной нагрузки на тумбу: горизонтальной нормальной к линии кордона Nт, горизонтальной продольной 7\, вертикальной Ут и от действия составляющих активного давления грунта ЕХ1 и £?/1, приходящихся на высоту надстройки hr (рис. 85). Силы ААГ, Тт и Ут определяем по формулам (182) и (184). Силы ЕХ1 и Еу1 принимаем по эпюре, построенной для первого расчетного случая (см. рис. 80), так как эпюры одинаковы, но величины их принимаются действующими не на 1 м сооружения по фронту, а на всю длину секции причала £с или на длину тумбового массива с открылками £т>м.
При расчете устойчивости всей надстройки секции причала ЕХ1 и Еу1 умножаем на Lc, а при расчете устойчивости тумбового массива умножаем на Ат.м.
Расчет надстройки на прочность производим от действия навала судна при подходе к причальному сооружению в процессе его швартов-194
ки. Величину нормальной составляющей нагрузки от навала определяем по формуле (176) и рис. 50 (см. пример 3 в гл. IX).
Последовательность расчета на устойчивость и определение краевых напряжений аналогична первому расчетному случаю. Определение сил и моментов сводим в таблицы, аналогичные табл. 32 и 33.
Расчет надстройки на устойчивость. Расчет устойчивости надстройки на плоский сдвиг производим от действия равнодействующей горизонтальных составляющих нагрузок, определяемой по формуле
7?п = V П + (Л^Т + £Ж1 Lc)2, (298)
где Тт и AfT — продольная и нормальная составляющие швартовного усилия; кН;
Ех\ Lc — горизонтальная составляющая активного давления грунта, действующая на всю длину секции причала,'кН. Коэффициент устойчивости надстройки на сдвиг определяем по формуле (292) с учетом веса всей надстройки, веса тумбового массива с тумбой, действия Еу1, VT и 7?п:
/?0.п = + 1/гс]) (299)
где Gn — вес надстройки, включая вес грунта, приходящегося на плиту надстройки и вертикальную составляющую активного давления грунта ЕУ1 (действующие на всю длину секции), кН (см. рис. 85)'; Gn = (gl gl + ... + Eyi)Lc;
GT>M — вес тумбового массива с открылками и тумбой:
^Т.м ^Т.М б?т#м -р
7
195
здесь Gt.m и Gt\m — вес элементов тумбового массива, определяемый по чертежам массива, кН;
gT = 20 кН — вес тумбы;
VT — отрицательная вертикальная составляющая швартовной нагрузки на тумбу;
/б.б 0,6 — коэффициент трения бетона по бетону над водой;
7?н — горизонтальная сдвигающая сила, действующая на всю длину надстройки одной секции причала, определяемая по формуле (298).
Нормальные краевые напряжения отах и omin по ширине надстройки ВЪ1 определяем по формуле (287), принимая силы, действующие на 1 м сооружения, аналогично расчету по первому случаю загрузки территории эксплуатационной нагрузкой.
Расчет тумбового массива на устойчивость производим аналогично расчету надстройки, только силы принимаем действующими не на длину секции причала Lc, а на длину тумбового массива с открылками ^т.м 15 м.
Расчет уголкового элемента на прочность. Прочность консольной части надстройки (вертикальной полки уголка) проверяем от действия нормальной составляющей Nc навала судна на причал при подходе к сооружению. Величину Nc прикладываем в центре отбойных устройств и распределяем на расчетную длину амортизатора (/а = 2 м для резиновых труб диаметром 400 мм):
Полученное значение не должно превышать допустимого давления [Л7Д] на корпус судна, т. е. Nc < [Л/д]-, которое определяем из. условия:
для морских судов
[Л7Д] < 9,8 [50 + 1,3 (Лс — 70)] кН; (300)
для морских судов с ледовым подкреплением
[Л7д] < 9,8 [50 + 2,7 (Lc — 70)] кН; (301)
для речных судов
[Л/д] < 9,8 (Lc — 20) кН, (302)
где Lc — длина расчетного судна, м;
9,8 — переводной коэффициент единиц измерения (из тонн в килоньютоны).
По вычисленной нагрузке Nc определяем величину изгибающего момента Мс в опасном сечении консоли С — С' (рис. 86):
7ИС — N
где zK — плечо силы N^ м. 196
По 7ИС проверяем размеры сечения С — С' и подбираем арматуру наружного пояса уголка надстройки.
Арматуру внутреннего пояса уголка подбираем по изгибающему моменту, вызванному действием горизонтальной составляющей активного давления грунта Ех аналогично, но величину силы Ех определяем, загружая территорию
Рис. 86. Схема к расчету надстройки на прочность
крановой (эквивалентной) нагруз-
кой (см. рис. 77, г), т. е. создаем наиболее неблагоприятные условия
для работы надстройки при максимальных значениях Ех.
§ 64. ЧЕТВЕРТЫЙ РАСЧЕТНЫЙ СЛУЧАЙ
Полезную нагрузку, включая крановую, располагаем над сооружением (см. рис. 77) и определяем нормальные краевые напряжения на каменную постель и на грунты основания или определяем толщину каменной постели (т. е. делаем проверку несущей способности основания). На грунты основания будет передаваться давление не только от собственного веса сооружения, но и от грузов и механизмов, расположенных на сооружении.
Определение нормальных напряжений на каменную постель. Краевые нормальные напряжения на каменную постель отах и amin определяем по формуле (287) аналогично расчету по первой схеме загрузки территории, но только к сумме вертикальных сил Gc и сумме удерживающих моментов 7ИУ добавляем нагрузки и моменты от действия эквивалентной крановой 7Э и распределенной qQ нагрузок:
O'max — min
Gq~|~ Gg Bc
(303)
где Gq •— вес эксплуатационной нагрузки, приходящейся на длину верхнего курса массивов шириной по фронту равной 1 м
Gq = ёч + £кр + gq = о,5 + <7э4п + <7<Л-
Обозначения Ь±, /ш и Ь2 указаны на рис. 77, г, а обозначения остальных
символов даны при объяснении формулы (287).
Плечо равнодействующей г определяем по формуле (289) с учетом увеличения суммы удерживающих моментов и вертикальных сил:
Gc+Gq т
(304)
где Aly — сумма моментов удерживающих сил от веса эксплуатационной нагрузки;
Му = gqf’ + £крг" + gqr"'.
197
Плечи сил г\ г*, г"' указаны на рис. 77, г, а обозначения остальных символов даны в формуле (289), величину 7И0 принимаем по табл. 32, а величины Gc и Му по табл. 33.
Определение нормальных напряжений на грунт основания. Нормальные краевые напряжения по контакту каменной постели с грунтом основания определяем из условия передачи нагрузок через каменную постель под углом 45° по формуле
^тах — Отах , min min о
+^п Тк.в 1°ТЬ
(305)
где Ощах и 0^п — максимальные и минимальные краевые нормальные напряжения в грунте основания по контакту с каменной постелью (сечение VII — VII, рис. 77), кН/м2;
В' — расчетная ширина сечения, по которой передается давление от сооружения на постель, м (при г < ,
В' = Вс; при е > В' = 3 г);
[ог] — допускаемое давление на грунт основания, кН/м2;
Ап — высота каменной постели, м;
o'max — определяется по формуле (303).
min
Определение высоты каменной постели. Высоту каменной постели hn определяем из условия допускаемого давления от сооружения на грунт основания по формуле
2 [gr] Ук.в В' . f / 2 [gp] Yk.b^Z А2_В' (Отах [°г]) . (306)
4ук.в г \ 4ук.в / 2?к.в
Все обозначения буквенных символов указаны выше.
Глава XIV
РАСЧЕТ НАБЕРЕЖНЫХ ИЗ МАССИВОВ-ГИГАНТОВ И ОБОЛОЧЕК БОЛЬШОГО ДИАМЕТРА
§ 65. РАСЧЕТ ПРИЧАЛА ИЗ МАССИВОВ-ГИГАНТОВ
Расчет причала из массивов-гигантов производим при трех случаях загружения территории эксплуатационной нагрузкой:
1. Равномерно распределенную нагрузку qQ располагаем вне пределов массива-гиганта, начиная от вертикали, касательной к конечной части его основания (рис. 87). Это основная расчетная схема, по которой проверяем устойчивость сооружения на сдвиг и опрокидывание, а также проверяем положение равнодействующей, т. е. возможность возникновения растягивающих напряжений.
198
3
N,
0,5qo Г| 1111& 7 ,- .,,,,,,,,
prfriiil 111ГПТТП1Т1 III 111 iiri i iiiiiiiihiiiini II |ГГПТТТТТк.
.......................... / -------------------------- ч ГП г "1ТТГ/П TT 1 'I I h II 1 I I I 1/1....
^21
цо
y3\
to
6min
^max
h, Д
/ &.#;срл
—~\Oxz
•j=°6xA6gJ
Ox»
Рис. 87. Схема к расчету причала из массивов-гигантов:
1, 2, 3 — расчетные случаи загружения территории эксплуатационной нагрузкой
2. Нагрузку 70 располагаем над сооружением за пределами верхней надстройки (на рис. 87 указано пунктиром) так же, как на рис. 77, б. По этому случаю производим расчет надстройки.
3. Равномерно распределенную и крановую нагрузку располагаем над сооружением так же, как на рис. 77, а, и определяем напряжения на каменную постель.
Последовательность и методика расчета по всем трем случаям аналогичны расчету причального сооружения из массивовой кладки с учетом указаний настоящего параграфа.
Рекомендуется принимать следующие предварительные размеры сооружения и его элементов.
Ширина основания — (0,754-0,85) Нс — высоты подводной части.
Вылет консольного выступа у лицевой грани — 1 м.
Ширина основной части массива-гиганта — (0,40-4-0,45) Нс.
Возвышение над спокойным уровнем — 0,6 м.
Толщина прикордонной и торцевых стен — 0,3 м; продольной тыловой стены — 0,2 м; внутренних перегородок и контрфорса — 0,2 м; толщина днища — 0,5—0,6 м.
Длина массива-гиганта, равная длине секции причала £с = 204-4-25 м.
Особенности построения эпюры активного давления грунта. В пределах высоты надстройки эпюру строим так же, как при расчете причала из массивовой кладки (см. рис. 79, б).
По высоте массива расчет производим в предположении, что в момент предельного состояния при незначительном перемещении сооружения в зоне обрушения грунта образуются две поверхности обруше-
199
ния: внутренняя в плоскости АК и внешняя (обычная) по поверхности FC (см. рис. 87). Поверхность обрушения FC проходит под соответствующими углами |3Ь а плоскость обрушения (расчетная плоскость) А К — под углом а.
Углы Pj определяем по формуле (229), а угол а определяем приближенно по геометрическим размерам сооружения, как показано на рисунке.
В пределах плоскости АК угол трения сооружения о грунт призмы обрушения б принимаем равным <рп — углу внутреннего трения песка засыпки (б = фп); по высоте надстройки принимаем б = срп, а а = 0. Коэффициенты активного давления грунта Хх[ определяем по формуле (232), а интенсивность давления грунта exi на глубине ht — по формуле (234).
Величину сосредоточенных горизонтальных составляющих сил активного давления грунта ЕхЬ равную Z-ым площадям эпюры, определяем по формуле (243), а величину вертикальных составляющих Eyt = по формуле (247).
Точки приложения сил Eyi определяем аналогично расчету причала уголкового типа с внешним анкером.
Определение сил и моментов, действующих на причал. Подсчет горизонтальных сил и опрокидывающих моментов, а также вертикальных сил и удерживающих моментов производим по форме табл. 32 и 33.
Горизонтальную составляющую швартовной нагрузки, действующую на тумбу, Л/т и возникающий при этом швартовный момент Л4ш распределяем на длину секции причала lt == Lc (длину массива) по формулам (273), (274), (275).
При подсчете удерживающих сил (табл. 33), кроме веса элементов массива^, необходимо учесть вес грунта в теле массива gPi, вес грунта, пригружающего тыловую фундаментную плиту g^ (т. е. вес призмы грунта АВК), а также вес надстройки с грунтом над основной частью массива ^г3.
Определение коэффициентов устойчивости на сдвиг по контактам с каменной постелью и грунтом основания (см. рис. 82), устойчивость на опрокидывание, определение контактных напряжений для установления возможного раскрытия шва, расчет надстройки (см. рис. 85) и определение толщины каменной постели или напряжений в грунтах основания производим аналогично расчету причала из массивовой кладки по соответствующей схеме загрузки территории эксплуатационной нагрузкой.
Кроме статического расчета сооружения, массивы-гиганты рассчитывают на плавучесть и остойчивость, потому что к месту установки в проектное положение массивы транспортируют на плаву.
§ 66. РАСЧЕТ НАБЕРЕЖНОЙ ИЗ ОБОЛОЧЕК БОЛЬШОГО ДИАМЕТРА
Оболочки большого диаметра в сооружениях разделяются на гравитационные и частично защемленные в грунте.
Устойчивость гравитационных оболочек обеспечивается весом оболочек и весом грунта, находящегося в них, а устойчивость защемлен-200
жения территории эксплуатационной нагрузкой
ных обеспечивается еще и пассивным сопротивлением грунта, действующим на погруженную часть оболочек.
Так как расход железобетона не зависит от диаметра оболочки (при одной и той же глубине сооружения), то гравитационные более экономичны, чем защемленные, — они короче защемленных. Более широкое распространение получили гравитационные оболочки на каменной постели.
Расчет устойчивости причала из оболочек большого диаметра производим по трем случаям загружения территории эксплуатационной нагрузкой (рис. 88, а).
1. Нагрузку располагаем за пределами сооружения, начиная от верти кали, касательной к тыловой грани оболочки. По этому случаю определяем устойчивость сооружения на сдвиг по плоскости основания, отсутствие отрицательных напряжений в основании (раскрытие шва); производим проверку на совместную работу оболочки и грунта засыпки.
2. Нагрузку располагаем за пределами надстройки и производим расчет надстройки.
3. Нагрузку располагаем над сооружением и определяем напряжения в грунте основания.
Последовательность и методика расчета аналогичны расчету причальных сооружений из массивовой кладки.
Особенность построения эпюры активного давления грунта. Экспериментальные и натурные исследования показали, что грунт засыпки, находящийся между оболочками, вовлекается в работу конструкции при ее перемещениях. Поэтому можно предположить, что конструкция
201
(оболочка плюс грунт засыпки между ними) как бы монолитная. Тогда оболочку можно представить не цилиндрической, а прямоугольной с шириной, равной диаметру, и расчет на сдвиг производить в плоскости, т. е. на 1 м по фронту, как и другие сооружения. В этом случае расчетную плоскость АВ принимаем вертикальной а = 0, а угол трения сооружения о грунт б = <рп, так как расчетная плоскость, касательная к оболочкам, проходит в грунте засыпки. По высоте надстройки принимаем а = |3.
Угол обрушения (3 определяем по формуле (229), коэффициент активного давления грунта Кх — по формуле (232), а интенсивность давления (5xi — по формуле (234); Gqi = q^xi.
Характерная эпюра представлена на рис. 88, б. Силы Exi определены по площадям эпюры, а вертикальные составляющие Eyi по формуле
Eyi ~ xi tg фп,
так как а = 0, а б = фп.
Силы трения действуют в расчетной плоскости АВ.
Определение коэффициента устойчивости на сдвиг и определение напряжений с целью выявления раскрытия шва (раскрытие шва не допускается) производим аналогично расчету причала из массивовой кладки (с учетом особенности конструкции) по первому случаю загру-жения территории эксплуатационной нагрузкой.
Определение сил и моментов. Вертикальные силы от собственного веса надстройки gly g2 и грунта выше оболочки £Г1 и gr2 определяем аналогично расчету причала из массивовой кладки на 1 м сооружения по фронту. Вес грунта внутри оболочки gr определяем как для прямоугольного сечения на 1 м по фронту. Чтобы привести вес оболочки к 1 м по фронту, т. е. чтобы определить вес 1 м самой оболочки — gQ, следует вес оболочки разделить на наружный диаметр:
Момент опрокидывающих сил Л40 относительно точки О определяется методом аналогично предыдущему, а определение момента удерживающих сил Му имеет особенность, присущую конструкциям без днища. При опрокидывании оболочки вокруг точки О грунт конуса ОВК (см. рис. 88, а) остается неподвижным, т. е. вес грунта GK, заключенного в конусе, не будет удерживающей силой, следовательно, при определении Л4У его не учитываем.
Вес грунта GK, заключенного в конусе с основанием 2 г0 и высотой г0 распределяем на 1 м оболочки по фронту:
где го — внутренний радиус оболочки, м.
При определении Му момент от силы£к вводим со знаком минус (так как gr включает вес грунта всей полости оболочки).
Определение давления оболочки на каменную постель. Максимальное давление на каменную постель отах определяем по формуле вне-202
центренного сжатия кольцевого сечения при третьей схеме загрузки территории эксплуатационной нагрузкой:
„ o„(jsi-sk) , ЮО,‘ЯИ + •
где Do — наружный диаметр оболочки, м;
2^ — сумма всех вертикальных сил, действующих на 1 м сооружения, включая равномерно распределенную и крановую нагрузки (с учетом взвешивающего влияния воды), кН/м;
•— вес грунта, заключенного в конус с основанием d0 и высотой г0, распределенного на 1 м оболочки (с учетом взвешивающего влияния воды), кН/м;
(£)2 _ ^2)
FK = л —~— площадь кольца оболочки в нижнем сечении, м2;
d0 — внутренний диаметр оболочки, м;
2Л4 — сумма моментов всех внешних сил, действующих на 1 м сооружения относительно ребра опрокидывания (точка О), кН-м;
2Л4 = Му — Мо,
здесь Му— сумма моментов удерживающих сил, т. е. вертикальных сил, включая и вес эксплуатационной нагрузки (см. рис. 77, г и формулу 304); момент силы веса конуса gx входит в Му со знаком минус; ниже отметки + 0,0 учитывается вес сооружения под водой, кНм;
Л40 •— сумма моментов опрокидывающих сил (горизонтальных), учитывая и швартовную нагрузку Еш, кНм.
Определение максимального давления на грунт или высоты каменной постели производим по формуле (305) или (306).
Глава XV
РАСЧЕТ УГОЛКОВОЙ НАБЕРЕЖНОЙ С ВНЕШНЕЙ АНКЕРОВКОЙ
§ 67. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ
Уголковые набережные с внешней анкеровкой рассчитываем при четырех случаях загружения территории причала.
1. Временную нагрузку располагаем над сооружением до линии кордона (рис. 89, 1). При таком расположении нагрузки определяем внутренние усилия в лицевой плите, реакцию в анкерной тяге Гд, положение равнодействующей нагрузок в основании (т. е. определяем эксцентриситет ё), контактные напряжения в постели и грунте атах и nmin, толщину постели йп.
203
02
2
1
SL
А'
1£
*0,0
• О,Wilf у hK а2а
QAЦо з------рШШ
9т
9т
И/^Е
S?
Рис. 89. Расчетные случаи загружения территории эксплуатационной нагрузкой (Л 2, 3): I—I, II—II — опасные сечения, по которым проверяется устойчивость сооружения на сдвиг
Р2/
?в‘
Нс
till
Х_£
2. Временную нагрузку располагаем за сооружением (см. рис. 89, 2). В этом случае проверяем устойчивость сооружения на плоский сдвиг по постели в сечении I — / и вместе с постелью в сечении II — II, т. е. определяем коэффициенты устойчивости на сдвиг kc\ И £сц.
3. Временную нагрузку располагаем над стеной в пределах призмы обрушения на лицевую плиту по ширине А'С и затем в пределах призмы обрушения анкерной плиты А "С (см. рис. 89, 5). При таком положении нагрузки рассчитываем анкерную плиту.
4. Наиболее неблагоприятное расположение нагрузки при расчете сооружения на общую устойчивость по круглоцилиндрическим поверхностям скольжения (см. рис. 143).
Расчетные данные. Для выполнения расчета необходимы следующие данные:
Нс — глубина у сооружения, м;
— возвышение кордона над условным нулевым горизонтом воды, м (отметка кордона);
7о> 7т — категория нагрузок в прикордонной, переходной и тыловой зонах по схеме (см. рис. 44), кН/м2;
Рк — давление на колесо крана, кН;
Тжб — объемный вес железобетона, кН/м3;
ук в — объемный вес каменной наброски в воде, кН/м3;
фосн — угол внутреннего трения грунта основания;
с — удельное сцепление грунта основания, кН/м2;
уосн — объемный вес взвешенного грунта основания, кН/м3; б к=0,5 — коэффициент трения бетона по камню под водой;
204
f гл. = дл>г = tg ср0СК — коэффициент трения грунта основания по камню или грунта по грунту;
[ок] — допускаемое давление на каменную постель, кН/м2;
[сгг] — допускаемое давление на грунт основания, кН/м2.
Задаются характеристики расчетного судна:
Lq — наибольшая длина судна, м;
Тс — осадка судна в полном грузу, м;
IFC — водоизмещение судна в полном грузу, т;
Задаемся следующими данными:
Вс — шириной сооружения по основанию, м. Принимаем Вс = (0,454-0,50) (Яс + Лк);
/гп — минимальной толщиной (высотой) каменной постели, учитывая <росн, м;
фп — углом внутреннего трения песка засыпки (от 26 до 30°);
уп — объемным весом песка засыпки над водой, кН/м3;
Уп.в — объемным весом песка засыпки под водой (определяем по уп).
Расчетом требуется определить все величины усилий по трем расчетным случаям, указанным выше.
§ 68. первый расчетный случаи
При первом случае загружения территории (рис. 89 и 90, а) за расчетную плоскость принимаем тыловую плоскость лицевой тавровой панели А'В, а в случае, если центр тяжести поперечного сечения лицевой панели расположен в ребре, то за расчетную плоскость принимаем плоскость, проходящую через центр тяжести таврового сечения.
По условиям недопустимой неравномерности осадок необходимо соблюдать условие, чтобы равнодействующая нагрузок не выходила . . вс
из ядра сечения, т. е. чтобы эксцентриситет е <;
При основном сочетании нагрузок расчет на устойчивость сооружения и прочность его элементов производим от действия нормальной составляющей швартовного усилия, действующего на тумбу Ят, крановой эквивалентной нагрузки qQ и эксплуатационной равномерно распределенной нагрузки qQ. Нагрузки qQ и qQ учитываем при построении эпюры и определении величины горизонтальной составляющей активного давления грунта.
Учет швартовной нагрузки. Горизонтальную составляющую швартовного усилия на тумбу Л/т распределяем вдоль кордона на длину, равную сумме длин панелей по фронту, омоноличенных с тумбовым массивом LT.M:
£ш=~. (307)
^т.м
где А/т — горизонтальная нормальная составляющая швартовного
усилия, определяемая по формуле (183), кН;
Ат.м “ длина распределения швартовной нагрузки, м.
205
Рис. 90. Построение эпюры активного давления:
а — расчетная схема; б —- от действия грунта; в — от действия нагрузок; г —суммарная эпюра активного давления грунта
Нагрузку Еш учитываем при определении величины реакции в анкере RA и величины изгибающего момента консоли МА = min М, возникающего в точке А (см. рис. 91) — крепления анкерной тяги к панели. При определении реакции Rb и изгибающего момента, возникающего в пролете панели — max М, нагрузку Еш не учитываем, так как Еш уменьшает величины Rb и шах М. Прикладываем Еш к швартовной тумбе на 0,3—0,4 м выше отметки поверхности кордона.
Определение эквивалентной распределенной крановой нагрузки.
Эквивалентную крановую нагрузку qQ определяем по формуле (257) или (259) в зависимости от количества кранов, установленных на причале (см. рис. 62 или 63 и пример 3 в гл. XI).
Построение эпюры активного давления грунта. Угол трения материала засыпки по железобетонной тыловой поверхности лицевой панели принимаем равным 6 = 0,3 <рп. Угол наклона плоскости обрушения к вертикали |3 определяем по формулам (229) — (231).
Безразмерный параметр S определяем по формуле (231), принимая <7х = 0; <?2 = 70; q3 = q3 — 0,5 q0\ а3 = /ш; упр = уп.в, при этом q = 0,5 qQ + (7п — уп,в). (Размеры а брать от расчетной плос-
кости).
g_______2 [^о^2 (7э О,$7о) ^ш]___ (308)
_//{7n.B/7 + 2[l5570 + /zK(Vn-Vn.B)]} ’
где Лк — расстояние от отметки кордона до отметки 0,0 м (см. рис. 89);
206
а2 — расстояние от расчетной плоскости до начала действия нагрузки 70, м;
1Ш — длина действия нагрузки q3 (длина шпалы), м;
Н — полная высота стенки, м;
(уп, уп.в) — объемный вес песка над водой и под водой, кН/м3.
Проекцию на ось х коэффициента активного давления грунта определяем по формуле (232), а интенсивность горизонтальной составляющей активного давления грунта axi на глубине hi определяем по формуле (234). Вертикальную составляющую eyi можно не определять, так как Eyi проще определить по формуле (247).
Удобно при расчете и для контроля его правильности разбить эпюру активного давления грунта на составляющие, т. е. построить вначале эпюру от действия грунта без учета эксплуатационной нагрузки qb а затем эпюру от действия нагрузки qt и, сложив их ординаты, построить суммарную эпюру активного давления грунта.
Вычисление ординат эпюры от действия грунта crrj (рис. 90, б) на отметках:
Пов ог1 = 0; + 0,0 ог2 =
П °гЗ = “Г Тп.В (^С * ^п.лЛ ^х
(отметка верха фундаментной плиты).
Вычисление ординат эпюры от действия нагрузок qi (рис. 90, в) на отметках:
77oe cql = 0,5 7о V, / 7э <7Э =
П ^q2 ~ 7(Лх-
Определение величин отметок I q3 и II q3 производим по рис. 64.
Вычисление ординат суммарной эпюры давления грунта (рис. 90, г). Суммарную эпюру строим, складывая ординаты эпюр а и б по всем характерным отметкам. Ординаты оД и (у'г2 определяем по чертежу (см. рис. 90, а) из подобия треугольников
Пов 0Д4 0,5 II Яз
I Яз ох2 — цД + СГ^1; II Яз
1 Яз Од'2 = <?г1 O'q, п
0,0 ^ХЗ ~ Д?2 “Ь
Gxl = аг2 +
аг5 ~ ^ХЗ Т 6q2-
Определение величины реакции в анкере. По схеме работы лицевую панель можно представить как статически определимую балку с двумя консолями по концам шириной по фронту, равной 1 м. Опорами балки служат: в верхней части — анкерная опора в точке А, в нижней— опора о зуб фундаментной плиты в точке В. Считаем, что точка опоры В расположена на 0,3 м выше отметки верха фундаментной плиты (конца панели, см. рис. 90).
Для определения реакции в анкере RA загружаем панель суммарной эпюрой (так же, как загружаем балку неравномерно распределенной нагрузкой) и прикладываем швартовную нагрузку Еш, определяемую по формуле (307), в виде сосредоточенной силы на расстоянии
207
Рис. 91. Определение реакций, изгибающих моментов и поперечных сил
0,4 м от поверхности кордона (см. рис. 90 и 91, а).
Для определения величины горизонтальных составляющих активного давления грунта Exi разбиваем эпюру на простые геометрические фигуры слева и справа от опор А и В (т. е. так, чтобы опоры А и В приходились на основания трапеций). Величина каждого значения Exi равна площади соответствующей фигуры (трапеции):
ЕХ1 = 0,5 (о^ + (Ух2) Лц,
Е Х2 “ 0,5 [((Tjv2 + °^з) ^2 + + 0,5 (о^3 + ох4) Л31;
Е х8 ~ 0,5 (од4 + 0^x4) ^4-
Ординату оД определяем из подобия треугольников
Вх4 = 0,5 (о"4 + orj 0,3.
Силы Exi прикладываем в центре тяжести соответствующих фигур и определяем плечи zt относительно точек А и В (см. рис. 91).
Для определения реакций составляем уравнения статики
S/Иа = 0; 2Л4в - 0;
S/И а Е xlz% -f- Ex2z8 + Ex3z± RbZ$ + ExqZq — 0?
откуда
2/Ив Ex^z7 Ex3z8 EX2 (z8 + z9) + 7?a^5 Ex± (z§ + z^)
~Еш (z5 + zj = 0, откуда
7?x==^l£L__. (309)
Для проверки правильности определения реакций составляем уравнение суммы проекций на ось V SF == 0, т. е. должно соблюдаться равенство
SEZ = Ra + 7?в, где RA — искомая величина реакции в анкере от нагрузок, действующих на 1 м сооружения по фронту, кН.
208
По величине реакции в анкере RA определяем сечение анкерной тяги и производим расчет анкерной опоры.
Определение минимального изгибающего момента в заделке анкера лицевой панели. Минимальный изгибающий момент в точке A min МА определяем с учетом действия швартовной нагрузки Еш, т. е. определяем наибольшее значение момента по абсолютной величине (рис. 91, б). Напомним, что изгибающий момент равен сумме моментов всех сил, взятых слева или справа от сечения с противоположным знаком,
min МА = — Emzt — Exlz%.
По величине min МА проверяем сечение и арматуру тылового пояса панели в месте крепления анкерной тяги.
В зависимости от высоты надводной части сооружения (отметки кордона) и отметки крепления анкерной тяги будут изменяться силы Ext (их может быть несколько) и их плечи, а следовательно и момент min МА.
Определение максимального изгибающего момента в пролете лицевой панели. Нагрузка на консоли уменьшает величину изгибающего момента в пролете балки, поэтому швартовную нагрузку Еш не учитываем. Если Еш не учитывать, то реакции в опорах А и В изменятся на RA и Rb, их необходимо вычислить заново.
Удобно вначале построить эпюру поперечных сил Q, а затем эпюру М, потому что вначале необходимо определить абсциссу х сечения С, в которой Q = 0 (рис. 91, в), так как в сечении, где Q = 0, изгибающий момент имеет максимальное значение.
Определение ординат эпюры Q. Напомним, что поперечная сила Q равна сумме проекций всех сил на ось, перпендикулярную оси стержня, взятых слева или справа от сечения с противоположным знаком. В сечениях:
1 1 Q.1 ~ Ехи 5 $ Q.3 ” ЕXi Ех2 +
2-2 Q2 = - ЕХ1 + RA, 4—4 Q4 = Ех, - Rh, 5-5 Q5 - E^
Определение абсциссы x. Величину x определяем из подобия треугольников с основаниями Q4 и Q3 (см. рис. 91, в). Если эпюру нагрузок разбить на более мелкие площади, то величина х определится точнее: где
а = й4 — х,
Q4 __ Оз х ~ а откуда
У__ 0й^4
“ Q3+Q4 °
Определение ординат эпюры М. В опорах А и В (рис. 91, г)
ТИд = Е X}Z2, М-В — -^с4^7*
Чтобы определить изгибающий момент в сечении С, вычисляем площадь правой (от сечения С) части эпюры (так как справа меньше
209
сил). Величину, равную Ех, прикладываем в центре тяжести площади и определяем плечо zx (см. рис. 91, а).
max М = Мс = — Exi (х + z7) + R'B х — Ех (х — гх).
ПотахТИ подбираем сечение и рабочую продольную (вертикальную) арматуру наружного (лицевого) пояса панели.
При расчете сечения и продольной арматуры следует помнить, что лицевая плита в поперечном сечении имеет два ребра жесткости и при определении количества арматуры рассматривается тавровое сечение с шириной плиты тавра, равной половине ширины панели —• 0,5 Ьп (условно разрезаем панель вертикальной плоскостью на две равные части). Поэтому при расчете арматуры необходимо изгибающие моменты и перерезывающие силы умножить на 0,5 Ьп потому, что нагрузки, реакции и внутренние усилия были рассчитаны шириной по фронту, равной 1 м, а не 0,5 Ьп м.
Чтобы запроектировать арматурную сетку лицевой панели, состоящую из продольных (вертикальных) и поперечных (горизонтальных) стержней, необходимо, кроме расчета панели в продольном направлении, произвести ее расчет в поперечном направлении.
Расчет лицевой панели в поперечном направлении. Поперечную арматуру лицевой панели определяем расчетом панели в поперечном направлении. В различных горизонтальных сечениях по высоте панели давление грунта на панель различно, следовательно, максимальные изгибающие моменты по ширине панели будут различными в каждом горизонтальном сечении стены. Для определения поперечных изгибающих моментов:
проводим горизонтальные сечения через 1 м по высоте и разбиваем эпюру на полосы (трапеции высотой 1 м) или на полосы по характерным ординатам (например, по ординатам, где эпюра делает скачки);
приводим неравномерно распределенную (трапецеидальную) нагрузку к равномерно распределенной (по средней линии трапеции) по каждому горизонтальному сечению, т. е. определяем среднюю интенсивность давления грунта каждой f-й полосы эпюры acpf;
определяем максимальный изгибающий момент в каждой f-й полосе панели max М как для простой балки с консолями длиной, равной bn = I + 2 /к, где Ьп — ширина лицевой панели; I = 2,4 м — пролет; ZK = 0,8 м — длина консоли.
По max ЛД подбираем поперечную рабочую арматуру по характерным сечениям.
Определение напряжений на каменную постель. Величину напряжений на каменную постель необходимо знать для последующего определения толщины каменной постели, а при заданной толщине каменной постели — для определения напряжений в грунтах основания.
Предположим, что сооружение получило перемещение (сдвиг) по плоскости I — I (рис. 92, а). В этом случае грунт призмы KB'D, приходящийся на фундаментную плиту, переместится вместе с сооружением, а призма обрушения грунта будет иметь вид фигуры A'DKFC'.
Угол трения грунта о тыловую поверхность стены на участке A'D принимается равным 6 = 0,3 фп, а угол трения грунта о грунт по пло-210
a)
Я3
ППЛШШПЛ
±0,0
S lEy 0,5qo
/ Гп;^п
Щэ
Ra
fx(
Ex?
8
Z
hi
Чг \
Ri 9ф
0
1
O,5BC
hn
л/
fe—-fo
Ey8
А
Eul\
?o плйш
б^
~^бх\/<5'х2
6ai ба2
Z7
-8
баз
Рис. 92. Определение опрокидывающих и удерживающих моментов и напряжений на каменную постель
sa2
скости DK равен 6' = фп, поэтому эпюра, построенная для расчета лицевой панели в предположении, что угол трения 6 = 0,3 фп, неприемлема для определения напряжений отах и опип, так как она не соответствует фактическим величинам горизонтальных Exi и особенно вертикальных Eyi .составляющих давления грунта. Эпюра (см. рис. 90, в) приемлема только в верхней части, на участке A'D, а по высоте DB' и KF необходимо построить новую эпюру давления грунта и определить составляющие Exi и Eyi.
Вычисление ординат суммарной эпюры. По высоте от поверхности кордона до отметки ± 0,0 принимаем ординаты, вычисленные ранее (см. рис. 90, в) на отметках:
Пов —> <Ух1> С» х2> q3 0, 0 —ОхЗ? Д С^з-
211
Отметку точки D получаем пересечением расчетной плоскости А'В' с прямой KD, проведенной от точки /С под углом а к вертикали (см. рис. 92, а). Угол а плоскости восприятия давления КО определяется методом последовательного приближения, но для прикидочных расчетов угол а можно определить по упрощенной формуле
а--=В = 45°---
2
По высоте от отметки ± 0,0 до отметки точки Д давление соответствует эпюре (см. рис. 90, в), но ординату необходимо определить. Ее можно снять непосредственно с эпюры или определить аналитически на отметках:
D ст.(3 = [qa + уп (/гх + /г2) + уп.в /?з!
Ниже отметки точки D коэффициент активного давления грунта определяем по таблице, принимая а = р и 6 = срп,
D <та1 = Ьэ + Тп (К + /г2) + уп.в Лз] К’,
II <та, = Ьэ + Тп (^1 + М + Тп.в (Аз + Аз)1
II qa Оа2 = [<70 + уп (йг Л3) + ?п.в (йз + А3 )1 К",
Дно оаз = Ьо -|- 7П (/ij + h2) + Тп.в (Аз + Аз + АД
Определение горизонтальных составляющих Ех1. Величины горизонтальных составляющих активного давления грунта Exi определяем по величинам соответствующих площадей эпюры и прикладываем их в соответствующих центрах тяжести площадей (рис. 92, б).
Определение вертикальных составляющих Eyi. Величины вертикальных составляющих Eyi определяем по формуле (248):
EVi = Exi tg (а + 6).
На участке высоты A'D, где а = 0, а 6 = 0,3 <рп,
6
S Еу = (Дн + ••• + ЕхЬ + ExQ) tg 6,
1
приложена ИЕУ в расчетной плоскости A'D — трения грунта о тыловую грань стены.
Вертикальные составляющие ЕУ7 и Еу8 — трения по плоскости восприятия давления DK, где а = р, 6 = ср соответственно равны:
ЕУ7 = Ех7 (₽ + ф)-
ЕУ8 = Ех8 tg (Р + ср).
Точки приложения ЕУ7 и Еу8 необходимо определить, спроектировав высоту г7 и на плоскость DK, т. е. расстояния г'7 и г'3 от расчетной плоскости А'В до линии действия сил Еу7 и Еу8 будут равны: r'7 = z7 tg а;
Г8 = 2f8 tg а.
212
Определение опрокидывающих моментов. Опрокидывание сооружения вокруг ребра О не произойдет. Во-первых, потому, что в верхней части лицевую панель удерживает анкерная опора силой Ra, во-вторых, потому, что лицевая панель и фундаментная плита в точке В' связаны не жестко, а шарнирно. Поэтому сооружение на опрокидывание не рассчитывают. Но опрокидывающий момент вокруг ребра О необходимо вычислить для определения положения равнодействующей всех сил R (ее эксцентриситета ё). При определении суммы моментов опрокидывающих сил S MQ учитываем все силы Exi и швартовную нагрузку Еш.
Плечи сил Zt определяем как расстояние от линии действия силы до плоскости сечения I — I. Вычисление сил и моментов производим в табличной форме (см. табл. 32).
Мо = Ешгш + ^ExiZi.
Определение в еличины удерживающих сил. К удерживающим силам относятся:
силы веса конструкции над водой £П1 и под водой £п2 и
вес устойчивой части грунта, приходящегося на фундаментную плиту, т. е. вес призмы грунта KB'D под водой gY,
силы трения грунта по сдвигаемым поверхностям Eyi.
К удерживающим силам относят также и реакцию в анкере RA.
Вес конструкции и грунта (gnl; £Г12; 5ф’, g’r) определяем как произведение площади элементов на соответствующий объемный вес; силы трения Eyi определяем по величинам Exi, а величину реакции в анкере принимаем равной RA из расчета лицевой панели на прочность, определенной по формуле (309) (см. рис. 91, а).
Определение величины удерживающих моментов. Плечи моментов всех удерживающих вертикальных сил определяем как расстояние от вертикальной плоскости, проведенной через ребро О до линии действия соответствующей силы. Сумма моментов вертикальных удерживающих сил равна:
Му = 2 girt + 2 Eyirt.
Вычисление удерживающих сил и моментов следует производить в табличной форме (см. табл. 33).
Момент от усилия в анкере равен (см. рис. 92):
— Ra (h2 + Лз +
Определение нормальных напряжений на каменную постель. Величину эксцентриситета е равнодействующей всех сил определяем по формуле (288):
где г — расстояние от равнодействующей R до ребра О в сечении I —/;
Му + МА-М0 г =-----------,
G
213
здесь G — сумма всех вертикальных сил;
G = 2^ + ЪЕу1.
Для гравитационных набережных равнодействующая R должна про-ходить в ядре сечения, т. е. е <
Величину нормальных напряжений на каменную постель (сечение I — /) определяем по формуле (287):
G /1 . бе \ г 1 O'max = 1 ± С [ак].
min £»с \ /
Определение высоты каменной постели hn. В зависимости от поставленной задачи определяем высоту каменной постели по формуле (306) или напряжения в грунтах основания по формуле (305).
§ 69. ВТОРОЙ РАСЧЕТНЫЙ СЛУЧАЙ
При расчете по второму случаю загружения территории эксплуатационной нагрузкой (см. рис. 89, 2) проверяем устойчивость сооружения на плоский сдвиг по постели (сечение I— /) и вместе с постелью (сечение II — //).
Нагрузку q располагаем за пределами сооружения потому, что в этом случае величина вертикальных нагрузок от действия q меньше, т. е. такой случай загружения территории является наиболее неблагоприятным для устойчивости сооружения на плоский сдвиг.
При работе конструкции в теле сооружения образуется две плоскости скольжения: внутренняя DK под углом а и внешняя FC' под углом |3 (рис. 93, а). Угол наклона условной тыловой плоскости восприятия распора а и угол наклона плоскости обрушения [3 определяем из условия получения максимального распорного давления призмы обрушения на стенку.
Расчеты производим по формуле (229) в табличной форме при 6 = ср. Задаваясь значениями угла а находим соответствующие им значения tg р. За расчетные прйнимаем наименьшее значение величины tg |3, отвечающее максимальному распорному давлению грунта на стенку, и соответствующее ему значение величины угла а.
Однако для прикидочиых расчетов можно воспользоваться рекомендациями предыдущего параграфа, т. е. принять а = |3 = 45° — срп/2. В этом случае задача упрощается, но следует иметь в виду, что распорное давление грунта будет несколько завышенным.
- Угол трения грунта о поверхность стены по высоте A'D принимаем равным 6 = 0,3 ср, а по плоскости DK — 8' = ср.
Вычисление ординат эпюры. Угол наклона плоскости обрушения на участке A'D (см. рис. 93) определяем по формуле (229), принимая а = 0; 6 = 0,3 срп и q2 = qQ. Коэффициенты активного давления грунта и 1^2 определяем по формуле (232) и вычисляем ординаты эпюры на отметках:
0,0
д в х2 — (?Л + Тп .в ^2) 214
Рис. 93. Схема к определению коэффициента устойчивости на сдвиг по плоскостям I—I и II—II
На участке OB' по плоскости скольжения DK принимаем 6 = срп а = Р и вычисляем р2 и %^2:
Д О%2 — (тЛ “Г Тп.в ^2) ^0С2»
N вхз = Wi + Тп.в (Л2 + h3)] 1Х2.
Ниже отметки точки N давление грунта увеличивается за счет влияния нагрузки qQ. Для определения положения точки N проводим прямую MN с начала действия нагрузки qQ под углом рх до пересечения с отметкой точки D, а затем до пересечения с плоскостью восприятия давления DK под углом р2:
N о'хз = [<?0 + ynht + Тп.в (й2 + М
Dho <тж4 = [<?0 + yahr + уп.в (Л2 + h3 + /г4)].
Построение эпюры приведено на рис. 93, б.
Определение горизонтальных и вертикальных сил. Горизонтальные составляющие активного давления грунта Exi определяем по площадям
215
эпюры и прикладываем их в центрах тяжести площадей. Вертикальные составляющие Eyi определяем по формуле (248) в соответствии с указаниями, данными в предыдущем параграфе. Величину собственной массы конструкции и грунта призмы KB'D (£п1, gn2, g§, gr) берем из таблицы предыдущего расчета.
Проверка устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости I — I. Определяем коэффициент устойчивости на сдвиг Лст и сравниваем его с нормативным:
/гс1 = Gc > [йс], Ec-Ra
где Gc — сумма всех вертикальных сил сооружения, кН;
Gc ~ 2 g1 + S Eyi\
/б>к = 0,5 — коэффициент трения бетона по камню;
Eg — сумма всех горизонтальных сил сооружения, кН;
Ес = Еш +
Ra — величина реакции в анкере, вычисленная так же, как при расчете лицевой панели на прочность, кН;
[йс] — нормативный коэффициент запаса устойчивости при плоском сдвиге, определяемый по табл. 31.
В случае, если значение коэффициента устойчивости на сдвиг получится меньше или значительно больше нормативного, то необходимо соответственно увеличить или уменьшить длину фундаментной панели, т. е. ширину сооружения Вс.
Проверка устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости II — IL Проверку устойчивости сооружения на сдвиг по контакту каменной постели с грунтом основания производим с учетом массы сдвигаемой части постели и пассивного отпора грунта, если постель заглублена, в грунт основания, а также с учетом сил сцепления грунта, если грунты основания связные. Коэффициент устойчивости на сдвиг определяем по формуле, аналогичной (293),
k = (Gc + gn)/r.r + £n+_A^ [k j
Ea-RA с
Обозначения символов и определение их величин приведено при пояснении формулы (293) (см. рис. 82).
Расчет фундаментной плиты. Наиболее точным является статический расчет плиты как балки на упругом основании. Однако допускается применение и других обоснованных способов, в частности расчет, основанный на переходном эквиваленте с кладкой из обычных бетонных массивов, суть которого состоит в следующем.
Фундаментную панель рассматриваем как нижний курс массивовой кладки. Принимаем массивы из гидротехнического бетона марки 100. Отношение наибольшего размера массива в плане к его высоте принимаем равным 4, /м : = 4 : 1, где /м = Вс, т. е. длина массива равна,
длине плиты.
216
Допускаемый изгибающий момент, равный эквивалентному, определяем по формуле
/14 — ^zp
/гр
где т = 1,75 — коэффициент перехода к упруго-пластическим характеристикам для прямоугольного сечения плит;
— предел прочности при осевом растяжении для бетона марки 100;
&р — допускаемый коэффициент запаса прочности при растяжении, принимаемый по табл. 35;
— момент сопротивления плиты для растянутой грани сечения при b = 1 м, Wp = — м3;
здесь пм= — приведенная высота плиты, м.
По полученной величине изгибающего момента М определяем количество арматуры и производим расчет на раскрытие трещин фундаментной плиты, высоту которой принимаем равной 0,4—0,5 м, а марку бетона — 300.
Рассчитываем арматуру нижней и верхней зон фундаментной плиты в двух направлениях (продольном и поперечном) и проектируем арматурные сетки. Значения IFP вычисляем по соответствующим сечениям.
§ 70. ТРЕТИЙ РАСЧЕТНЫЙ СЛУЧАЙ
Расчет анкерной опоры производим по третьему случаю загружения территории эксплуатационной нагрузкой (см. рис. 89), т. е. когда возникает максимальная величина активного давления и на лицевую панель, и на анкерную плиту. Расчетом требуется определить: глубину заложения анкерной плиты /, м; расстояние между лицевой панелью и анкерной плитой La, м; устойчивость анкерной плиты, т. е. определить коэффициент устойчивости на сдвиг /гс; а также произвести расчет прочности анкерной тяги и анкерной плиты.
Определение глубины заложения анкерной плиты. Определение глубины t (рис. 94, а) рекомендуется производить по графикам (рис. 95). Графики составлены для двух видов полезной нагрузки: а и б — для нагрузки интенсивностью 30—40 кН/м2, b и г — для 60—100 кН/м2. Графики айв составлены для возвышения кордона причала над спокойным уровнем воды на 3 м, б и г — для 2,5 м.
Каждый график учитывает возможность определения величины t при углах внутреннего трения грунта 35, 30 и 25°; при промежуточных значениях ср величина t определяется интерполированием. Графики учитывают анкерные усилия на 1 м по фронту сооружения в пределах ДО Ярасч = 800 кН/м.
При составлении графиков коэффициент запаса устойчивости плит при расчете их на выпор принят равным 1,3; сопротивление грунта выпору учтено в пределах всей высоты заглубления плиты /; крепление
217
Рис. 94. Схемы к расчету анкерной плиты
Рис. 95. Графики величины заглубления анкерных плит
218
анкера принято в середине высоты анкерной плиты, которая непрерывна по своей длине.
При необходимости повышения точки крепления анкера графики предусматривают возможность увеличения высоты плиты до 2/3 t при сохранении точки крепления анкера на половине высоты плиты.
Определение расстояния между лицевой и анкерной стенками. Определение минимальной величины Ла производим в соответствии с данными рис. 94, а. Из точки F — конца фундаментной панели проводим плоскость обрушения FC' под углом р — 45° —' уу к вертикали до пересечения с поверхностью причала; из точки С' проводим плоскость выпора C'D' под тем же углом |3, но к горизонтальной плоскости. Анкерную плиту устанавливаем в призме выпора C'D'E' касательно плоскости C'D', т. е. E'D = i.
Длину анкерной тяги La (без заделок в плитах) определяем по построению:
Ла = А'Е + ЕС' + С'Е', где
А'Е = ВС—0,7; £C' = tftg(45°—; С Е' = t tg [у5°+ ,
следовательно,
La = Bc—0,7 + tftg^45°--^+/tg(T5o+^^ . (310)
Высоту анкерной плиты/гп принимаем равной: ha = (д -Д) t.
Проверка устойчивости анкерной плиты. Расчетом определяем коэффициент устойчивости на сдвиг kc, уточняем принятый размер высоты плиты hn и длину анкерной тяги La. Проверяем устойчивость анкерной плиты на сдвиг по плоскости скольжения C'D' от действия анкерного усилия RA и активного давления грунта по высоте Л
Расчет производим в предположении, что в момент предельного равновесия смещению анкерной плиты сопротивляется масса грунта высотой /, расположенного перед плитой, т. е. удерживающей силой является пассивное сопротивление грунта Еп.
Устойчивость анкерной плиты обеспечивается, если сдвигающие силы меньше удерживающих:
кйКА + Еа < Еп, откуда
kc = Еа~Еа >[fec],
где kc — коэффициент устойчивости анкерной плиты на сдвиг;
Еп — сумма сил пассивного сопротивления грунта, определяемая по эпюре (рис. 94, б), кН;
£П — -S'ni “Г ЁцА
219
Е& — сумма сил активного давления грунта, определяемая по эпюре с учетом действия эксплуатационных нагрузок q, кН Eq. — fai + Е&2 Еаз -j- £’а4;
Ra — анкерное усилие (реакция в опоре Л), полученное расчетом при первом случае-загружения территории эксплуатационной нагрузкой, кН.
[/?с] — нормативный допускаемый коэффициент запаса устойчивости анкерной плиты на сдвиг, принимаемый для основных сочетаний нагрузок II, III и IV классов капитальности соответственно 2; 1,9; 1,8.
Определение ординат эпюры сил активного давления грунта. При построении эпюры активного давления грунта принимаем угол трения грунта о поверхность анкерной плиты 6 = 0. Коэффициент активного давления грунта определяем по формуле %а = tg2 ^45° —. Влияние эксплуатационной нагрузки q определяем пересечением плоскости обрушения, проведенной под углом (3 = 45° — 2? . в зависимости от типа крана, глубины у кордона и заглубления анкерной плиты t на плиту может действовать нагрузка переходной зоны ^п, или тыловой зоны <?т, или та и другая, как на рис. 94.
Определив характерные отметки, находим ординаты эпюры на отметках
АП I
АП I С*а1
0,0 <Vi2
7 т °* а з
7 т 9аЗ
АП II аа4
~ ТгЛзЛа,
“ (<7п “Г УгЛ1) ^а’>
~ кп Тп (^1 ^2)J ^а’>
[<7п + Тп (Й1 + й2) + Тп. В h3] ха;
= [<7т + Тп (Jk + /г2) + у1Ь в h3] %а;
= [<7т + Тп (^1 + й2) + уп. в (й3 + /г4)] Ха.
Величина сосредоточенных сил E&i равна величине соответствующей площади эпюры.
Вычисление ординат эпюры сил пассивного сопротивления грунта
При построении эпюры пассивных сил эксплуатационную нагрузку не учитываем, так как она улучшала бы условия работы анкерной плиты на сдвиг. Коэффициент пассивного сопротивления грунта определяем по формуле %п = tg2 (45° + на отметках:
0’0 оп1 = Tn^iAn (рис. 94);
АП II оп2 — (угЛк Тп. в Е) Хп.
Величина сосредоточенных сил Eni равна величине соответствую" щей площади эпюры.
Подставив вычисленные значения суммы сил Еа и Еп в формулу, определяем коэффициент устойчивости анкерной плиты на сдвиг.
В случае, если условие kc [&с] не соблюдается, необходимо увеличить заглубление плиты t, а следовательно, и высоту плиты /гп, увеличивая длину анкерной тяги La или наоборот, уменьшать / и Еа, если kc значительно больше [&с].
220
Рис. 96. Схемы к стати-
ческому расчету анкерной плиты:
а — расчет плиты в вертикальном направлении; б — расчет плиты в горизонтальном направлении
Статический расчет анкерной плиты. Чтобы подобрать сечение анкерной плиты и рабочую арматуру, т. е. запроектировать арматурную сетку, состоящую из вертикальных и горизонтальных стержней, необходимо произвести статический расчет анкерной плиты в вертикальном и горизонтальном направлениях.
Расчет анкерной плиты в вертикальном направлении. Узел крепления анкерной тяги к анкерной плите располагаем в середине плиты, т. е. на расстоянии 0,5 йп от отметки заглубления плиты (рис. 94, а), поэтому анкерную плиту рассчитываем по схеме консольной балки с длиной консолей, равной /к = 0,5 /гп. при действии усредненной эквивалентной равномерно распределенной нагрузки. Величина эквивалентной равномерно распределенной нагрузки на плиту равна
где
Ra (^п+с) . п " ’ z э
Fn
Ra — анкерное усилие (реакция в опоре Л), приходящееся на 1 м сооружения по фронту, взятое из расчета по первому случаю загружения территории эксплуатационной нагрузкой, кН/м;
йп •— ширина анкерной плиты (размер плиты по фронту сооружения), м.
с=(0,24-0,25) — зазор между плитами, м;
Fn = bnhn — площадь анкерной плиты, м2.
Абсолютная величина изгибающего момента в заделке анкерной тяги (в заделке консоли) (рис. 96, а) равна:
а 7э.п 2 • 4 - 8
221
Абсолютная величина перерезывающей силы равна:
<2а = <7э.п^-
Следует помнить, что внутренние усилия Л1а и Qa по величине определялись на 1 м ширины анкерной плиты (по фронту сооружения). При расчете вертикальной арматуры анкерной плиты (так же, как и при расчете продольной арматуры лицевой панели) рассматриваем тавровое сечение с шириной плиты тавра, равной 0,5 &п, поэтому изгибающий момент Ма и перерезывающую силу Qa необходимо умножить на половину ширины анкерной плиты — 0,5 Ьп.
Расчет анкерной плиты в горизонтальном направлении. В горизонтальном направлении анкерную плиту рассчитываем как балку с двумя консолями (опорами которой служат ребра жесткости), загруженную эквивалентной равномерно распределенной нагрузкой 7Э< п (рис. 96, б). Расчетом определяем величины перерезывающих сил и изгибающих моментов, по которым подбираем горизонтальную (поперечную) арматуру анкерной плиты.
Расчет прочности анкерной тяги. Лицевая панель анкеруется двумя анкерными тягами, расположенными в плоскости ребер панели. Анкерная тяга может устанавливаться горизонтально или под углом а, величину которого можно легко определить по чертежу.
Общее анкерное усилие, которое приходится на лицевую панель, равно Т?А&п- Следовательно, усилие, действующее в одной анкерной тяге, равно
Яа = п/?АА-,
где п=1,5— коэффициент неравномерности натяжения анкеров;
— анкерное усилие, действующее на 1 м лицевой панели, вычисленное при расчете по первому случаю загружения территории по формуле (309), кН;
Ьп — ширина лицевой панели (шаг анкерных тяг), м.
Диаметр анкерной тяги определяем по формуле
4 = 1,13 1/ —.
V [cf] cos а
где [о] — допускаемое напряжение на разрыв стали, из которой изготовлена анкерная тяга (принимаем по таблице), кН/м2; а — угол наклона анкерной тяги к горизонтали.
Проектный диаметр принимаем в резьбовом соединении по наименьшему размеру, увеличиваем на 3—5 мм (запас на коррозию).
Легко выводится формула из условия равенства напряжения в материале анкера и допускаемого напряжения:
где
222
Глава XVI
РАСЧЕТ УГОЛКОВЫХ НАБЕРЕЖНЫХ С ВНУТРЕННЕЙ АНКЕРОВКОЙ И КОНТРФОРСАМИ
§ 71. РАСЧЕТ УГОЛКОВОЙ НАБЕРЕЖНОЙ С ВНУТРЕННЕЙ АНКЕРОВКОЙ
Расчет набережной уголкового типа с внутренней анкеровкой производим в такой же последовательности, тем же методом, что и расчет причала с внешним анкером, за исключением третьего расчетного случая, по которому рассчитывали анкерную плиту.
Основная особенность расчета конструкции заключается в расчете анкерной системы. Все остальные требования, которые предъявляются к гравитационным сооружениям при их расчете, относятся и к набережным уголкового типа с внутренней анкеровкой.
При расчете устойчивости на плоский сдвиг и при определении толщины каменной постели исключают влияние внешнего анкера.
Расчетные схемы. Расчет причала ведется для двух основных схем нагрузок.
По первой схеме нагрузок причал полностью загружаем равномерно распределенной и крановой нагрузками (см. рис. 89, /) и рассчитываем лицевую панель, фундаментную плиту, анкерное устройство; определяем напряжения в грунте основания либо толщину каменной постели.
По второй схеме полезную нагрузку выносим за пределы причала, начиная от вертикали, касательной к крайнему ребру фундаментной плиты (см. рис. 89, 2), и рассчитываем устойчивость сооружения на плоский сдвиг по постели и по грунту основания.
Ширину фундаментной плиты Вс принимаем равной
Вс - (0,704-0,75) (Яс +
Подбор сечения анкерных тяг. Анкерное усилие Яд определяем по формуле (309) с учетом действия швартовной нагрузки. Яд действует нормально к лицевой панели как реакция в балке, т. е. она горизонтальна. Внутренние анкерные тяги расположены под углом а к лицевой панели. Для определения анкерного усилия, возникающего во внутренней анкерной тяге, необходимо Яд спроектировать на плоскость наклона анкерных тяг и умножить на половину ширины лицевой панели — 0,5 &п, так как Яд рассчитано на 1 м ширины панели, а на каждой панели установлено две анкерных тяги,
0,57?А Ьп а sin а
Анкерные тяги проектируют из прямоугольных стальных полос сечением 2,5—3,5 см на 20 X 25 см.
Проверку достаточности заданного сечения производим по формуле внецентренного растяжения:
М
G =---
W
(ЗИ)
I- < [а], F
(312)
223'
где а — фактическое напряжение, возникающее в сечении анкерной тяги, кН/м2;
7И — изгибающий момент, возникающий в анкерной тяге под действием собственного веса, кНм;
W — момент сопротивления сечения анкерной тяги, м3;
7?а — усилие в анкере, определяемое по формуле (311);
F — площадь поперечного сечения анкерной тяги, м2;
[су] — допускаемое напряжение стали, из которой изготовлены анкерные тяги, принимаемое по таблице [28], кН/м2:
м = -^,
4
здесь P=gT since — проекция веса тяги на нормаль к плоскости установки анкерных тяг, кН;
g*T — вес анкерной тяги, кН;
а — угол наклона анкерных тяг к лицевой панели; /т — длина тяги, м;
w = F = bh,
6
здесь/? — ширина сечения анкерной тяги, м;
h — высота сечения анкерной тяги, м.
При более точных расчетах сечение анкерных тяг проверяют на усилия по трем случаям их работы:
монтажные усилия;
усилия в строительный период;
усилия в эксплуатационный период с учетом зависания грунта на анкерных тягах.
• § 72. РАСЧЕТ УГОЛКОВОЙ НАБЕРЕЖНОЙ С КОНТРФОРСАМИ
Расчет набережной с контрфорсами производим в такой же последовательности и тем же методом, что и расчет набережных с внешним и внутренним анкером, не учитывая влияния анкера, однако особенность влияния контрфорса необходимо учитывать.
Контрфорсные блоки проектируются с одним или двумя контрфорсами. В первом случае контрфорс размещаем в средней части секции, во втором — симметрично — на расстоянии 2,2—2,4 м один от другого (по осям контрфорсов). Ширину фундаментной плиты принимаем равной Вс = (0,704-0,75) (Яс + /гк) (см. рис. 72).
Расчетные схемы аналогичны расчетным схемам причала с внутренней анкеровкой.
Статический расчет лицевой панели. Отличительной особенностью расчета лицевой плиты является учет трения грунта о боковые поверхности контрфорса, уменьшающие величину активного давления грунта.
Для учета сил трения грунта о контрфорсы рекомендуется из сум-224
марной эпюры (см. рис. 90, г) вычесть треугольную эпюру с вершиной на территории причала иоснованием, равным 20% от нижней ординаты эпюры в конструкциях при расстоянии между контрфорсами 4 м и 30% от нижней ординаты эпюры при расстоянии между контрфорсами 3 м.
Расчет лицевой панели производим в горизонтальном направлении, а расчетом в вертикальном направлении определяем сечение и арматуру контрфорса.
При одном контрфорсе в блоке лицевую панель рассчитываем как консольную балку пролетом, равным половине ширины панели /к = = 0,5 Ьп. При двух контрфорсах панель рассчитываем как балку на двух опорах с двумя консолями.
В обоих случаях определяем внутренние усилия в опасных сечениях по высоте от действия равномерно распределенной нагрузки. По высоте сооружения выделяем характерные сечения плиты полосой 1 м и загружаем их равномерной нагрузкой. Величину нагрузки принимаем равной средней интенсивности, взятой из суммарной эпюры давления грунта для выделенного сечения высотой 1 м. Расчетные схемы имеют вид схем, изображенных на рис. 96.
Расчет контрфорса. Контрфорс рассчитываем на нагрузку, равную площади суммарной эпюры, не уменьшая ее величины, так как силы трения грунта о контрфорсы будут силами внутренними. Учитываем также действие швартовной нагрузки (см. рис. 90, г).
Контрфорс рассчитываем как консольную балку, защемленную в фундаментной плите. Нагрузка на контрфорс собирается с лицевой панели шириной, равной сумме прилегающих полупролетов, т. е. при одном контрфорсе шириной, равной ширине панели &п, а при двух —0,5 Ьа.
Расчет производим по опасным сечениям. Опасными сечениями считаем место соединения контрфорса с фундаментной плитой и места, где изменяется его сечение. Расчетом определяем перерезывающие силы Q и изгибающие моменты М, определение которых ведется в табличной форме. По найденным значениям Q и М подбираем арматуру контрфорса.
Расчет фундаментной плиты. Фундаментную плиту рассчитываем с учетом неполного контакта поверхности плиты с постелью на суммарную нагрузку от реактивного давления постели снизу (от действия эпюры нормальных напряжений) и от пригрузок сверху (от собственной массы конструкции, веса засыпки и эксплуатационных нагрузок).
При статическом расчете фундаментной плиты рекомендуется передний выступ рассчитывать как консольную балку, тыловую часть плиты при одном контрфорсе тоже как консольную балку, а при двух контрфорсах — как балку на двух опорах с консолями. При этом рекомендуется выделять сечения плиты шириной 1 м и загружать их нагрузкой, равной интенсивности эпюры нормальных напряжений в основании.
Определение напряжений, толщины каменной постели, расчет конструкции па сдвиг производят по методике, изложенной в расчете причала уголкового типа с внешним анкером с исключением из него влияния внешнего анкера. *
3 Удовиченко, Яковлев 225
Глава XVII
КОНСТРУКЦИИ тонких ПРИЧАЛЬНЫХ СТЕНОК
§ 73. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. ОСНОВНЫЕ ЭЛЕМЕНТЫ
Больверком, называется причальное сооружение, состоящее из тонкой вертикальной стенки и анкерных устройств.
Тонкая вертикальная стенка. Она заглублена в грунт на требуемую по расчету отметку. Стенка удерживает грунт засыпки причала. Вследствие бокового давления грунта засыпки, которое усиливается за счет эксплуатационных нагрузок на причал, в вертикальной подпорной стенке возникают изгибающие моменты. Поэтому она работает на изгиб в направлении, перпендикулярном линии кордона. Элементы, образующие стенку, должны обладать большим моментом сопротивления в этом направлении. Это достигается использованием рациональных форм сечения шпунта и свай, образующих стенку.
Анкерные устройства. Они служат опорой верхнего конца тонкой вертикальной стенки. Анкерные устройства состоят из анкерных тяг и анкерных опор (рис. 97). Анкерные тяги одним своим концом крепятся к тонкой вертикальной стенке, а другим — анкерным опорам, расположенным в тыловой части причала. Анкерные тяги снабжены соединительными муфтами (талрепами) для натяжения.
Анкерные опоры воспринимают усилие, передаваемое анкерными тягами.
Если глубина у кордона причала невелика (2—3 м), то могут применяться незаанкерованные больверки, где анкерное устройство отсутствует (рис. 98).
Оголовок. Он омоноличивает верхний конец вертикальной стенки. Служит для предохранения от коррозии шпунта и свай в зоне переменного уровня и выше, для закрепления отбойных устройств. В оголовке устраиваются тумбовые массивы, на которых располагаются прикор-донные швартовные тумбы.
Рис. 97. Заанкерованная шпунтовая стенка:
1 — анкерная тяга; 2 — анкерная опора
226
Засыпка. Служит для образования территории и самого причала. Она производится песчаным грунтом с каменной призмой и контрфильтром, если стенка грунтопроницаема и без каменной призмы, если стенка грунтонепроницаема. Каменная призма применяется также для снижения активного давления грунта.
Больверки являются одной из наиболее распространенных конструкций причальных сооружений. В прошлом они возводились из деревянных свай для создания мелководных причалов. Когда глубины у причалов и нагрузки возросли, началось строительство больверков из металлического шпунта.
С целью экономии металла в последнее время стальной шпунт стремятся заменять железобетонным, несмотря на то, что больверки из металлического шпунта экономичнее.
Применяют также больверки из колонн-оболочек диаметром 1,6 м. Это современная конструкция, преимущество которой возрастает с увеличением глубин.
§ 74. ТИПЫ И КОНСТРУКЦИИ ШПУНТА
Тонкая вертикальная стенка больверка должна быть сплошной и не допускать вымыва грунта засыпки причала. Поэтому лицевая стенка чаще всего устраивается в виде шпунтового ряда.
Для строительства больверков применяется деревянный, железобетонный и металлический шпунты.
Деревянные шпунтовые сваи могут быть изготовлены из досок, брусьев или клееными. Материалом для деревянного шпунта обычно является сосна. Средняя длина деревянных шпунтин составляет 6,5—8,5 м.
Формы поперечного сечения шпунтовых деревянных свай приведены на рис. 99.
Для дощатых свай толщиной до 12 см применяется треугольный паз и гребень высотой в половину толщины шпунтины. В брусчатых и клееных сваях устраивают прямоугольный паз.
Для брусчатого шпунта размеры паза составляют 55 X 55 мм, или 1/3 толщины шпунтины, размеры гребня на 5 мм меньше.
В клееном шпунте, имеющем наиболее рациональную форму сечения, дерево используется наиболее эффективно. Здесь паз имеет размер 65 X 55 мм, а гребень — 60 X 50 мм. Нижний конец деревянных шпунтин выполняют в форме заостренного клина длиной от одной до трех толщин шпунтины, причем, чем легче грунт, тем клин острее (рис. 100).
Грань клина со стороны гребня скашивают до половины ширины шпунтины. Этим достигается плотное прилегание погружаемой шпунтины к ранее забитой.
Железобетонный шпунт получает все большее распространение. В настоящее время находят применение такие типы железобетонного шпунта как плоский, тавровый, широкопанельный и цилиндрический (рис. 101). Железобетонный шпунт в основном изготов-8* 227
Рис. 101. Типы железобетонного шпунта:
а — плоский; б — тавровый; в — шярокопанельиый; г — цилиндрический
228
Рис. 102. Профили металлического шпунта:
а — плоский шпунт ШП; б — корытный шпунт ШК-1; в — зетовый шпунт; г — корытный шпунт типа Ларсен
ляется предварительно напряженным. Применение в больверках шпунта из обычного железобетона нецелесообразно. Это объясняется тем, что в лицевой стенке образуются значительные изгибающие моменты. Размеры шпунтин назначаются в зависимости от условий строительства.
Плоский преднапряженный шпунт для морских условий изготовляется длиной до 24 м при ширине 0,5 м и высоте сечения до 0,45 м, а для речных — длиной до 18 м при ширине 0,5 м и высоте сечения до 0,35 м.
Тавровый преднапряженный шпунт имеет длину до 24 м при ширине 1,58 м и высоте сечения до 1,6 м.
Широкопанельный преднапряженный речной шпунт изготовляется длиной до 14 м при ширине 3,14 м и высоте сечения до 0,8 м.
Цилиндрический шпунт изготовляется из железобетонных оболочек диаметром 1,6 м.
Металлический шпунт наиболее широко используется при строительстве причалов типа больверк. Существует большое количество разнообразных профилей металлического шпунта, отличающихся по типу замков и несущей способности. На рис. 102 изображены наиболее распространенные в гидротехническом строительстве профили стального шпунта: плоский, корытный, зетовый. Шпунт изготовляется длиной от 8 до 25 м. Для строительства причалов типа больверк в основном применяется металлический шпунт корытного профиля, реже зетового. Плоский шпунт для больверков почти не применяется, так как несущая способность его невелика (малый момент сопротивления), применяют его для ограждения котлованов небольшой глубины.
229
Рис. 103. Больверк из металлического шпунта:
1 — стальной шпунт; 2 — распределительный пояс из швеллеров; 3 — облицовочная плита; 4 — монолитная часть оголовка; 5 — анкерная тяга; 6 — анкерная плита;
7 — подмосточные сваи с прогонами
§ 75. БОЛЬВЕРК
ИЗ МЕТАЛЛИЧЕСКОГО ШПУНТА
Тонкая вертикальная стенка причала выполняется из металлического шпунта, заглубленного в грунт. Сплошной шпунтовый ряд объединяется распределительным поясом, который служит для восприятия и распределения анкерных усилий. Кроме того, распределительный пояс помогает устранить искривления шпунтового ряда, которые могут образоваться при погружении шпунта.
В шпунтовом ряду больверков, строящихся в портах приливных морей, прорезаются специальные
дренажные отверстия. Они предназначены для быстрого освобождения засыпки причала от воды во время отливов, чтобы значительно понизить давление воды на лицевую стену.
Анкерные тяги выполняются из стали круглого сечения. Они поддерживаются от провисания продольными прогонами, установленными на подмосточные сваи. Анкерные опоры представляют собой железобетонные или металлические плиты, на которые действуют анкерное усилие, активное давление грунта со стороны берега и пассивное сопротивление со стороны шпунтового ряда. Опоры могут также выполняться в виде анкерной стенки из металлического шпунта.
Оголовок состоит из облицовочной железобетонной плиты, расположенной со стороны акватории, и монолитной железобетонной части.
Засыпка выполняется из песчаного грунта. Это возможно, так как металлический шпунт имеет достаточно прочные и плотные замковые соединения, чем хорошо обеспечивается грунтонепроницаемость лицевой стенки. В причалах с глубиной у кордона более 9,75 м часто отсыпается каменная призма до отметки закрепления анкерных тяг. Каменная призма служит для снижения давления и уменьшения изгибающего момента в лицевом шпунтовом ряду.
Больверк из металлического шпунта показан на рис. 103. Тонкая вертикальная стенка больверка устроена из шпунта Ларсен V. Распределительный пояс состоит из двух швеллеров Jxfe 33. Он установлен с внутренней стороны шпунтового ряда. Анкерные тяги выполнены из металла круглого сечения диаметром 80 мм, анкерная стенка из свай. С внешней стороны плит установлен распределительный пояс из швеллеров. Подмосточные сваи и продольные прогоны состоят из деревянных бревен диаметром 22 см. Оголовок выполнен в сборномонолитном варианте. В оголовке через 20 м устроены тумбовые массивы, выступающие за его контуры в сторону берега.
230
§ 76. БОЛЬВЕРК
ИЗ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ПРЯМОУГОЛЬНОГО ШПУНТА
Тонкая вертикальная стенка устраивается из железобетонных шпунтин прямоугольного сечения. Каждая шпунтина имеет паз и гребень. Они облегчают точную забивку шпунтового ряда и служат замковыми соединениями. К лицевому ряду крепится распределительный пояс.
Анкерные тяги металлические. Анкерные опоры выполняются в виде анкерных железобетонных плит или анкерной стенки из железобетонных шпунтин небольшой длины. К тыловой
Рис. 104. Больверк >из железобетонного прямоугольного шпунта:
1 — распределительный пояс из швеллеров; 2 — облицовочная плита; 3 — монолитная часть оголовка; 4 — анкерная тяга; 5 — первая очередь засыпки; 6 — монолитная железобетонная шапочная балка; 7 — железобетонная анкерная свайная стенка; 8 — подмосточные сваи с прогонами; 9 — щебеночный контрфильтр; 10 — каменная призма; // — железобетонный шпунт
стороне стенки крепится распределительный пояс.
Оголовок выполняется из сборных железобетонных плит, омоноли-
ченных с верхом шпунта и распределительным поясом.
Засыпка состоит из песчаного грунта и каменной призмы с обратным щебеночным фильтром® Каменная призма обеспечивает не только разгружающее воздействие, но и грунтонепроницаемость лицевого ряда, которая недостаточна ввиду несовершенства замковых соединений
шпунта.
Больверк из железобетонного прямоугольного шпунта представлен на рис. 104. Вертикальная стенка состоит из шпунтин прямоугольного сечения, изготовленных из предварительно напряженного железобетона. Подмосточные сваи с прогонами (насадками) выполнены из дерева. Анкерные опоры представляют собой железобетонную анкерную свайную стенку. За стенкой устроен распределительный пояс, а по ее верху выполнена монолитная железобетонная шапочная балка.
§ 77. БОЛЬВЕРК ИЗ ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ТАВРОВОГО ШПУНТА
Тонкая вертикальная стенка выполняется из железобетонного шпунта таврового сечения. Швы между шпунтинами с тыловой стороны стенки перекрываются завесами из гидрорерина. Завесы опускаются ниже уровня дна. Шпунтовый ряд опирается на распределительный пояс, омоноличенный оголовком.
Анкерные тяги металлические круглого сечения. Анкерные опоры выполняются в виде анкерной стенки из железобетонного шпунта таврового сечения. Анкерная стенка объединяется распределительным поясом и монолитной железобетонной шапочной балкой (оголовком), устраиваемой по верху шпунта.
231
Рис. 105. Больверк из железобетонного таврового шпунта:
1 — железобетонный сборно-монолитный оголовок; 2 — железобетонная кордонная плита; 3 — железобетонный шпунт; 4 — груптонепропицаемая завеса из гидрорери-на; 5 — подмосточныс сваи с прогонами;
6 — анкерная стенка из железобетонного шпунта; 7 — монолитная железобетонная шапочная балка; 8 — распределительный пояс из швеллеров; 9 — анкерная тяга
Оголовок выполняется в сборномонолитном варианте.
Засыпка образуется песчаным грунтом.
Больверк из железобетонного таврового шпунта изображен на рис. 105. Лицевая стенка состоит из напряженного железобетонного шпунта таврового сечения. Ширина шпунта равна 1,58 м. Длина его в зависимости от требуемой глубины у причала колеблется от 10 до 24 м, а высота сечения — от 0,8 до 1,6 м. Грунтонепроницаемость лицевого ряда обеспечивается матами из гидрорерина, которые навешиваются с тыловой стороны. Маты перекрывают стыки шпунта на 1 м ниже уровня дна, что предотвраща-стенкой. под-
ет вымыв грунта засыпки при размывах дна перед лицевой Анкерные тяги, поддерживаемые от провисания деревянными
мосточными сваями с насадками, располагаются выше уровня воды. Это обстоятельство упрощает производство работ.
§ 78. БОЛЬВЕРК ИЗ КОЛОНН-ОБОЛОЧЕК
Вертикальная стенка причала состоит из колонн-оболочек диаметром 1,2 или 1,6 м при толщине стенок 0,12 м и 0,15 м. Длина оболочек
Рис. 106. Больверк из железобетонных оболочек:
1 — железобетонный сборно-монолитный оголовок с анкерным диском; 2 — сборная железобетонная кордонная плита; 3—оболочка диаметром 1,6 м; 4 — стык между оболочками из подводного бетона; 5 — подмосточные сваи с прогонами; 6 — анкерная стенка из железобетонного шпунта; 7 — монолитная железобетонная шапочная балка; 8 — распределительный пояс из швеллеров; 9 — анкерная тяга
зависит от глубины у причала и грунтов основания. Зазор между соседними оболочками равен 10 см. Он заполняется подводным бетоном в опалубке. В верхней части каждой оболочки устраивается бетонная пробка. В пробке омоноличивается арматурный каркас и обрезки двух швеллеров. К выступающим над поверхностью пробок швеллерам крепятся концы анкерных тяг.
Анкерные тяги выполняются из стали круглого сечения, анкерные опоры—из железобетонного шпунта или железобетонных плит.
Оголовок состоит из сборных железобетонных плит с омоноличи-ванием.
Засыпка образуется песчаным грунтом.
232
Причал из колонн-оболочек показан на рис. 106. Лицевой ряд боль-верка представляет собой стенку из предварительно напряженных колонн-оболочек диаметром 1,6 м. Анкерные тяги расположены с шагом 1,7 м. Анкерная стенка состоит из железобетонного шпунта таврового сечения, скрепленного по верху монолитной железобетонной шапочной балкой. Распределительные пояса устроены с внутренней стороны лицевого ряда и анкерной стенки.
§ 79. ТИПЫ АНКЕРНЫХ ОПОР
Анкерные опоры являются элементом анкерных устройств. Тип анкерных устройств выбирается в зависимости от естественного рельефа дна в тыловой части строящегося причала, усилий, воспринимаемых опорами, расчетными и экономическими соображениями и др.
Существует несколько типов анкерных опор. Это опоры в виде анкерной шпунтовой стенки, опоры из плит, козловые опоры из отдельных наклонных свай.
Опоры в виде анкерной шпунтовой стенки могут выполняться из металлического и железобетонного шпунта различного сечения. По верху анкерной шпунтовой стенки устраивается монолитный железобетонный шапочный брус, который обеспечивает совместную работу анкерной стенки.
Опоры из плит могут выполняться из дерева, бетона, железобетона и металла. Располагаются в основном в подводной зоне. Для морских больверков может применяться двухребристая железобетонная анкерная плита высотой от 140 до 280 см и длиной от 300 до 470 см (рис. 107). Плита имеет два прямоугольных отверстия в ребрах для пропуска двух анкерных тяг.
Козловые опоры состоят из деревянных или железобетонных свай, погруженных с наклоном от 3 : 1 до1 : 1. Козловые опоры применяют в стесненных условиях строительства и при большой глубине у причала. Их можно располагать в непосредственной близости от лицевой стенки.
Опоры из отдельных вертикальных свай воспринимают сравнительно небольшие усилия. Их применяют для больверков с малыми глуби-
нами у кордона.
Для удобства производства работ необходимо стремиться, чтобы
узлы крепления анкерных тяг к анкерной стенке располагались
выше отметки рабочего уровня воды. Это условие достигается применением опор в виде сплошной анкерной шпунтовой стенки и опор козловой конструкции. В этом случае возможно производить установку анкерных тяг и их натяжение до засыпки первой очереди грунта в пазуху при-
Рис. 107. Анкерная плита
чала.
233
§ 80. УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ И СРАВНЕНИЕ РАЗЛИЧНЫХ ВАРИАНТОВ КОНСТРУКЦИИ
Условия применения. Больверки рекомендуется применять, когда в основании сооружения залегают сжимаемые грунты, не допускающие значительной нагрузки. Из всех конструкций больверков самой универсальной по условиям ^применения является конструкция из металлического шпунта. Металлический больверк может быть применен в любых грунтовых условиях, за исключением скальных грунтов и грунтов с валунами.
Больверки из железобетонного шпунта прямоугольного сечения рекомендуется возводить в основном на песчаных и глинистых грунтах средней плотности.
Больверки из железобетонного шпунта таврового сечения и из железобетонных колонн-оболочек применяют на песчаных и гравелистых грунтах без валунов, допускающих вибропогружение. Все больверки из железобетонных элементов используются при обычном ледовом режиме. Больверк из металлического шпунта можно строить в суровых климатических условиях при любом ледовом режиме.
При возведении больверков необходимо в достаточном количестве иметь песчаный грунт для устройства засыпки, а при строительстве больверка из железобетонного прямоугольного шпунта — также и камень для отсыпки разгрузочной призмы.
Сравнение различных конструкций. Больверк из металлического шпунта является надежной в эксплуатации конструкцией. Такое сооружение малочувствительно к перегрузкам. Возведение больверков из металлического шпунта отличается сравнительной простотой производства работ, технологичностью, короткими сроками. Несмотря на ряд значительных преимуществ больверков из металлического шпунта, их применение было ограничено в связи с большим расходом прокатной стали. В связи с этим для экономии металла большое применение находят больверки из железобетонного шпунта.
Больверки из железобетонного шпунта прямоугольного сечения применяют для портовых набережных с глубиной у кордона причала до 9,75 м. При больших глубинах изгибающие моменты в лицевой стенке значительно возрастают и прямоугольное сечение шпунта становится нерациональным, вследствие большого расхода железобетона. В связи с этим для глубин более 9,75 м применяют формы сечений, обладающие большим моментом сопротивления.
Больверк из железобетонного шпунта таврового сечения по сравнению с прямоугольным обеспечивает более рациональное распределение, железобетона по сечению, т. е. более экономичен. Тавровое сечение по сравнению с прямоугольным позволяет увеличить ширину шпунтин и уменьшить их количество при одном и том же весе. Уменьшение числа шпунтин позволяет сократить сроки строительства причала. Кроме того, уменьшается количество вертикальных стыков между шпунтина-ми и, следовательно, снижаются затраты на устройство грунтонепро-ницаемости стыков. Больверк из таврового шпунта относится к жесткому, так как шпунт имеет большой момент сопротивления.
234
Больверк из колонн-оболочек диаметром 1,2 и 1,6 м является прогрессивной конструкцией. Применение предварительного напряжения в оболочках значительно увеличивает допустимый изгибающий момент и дает возможность сократить расход железобетона. Так как напряженные оболочки обладают большой жесткостью (больверк жесткий), их применение в набережных типа больверк весьма эффективно. Больвер-ки из колонн-оболочек имеют хорошую грунтонепроницаемость лицевой стенки. Вследствие большой жесткости и хорошей грунтонепрони-цаемости лицевой стенки в конструкции отсутствует каменная призма, чем снижается стоимость причального сооружения.
§ 81. ПЕРСПЕКТИВНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ТОНКИХ СТЕНОК
Причальные сооружения типа больверк могут найти применение в будущем при строительстве глубоководных причалов. Намечается, что из конструкций типа больверк наибольшее распространение получат тонкие стенки из металлического шпунта. Для глубин у причалов более 11,5 м в стенках возможна многоярусная анкеровка или же будут предусмотрены различные дополнительные мероприятия, например, забивка шпунта стенки по ломаной линии в плане, устройство разгрузочных плит.
В системе Союзморниипроекта разрабатывают различные конструкции больверков для глубоководных причалов. На рис. 108, а пред-
Рис. 108. Больверки для глубоководных причалов:
а — с двойным анкерным креплением; б — с лицевой стопкой в виде ломаной линии в плане
Рис. 109. Больверк с горизонтальными разгружающими плитами:
1 — шпунт; 2 — железобетонная надстройка; 3 — плиты; 4 — обратная засыпка
235
ставлен больверк из стального шпунта с двойным анкерным закреплением. Возведение лицевой стенки предусмотрено из укрупненных шпунтовых пакетов, собираемых на полигоне. К пакетам крепят продольные распределительные пояса в двух уровнях. В двух шпунтинах каждого пакета делают отверстия для пропуска и закрепления анкерных тяг. После погружения пакета забивают отдельные шпунтины, которые выполняют роль уплотняющего устройства между пакетами.
В приведенной на рис. 108, б конструкции больверка металлический шпунт лицевой стенки погружен по ломаной линии в плане. Момент сопротивления такой стенки значительно больше, чем плоской. Вследствие высокой сопротивляемости криволинейная стенка способна воспринимать большие нагрузки.
На рис. 109 представлена конструкция больверка с использованием разгружающих плит. Плиты уложены горизонтально на разных уровнях. Такое положение плит позволяет значительно снизить давление грунта и изгибающие моменты стенки.
Глава XVIII
РАСЧЕТ ТОНКОЙ СТЕНКИ ИЗ МЕТАЛЛИЧЕСКОГО ШПУНТА
§ 82. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ
При расчете тонких стенок также, как и при расчете гравитационных стен, рассматриваются сдвигающие и удерживающие силы. К сдвигающим относятся силы активного давления грунта £а с учетом швартовной и эксплуатационных нагрузок, а также гидростатического давления воды (если имеется скопление грунтовых вод за стенкой). Удерживающими силами являются силы пассивного сопротивления грунта Еп, действующие на погруженную в грунт часть тонкой стенки. В отличие от гравитационных стен, устойчивость которых обеспечивается силами трения, вызванными собственной массой сооружения и силами сдвига.
Напряженное состояние и характер работы тонкой стенки меняется не только от величины сдвигающих сил, но и от наличия и количества анкеров, прикрепленных к лицевой стенке на одном или на нескольких разных уровнях.
В расчетном отношении безанкерная тонкая подпорная стенка представляет собой статически определимую защемленную балку (консоль), находящуюся в равновесии за счет уравновешенности сил активного и пассивного давлений грунта.
Характер работы одноанкерной тонкой стенки с некоторыми допущениями можно представить, как работу статически определимой балки, свободно опираемой в месте прикрепления анкера и в точке приложения равнодействующей пассивного сопротивления грунта (как балка па двух опорах).
Работу двуханкерной (и треханкерной) тонкой стенки с анкерами, прикрепленными на разных уровнях, можно представить, как работу 236
Рис. 110. Характер работы заанкеро-ванпой тонкой стенки в зависимости от глубины ее погружения в грунт: а — схема Блюма-Ломейера; б — схема Якоби
статически неопределимой многопролетной балки на упругосме-щающихся опорах.
Схема работы и напряженное состояние заанкерованной тонкой стенки в одном уровне зависит от глубины ее погружения Z(pnc. ПО). Возможны две основные расчетные схемы. Первая Блюма-Ломейера на оптимальную (экономически выгодную) глубину погружения /опт, при этом в стенке возникают оптимальные изгибающие моменты А^опт (рис. ПО, а}. Вторая Э. К. Якоби на минимальную глубину погружения min Z, при этом в стен
ке возникают максимальные изгибающие моменты max М. (рис. 110, б) •
По первой схеме рассчитывают гибкие стенки, к которым относятся больверки из металлического и железобетонного прямоугольного шпунта; по второй — жесткие стенки, к которым относятся больверки из шпунта таврового сечения и колонн-оболочек, т. е. больверки из элементов повышенной жесткости. (Критерий жесткости рассматривается в расчете жестких тонких стенок.)
Элементы стенки жесткого больверка выдерживают относительно большие изгибающие моменты, поэтому заглубляют их в грунт на минимально возможную глубину, при которой обеспечивается устойчивость сооружения. Деформация стенки, погруженной на минимальную глубину, аналогична деформации балки на двух опорах, загруженной силой £а (см. рис. НО, б). При этом вся заглубленная в основание часть стенки смещается в сторону от засыпки. Эпюра изгибающих моментов имеет один знак.
При более глубоком погружении стенки в грунт усилия в ней перераспределяются. В заглубленной в основание части стенки возникает перегиб, эпюра изгибающих моментов меняет знак, основание стенки смещается в сторону засыпки, вызывая обратный отпор грунта Е^. В этом случае деформация стенки аналогична деформации балки на двух опорах с консолью при загруженном пролете силами Еа и загруженной консоли силами Д' (см. рис. ПО, а).
। Силы обратного отпора грунта Е'п в расчетах сосредоточивают и прикладывают к основанию стенки, т. е. в месте максимальной их интенсивности.
Расчет тонкой стенки можно произвести аналогическим или графоаналитическим способом. Расчет сводится к построению эпюры активного давления грунта с учетом эксплуатационных нагрузок и разгружающих устройств, построению эпюры пассивного сопротивления грунта и их сравнению между собой.
Наиболее точные методы расчета всех типов больверков учитывают характер и величину деформации элементов сооружения и его основания, криволинейность поверхности обрушения и выпора грунта, а также 237
учитывают силы трения в момент предельных состояний сооружения.
Наиболее простой и надежный метод расчета является расчет боль-верка графоаналитическим методом (расчет по методу Блюма-Ломейе-ра), но следует помнить, что он дает несколько завышенные результаты сил и моментов.
Расчетные данные. Для выполнения расчета необходимы следующие данные:
Яс — глубина воды у сооружения, м;
Лк — возвышение кордона над условным нулевым горизонтом воды, м;
9п> 9т — категория нагрузок в прикордонной, переходной и тыловой зонах по схеме (см. рис. 44), кН/м2;
Р1{ — давление на колесо крана, кН (задается также тип крана или схема крановой нагрузки);
— объемный вес камня над водой, кН/м3;
Тк. в— объемный вес камня под водой, кН/м3;
<Рк = 45° — угол внутреннего трения в каменной наброске;
hi hj+i — мощность слоев грунтов основания ниже отметки дна, м; ср?, cpf-1-i — углы внутреннего трения соответствующего слоя грунтов основания;
—удельное сцепление соответствующего слоя грунтов основания, кН/м2;
уг-,уг-+1... — объемный вес соответствующего слоя грунтов основания, кН/м3;
Lg — наибольшая длина судна, м;
Тс, Тс — осадка судна в полном грузу и порожнем, м;
IFC — водоизмещение судна в полном грузу, т.
Принимаем для грунтов обратной засыпки:
Фп — угол внутреннего трения песка (от 26 до 30°);
Тп'— объемный вес песка над водой, кН/м3;
Тп. в — объемный вес песка под водой, кН/м3 [принимаем по таблице или вычисляем по формуле (175)].
Расчетом требуется определить:
оптимальную глубину погружения шпунта /Опт, м;
оптимальные значения изгибающих моментов в пролете 7ИОпт и в заделке анкера А43, а также максимальные значения перерезывающих сил Qa;
по значениям /ИОпт и Qa подобрать сечение шпунта;
реакцию в анкере 7?а, кН;
по реакции в анкере 7?а определить диаметр анкерной тяги Z)a, м;
по реакции в анкере 7?а произвести расчёт устойчивости и прочности анкерной опоры;
определить расстояние установки анкерной опоры La от линии кордона.
Расчет производим графоаналитическим методом строго в масштабе длин и сил на миллиметровой бумаге.
238
§ 83. РАСЧЕТ ЛИЦЕВОЙ ШПУНТОВОЙ СТЕНКИ
В качестве примера рассмотрим конструкцию больверка с каменной разгружающей призмой.
Построение расчетной схемы. Вычерчиваем расчетную схему произвольной глубины погружения шпунта t' (примерно t' = Нс) с указанием всех высот hi (характерных отметок) с нанесением схем нагрузок qi и швартовной нагрузки Еш (рис. 111, а). Расчетная плоскость принимается как средняя линия шпунта.
Определение швартовной нагрузки. Горизонтальную составляющую швартовного усилия на тумбу NT определяем по формуле (183) и распределяем на длину тумбового массива по фронту сооружения,
£ш = т?’ {313)
где LT — длина полосы распределения швартовного усилия вдоль причального фронта, м.
Величина Еш прибавляется к величине реакции в анкере 7?а.
Определение эквивалентной крановой нагрузки. Принимаем схему двух сближенных кранов (см. рис. 63). Длину распределения эквивалентной нагрузки определяем по формуле (258), а равномерно распределенную эквивалентную крановой qd определяем по формуле (259).
Вычисление ординат эпюры давления грунта. При построении эпюры активного давления грунта можно принять угол трения о поверхность шпунта б = 0. В этом случае угол наклона плоскости обрушения к вертикали равен Р= 45° — 0,5 qy, коэффициент активного давления грунта == tg2 (45°—0,5 <pf), а интенсивность давления грунта оу i = yih^i (см. пример 1 в гл. XI).
Давление на тыловую грань шпунта (см. рис. НО) слагается из четырех слоев грунта, поэтому определяем четыре угла плоскостей обрушения: в песке (Зп, в камне рк, в первом слое грунта основания [Зг и во втором слое [32, подставляя соответствующие значения ср.
Зоны влияния скачкообразного приложения эксплуатационной нагрузки определяем пересечением плоскостей обрушения, проведенных с начала и конца скачков под соответствующими углами |3; до пересечения с расчетной плоскостью и определяем отметки I q^ II qQ, qn, а также отметку начала пригрузки каменной призмы К', как показано на рис. 111, б. Для дальнейшего расчета удобно ординаты эпюры от давления грунта сгг1 определить на каждой характерной отметке:
Пов аг = 0;
iq0 <\i = ?п hi
0.0 о,2 = Yn (/*i + /г2)
0,0 о;2 = Тп(/г1 + /г2К’>
//<7Э оггз = [7п(/г1 + ^) + Тк.в/чНк;
К ~ <Л’3 Vk.B ^4
Дно ог5 = (Уг4 + ук.в/г5Хк;
Дно o^5 = (yah + yK.BH)'k1;
239
Рис. 111. Расчет тонкой стенки а — расчетная схема; б — эпюра от давления грунта и пригрузки каменной призмы; в — сцепления; 0 — суммарная эпюра активного давления грунта; е — определение расстояния эпюра активного и пассивного давлений грунта; к — эпюра
1 Огб = (тпл+тк.в^+
Яп °г7 ~ ° Гб + Та ^7
/7ZZZ or8 = or7 + v2/i8X2
На рис. 111, б эпюра построена в предположении, что срп < Фк; Фк > Ф1 и < <р2.
Вычисление ординат эпюры от пригрузки каменной призмы. Определение ординат дополнительного давления от пригрузки песком каменной призмы за счет неполного ее простирания До^ производим по формулам (250) и (251) (см. рис. 60):
[(^о4~Тп^) (^п—^к) Sq
Д/г
До2
___(ffp-'F Тп Тд.в *^о) (\и ^к) So
~ Д/г
[7о + Тп/*+О>5Тк,в (Я+Sq)] (Хп-%к) (Я-5о) *-----------------------------------------
Если каменная призма отсутствует, то эпюра упрощается. 240
из металлического шпунта:
эпюра от действия нагрузок qt; г — эпюра уменьшения активного давления грунта от сил установки анкерной плиты; о/с— многоугольник сил; з — веревочная кривая; и — суммарная увеличения пассивного давления грунта от сил сцепления
Вычисление ординат эпюры от воздействия эксплуатационной нагрузки. Ординаты от эксплуатационной нагрузки cqi, кН/м2 определяем по формуле (211) на отметках:
П од1-0,570Хп;
I дэ ®дэ 7э
О, О (5qQ —
” 7о \к>
Дно crg3
I
Qu ®дп ~ Qn^2'
На рис. 111, в эпюра от действия qt построена с учетом вышеуказанных значений <pz.
Вычисление ординат эпюры от влияния сил сцепления. В первом и во втором слоях грунта основания задано удельное сцепление с Ф 0. Силы сцепления уменьшают величину активного давления грунта. Ординаты эпюры oacj определяем по формуле (252):
Д«0 Оас1=—2С1 tg^45°--^-P
I <тас2= — 2са tg (45°—.
На рис. 111, г эпюра построена в предположении, что q -С с2.
241
Вычисление ординат суммарной эпюры активного давления грунта. Суммарную эпюру строим, складывая ординаты всех эпюр активного давления по всем характерным отметкам с учетом их знака. На каждой отметке складываем ординаты, лежащие несколько выше отметки, а затем несколько ниже той же отметки. На рис. 111,5 суммарная эпюра получена сложением эпюры б с эпюрой в и вычитанием эпюры г.
Вычисление ординат эпюры пассивного сопротивления грунта. Пассивное сопротивление грунта начинает действовать с отметки дна до отметки погружения шпунта ПШ. Пассивное сопротивление грунта находится в прямой зависимости от объемного веса и угла внутреннего трения грунта. Поэтому на отметках, где ординаты эпюры активного давления изменяются в сторону уменьшения, ординаты пассивного сопротивления будут изменяться в сторону увеличения и наоборот.
Угол трения грунта по расчетной плоскости в призме выпора принимаем равным ср, = ф; при расчете по методу В. В. Соколовского и С. С. Голушкевича, но не более 30°, а при расчете по теории Кулона принимаем 8^ = 0,75 ф^. Коэффициент пассивного сопротивления Хп принимаем по табл. 3 прил.
Вычисление ординат а11х производим по формуле (268) на отметках:
Д«о сгпж = 0;
Дно—1м апя = уДпж1;
I <Дх1 = Т1МпЛ-1
I °ПХ1 = 71 ^6 ^пх2<
Чп °пх2 = (Т1 “'г ?2 ^пх2>
ЯД/ 0^3 = 17 A + ?2(МА)] %пж2.
Построение эпюры пассивного сопротивления грунта показано на рис. 111 , и пунктиром.
Учет сил сцепления. Силы сцепления увеличивают пассивный отпор грунта. Ординаты эпюры определяем по формуле (270). Коэффициент пассивного сопротивления грунта от сил сцепления определяем по формуле (271) или по табл. 5 прил. Эпюру строим в предположении, что структура грунтов на поверхности дна акватории нарушена землечерпанием до глубины 1 м, поэтому ординаты эпюры возрастают от нуля до значения ап. С1 на глубине 1 м (рис. 111, к).
Дно— 1мап. С1 =
I ^П.сг ~ ^2^110 2 •
Вычисление ординат общей суммарной эпюры. Складывая суммарную эпюру активного давления с эпюрой пассивного сопротивления грунта и эпюрой сил сцепления, получаем общую суммарную эпюру. Если удерживающие пассивные силы считать положительными, то ординаты общей суммарной эпюры oni получаем вычитанием из суммы ординат пассивных сил сумму ординаты активных сил на отметках:
Дно оп=—05;
Дно— 1м СГп = ОПх+ °П.С1 —А,
242
I °П1--- °n.Cl ^6’
/ (Уп1 =С'Пл1Т^п.с2 ^6>
Qn ^iiL ~ ^n.v2 “Г ^и.с2 ^7?
7п сгп2 = апл.2 + ап.с2-—ст7;
ПШ ап3 = сгпл.3 + а1ъс2 — о8.
Величины ординат показаны на рис. 111, и.
Построение многоугольника сил. Суммарную эпюру разбиваем горизонтальными плоскостями на полосы примерно одной высоты 1—2 м (чем меньше высота полос, тем точнее расчет). Вычисляем величину площади каждой полосы и прикладываем в центре тяжести в виде сосредоточенных сил /, 2, 3 и т. д., учитывая направление их действия (см. рис. 111, и). Затем строим многоугольник сил (см. рис. 111, ж). Вначале на прямой откладываем в масштабе силы активного давления, а затем, сместив прямую на произвольную величину а, откладываем силы пассивного сопротивления в противоположном направлении. Для обеспечения запасом устойчивости сумма удерживающих (пассивных) сил должна быть больше суммы активных сил давления примерно па 20—30%.
Построение веревочной кривой. В произвольном месте над или под многоугольником сил выбираем полюс на расстоянии т] от ’прямой активных сил (см. рис. 111, ж). Величину полюсного 'расстояния 1] принимаем так, чтобы удобно было переносить из масштаба в натуру (т. е. целое число сантиметров на чертеже). Полюс Ог соединяем лучами с началом и концом каждой силы активного давления, затем смещаем его по вертикали в точку О2 на принятую величину а и соединяем новый полюс О2 лучами с началом и концом сил пассивного сопротивления. Все силы и лучи последовательно нумеруем. Первый луч удобно обозначить нулевым. Тогда луч 1 соединит конец первой силы, луч 2 — конец второй и т. д.
Следует помнить, что луч, соединяющий конец последней активной силы с полюсом Ох, и луч, соединяющий начало первой пассивной силы с полюсом О2, — это один и тот же луч и обозначать их следует одним п тем же номером (они параллельны). Этот луч раздвоился потому, что мы искусственно раздвоили силы и полюс для удобства выполнения графической работы. При построении веревочной кривой раздвоенный луч проводится один раз, пересекая последнюю силу активного давления (параллельных лучей быть пе может, так как все лучи исходят из одной точки).
Веревочную кривую строим последовательно, проводя прямые, параллельные лучам. Прямая, параллельная нулевому лучу, пересекает линию действия первой силы; прямая, параллельная первому лучу, проходит от первой силы ко второй и т. д. Удобно прямые веревочного многоугольника также нумеровать (рис. 111, з).
Если полюс взят над силовым многоугольником, то веревочная кривая направлена выпуклостями в сторону действия сил, а если полюс взят под силовым многоугольником, то кривая изогнется вогнутостью в сторону действия сил. Чем больше полюсное расстояние т], тем поло-243
же кривая, т. е. крутизна кривой зависит от полюсного расстояния при одном и том же масштабе.
Веревочная кривая представляет собой линию изгибающих моментов в шпунте. Чтобы получилась эпюра изгибающих моментов, нужно провести ось эпюры. Ось эпюры называется замыкающей веревочного многоугольника. Замыкающую необходимо провести так, чтобы максимальные изгибающие моменты в верхней (над землей) и в нижней частях шпунта (под землей) были бы равны между собой, т. е. чтобы ордината эпюры шах xt = шах х2 х3. В этом случае шпунт будет нагружен равномерно, но проводить замыкающую нужно так, чтобы она проходила через точку пересечения линии отметки крепления анкерной тяги в шпунте с нулевым лучом и чтобы сохранялось условие шах = max х2 х3.
Для определения глубины погружения шпунта t необходимо, чтобы было выполнено еще одно условие: замыкающая, последний луч (линия веревочной кривой параллельная последнему лучу) и линия отметки погружения шпунта должны пересекаться в одной точке. Это условие при первом расчете, как правило, не выполняется потому, что погружение шпунта в грунт принималось произвольным. Рядом последовательных приближений, заглубляя или, наоборот, поднимая шпунт вверх и корректируя последние силы и лучи, необходимо добиться того, чтобы замыкающая, последний луч и линия действия силы £р пересекались в одной точке. Тогда отметка точки их пересечения будет отметкой погружения шпунта, т. е. укажет величину погружения шпунта /0 (рис. 111, е) без учета дополнительной глубины защемления шпунта АЛ
Определение реакции в анкере. Из полюса Ог многоугольника сил проводим прямую О±А (см. рис. 111, ж), параллельную замыкающей. Прямая OjA отсечет на линии действия активных сил величину реакции в анкере 7?д, приходящуюся на 1 м сооружения по фронту.
Значение усилия в анкерной тяге и в элементах ее крепления определяем по формуле
Ra = ^а^А&а. (314)
где/га — коэффициент, учитывающий перераспределение давления на стену и неравномерность натяжения анкерных тяг; ka = 1,3 для стенок с предварительным натяжением анкеров, ka = = 1.5 для стенок без предварительного натяжения анкеров, ka = 1,25 для расчета крепления анкерных тяг;
— реакция в анкере по силовому многоугольнику из графоаналитического расчета лицевой стены, кН/м;
Ьа — шаг анкерных тяг, м.
Усилие в анкерных тягах против тумбового массива на длине полосы распределения швартовного усилия вдоль причального фронта увеличивается за счет прибавления швартовного усилия Еш, вычисленного по формуле (313). Реакцию в анкерах тумбовых массивов определяем по формуле
R&. т = &а (Ra 4" ^ш) (315)
244
Диаметр анкерных тяг определяем аналогично расчету уголковой стенки с внешней анкеровкой на усилия 7?а и 7?а.т .
Определение глубины погружения шпунта. Глубину погружения шпунта гибких больверков в предположении полного защемления шпунта в грунте определяем из условия
U = io + (316)
где tQ — глубина погружения шпунта из графоаналитического расчета, м;
At — дополнительная глубина погружения на защемление, которая при расчете по методу криволинейных поверхностей скольжения определяется по формуле
2 [(qt + S уi hi) кп + Clc - yi t0 Ха + 2с tg (45° - 0,5<р)] ’
где Еп— равнодействующая обратного отпора по силовому многоугольнику из графоаналитического расчета, отсекаемая прямой Ог Д, параллельной замыкающей на линии сил отпора (см. рис. 111, ж)\
qi — временная эксплуатационная нагрузка на территории причала, давление от которой передается по плоскости обрушения в сечение на глубине /0, кН/м* 2;
— давление грунта отпора на глубине /0, кН/м2;
Хп — коэффициент пассивного сопротивления в обратном отпоре в сечении на глубине /0 (значения приведены в приложении на стр. 405);
Хс — коэффициент пассивного давления от сил сцепления, принимаемый по формуле (271) или по табл. 5 прил.
При расчете по методу Кулона дополнительная глубина погружения определяется по формуле
Af —- --------------------------------------------------- (318)
2 I (7/+ Sy; Шп + 2 Н g (45° + 0,5 <р) - Ха + 2с tg (45° - 0,5<р) ]
где Хп— коэффициент пассивного сопротивления грунта, принимаемый по формуле (267).
Для прикидочных расчетов можно принять At = 0,2 /0.
Определение изгибающего момента в пролете. Эпюра изгибающих моментов (веревочная кривая) показывает направление и относительную величину внутренних усилий (направленных против действия внешних сил), вызванных активным давлением и силами сопротивления грунта.
Величина изгибающего момента равна произведению величины максимальной ординаты на полюсное расстояние:
/Иопт = max х^ (319)
Величину ординаты шах х и полюсное расстояние ц снимаем по рис. 111, з и 111, ж (% в линейном масштабе, т] в масштабе сил), переводя из масштаба в натуру.
245
Значение изгибающего момента в пролете шпунта, действующего не на 1 м сооружения по фронту, а на один элемент (одну шпунтину) определяем по формуле
Мш = А), (320)
kc
где b—ширина шпунтины, м;
А — зазор между шпунтипами, м;
kc — коэффициент, учитывающий снижение давления грунта на шпунтовую стенку за счет ее деформации и перемещения. Значение /?с принимаем по табл. 36 в зависимости от отношения высоты сечения шпунта к длине условного пролета:
/пр = НС + hi + 0,667 /0,
где.Яс + Ла — высота от точки крепления анкера до отметки дна, м; tQ — глубина погружения шпунта из графоаналитического расчета.
Таблица 36
Значение коэффициента снижения давления грунта за счет деформации стенки /гс
Засыпка за стену
Значение /?с при
/1шЛпр^0,04
°’04<WZnp<0’10
Песок
Камень
1,35
1,50
1,20
1,35
1,0
1,0
Определение изгибающего момента в заделке анкера. Значение изгибающего момента в точке крепления анкерной тяги в шпунте, действующего на 1 м сооружения по фронту, определяем по формуле
мз = ЛзЛ, (321)
гдех3—ордината эпюры изгибающих моментов (веревочной кривой) на отметке крепления анкерной тяги в шпунте, определяемая по рис. 111, з—в в линейном масштабе, переведенном в натуру; т) — полюсное расстояние в масштабе сил, переведенном в натуру.
Изгибающий момент, приходящийся на один элемент стены (одну шпунтину) в заделке анкера равен:
/Иа - 7И3 (6 + А). (322)
Изгибающий момент в точке крепления анкера не должен превосходить момента в пролете /Иа (или 7Иа М3 на 1 м стены).
Определение поперечной силы в точке крепления анкера. Поперечную силу в точке крепления анкера Qa, приходящуюся на 1 м сооружения по фронту, определяем по формуле
Qa- 7?а-2оь (323)
где 7?а — анкерная реакция по силовому многоугольнику из графоаналитического расчета, кН/м;
Soy — величина наданкерной нагрузки активного давления грунта, кН/м.
246
Поперечную силу, приходящуюся на один элемент стенки (одну шпунтину), определяем по формуле
Qm - Qa (b + Д)е (324)
Подбор типа шпунта производим по моменту сопротивления W
W = -^2, или = (325)
[а] Лс[а]
где Мш, А40пт— изгибающие моменты одной шпунтины или 1 м стены, определяемые по формулам (319) и (320), кНм;
[о] — допускаемое напряжение материала шпунта, определяемое по таблице [28], кН/м2.
Вычисленное значение момента сопротивления W сравниваем с табличным и принимаем тот тип шпунта, у которого момент сопротивления равен или несколько больше вычисленного.
Определение расстояния установки анкерной плиты. Из точки В пересечения прямой на уровне ординаты шах х2 с расчетной плоскостью (рис. 111, е) проводим плоскость обрушения под углами [3; до пересечения с поверхностью причала в точке С.
Последующий расчет установки, устойчивости и прочности анкерной плиты производим аналогично расчету анкерного устройства причала уголкового типа с внешней анкеровкой.
§ 84. РАСЧЕТ АНКЕРНЫХ ОПОР
Расчет анкерной опоры из плит приведен в гл. XV.
Расчет анкерных опор из вертикальных свай, образующих сплошную гибкую стенку, можно произвести с достаточной точностью графоаналитическим методом.
Расчетная схема (рис. 112, а, б, в, а). Эксплуатационную нагрузку qt располагаем за анкерной стеной на призме обрушения (см. рис. 112,в). Величиной погружения свай tG задаемся произвольно. На уровне крепления анкера на глубине Аа прикладываем анкерное усилие 7?а, равное:
R'a = Ма> (326)
где/гу—коэффициент запаса устойчивости, принимаемый для основного сочетания нагрузок I, II и III классов капитальности соответственно 1,55; 1,50; 1,45;
7?а — принимаем из графоаналитического расчета лицевой стены, кН/м.
Против тумбового массива, на длине полосы распределения швартовного усилия вдоль причального фронта реакция в анкере увеличивается на величину Еш.
7?а. т = £у (Яд + ^ш). (327)
Еш определяем по формуле (313).
Определение ординат эпюры активного давления. В призме распора угол трения грунта о поверхность стены принимаем 6 = 0, угол обру-
247
Рис. 112. Расчет анкерной шпунтовой стенки
шения = 45°— 0,5 ср, коэффициент распора = tg2|3^. Горизонтальная составляющая давления от действия эксплуатационной нагрузки начинает оказывать влияние с отметки головы сваи (на рис. 112 грунт принят однородным) Ot определяем на отметках:
ГС оа1 = (fli + уД) X;
0, 0 оа2 = Iqt + уг (Лх + Л2)] X;
ПС оа3 = {qt + уг (hr + h2) + уг. в h3] к
Определение ординат эпюры пассивного давления. В призме выпора угол трения грунта о поверхность стены принимаем 6^ = cpf. Коэффициент пассивного сопротивления грунта Хп принимаем по таблице 248
при значении 6 = 0,333 фг. Вычисление ординат эпюры производим по формуле (268) на отметках:
3, О ^ПРС2 “ Yr (^1 ^2) ^п>
/7С (УпхЗ [?г (^1 Н- ^2) Тг. в ^3-1 ^п-
На рис. 112, б построение эпюры показано штриховой линией.
Определение ординат суммарной эпюры на отметках:
ГС (Уп1 = СГцл:1 ^аГ, Oft Оп2 — О'Пх2 О'аг» ПС o' п з — о п х з о а з.
Построение многоугольника сил. Разбиваем суммарную эпюру на ряд полос примерно одинаковой высоты, определяем их площади и величины площадей прикладываем в центр тяжести полос в виде векторов С 2, 3 и т. д. (см. рис. 112, б).
На многоугольнике сил откладываем величины реакций 7?л или т, определенные по формулам (326) или (327), а в противоположном направлении откладываем в том же масштабе силы пассивного сопротивления /, 2, 3 и т. д. (см. рис. 112, г).
Полюс О выбираем на вертикали, проходящей через начало реакции Ra при произвольном полюсном расстоянии т].
Построение веревочной кривой. Проводим прямые, параллельные лучам 0, /, 2, 3 и т. д. до пересечения с линиями действия сил /, 2, 3 и т. д. (см. рис. 112, а). Замыкающую АВ проводим вертикально через точку А пересечения линии действия реакции R'A и нулевого луча веревочной кривой. Замыкающая проходит вертикально потому, что полюс взят на вертикали, проходящей через начало активной силы R'A.
Точка В — пересечения замыкающей с веревочной кривой указывает глубину погружения свай (или шпунта) /с, т. е. отметку погружения свай ПС. Положение точки В находится методом последовательного приближения.
Определение полной высоты анкерной стенки. Полную высоту анкерной стенки определяем из условия устойчивости ее по формуле hG = tG + А/, (328)
где tc — глубина погружения из графоаналитического расчета, включая незаанкерную высоту, м;
А/ — дополнительный запас на защемление, определяемый при расчете по методу криволинейных поверхностей выпора по формуле
- XaX7z/iz-4-An.c+2ctg(45°- 0.5 дЩ]’
где Еп — равнодействующая обратного отпора по силовому многоугольнику (см. рис. 112, в), кН/м;
п 0,8 — коэффициент безопасности;
qt— эксплуатационная нагрузка (см. рис. 112, а), кН/м2;
— нагрузка от грунта на глубине Zc, кН/м2;
249
Хп — коэффициент пассивного сопротивления грунта в обратном отпоре (см. приложение на стр. 405);
Ха = tg2 (45° — 0,5ср) — коэффициент распора;
с — удельное сцепление грунта, если грунт ненарушенной структуры, кН/м2;
с— коэффициент пассивного сопротивления от сил сцепления, принимаемый по табл. 5 прил.
При расчете по методу Кулона дополнительный запас на защемление определяется по формуле
Д/ = --------------------------ЁП--------------------------,
2п [(?; + 2 Yi hi) %п+2с tg (45° + 0,5 2?; Л; + 2с tg (45° - 0,5 срг)1
(330) где Хп— коэффициент пассивного давления грунта (отпора), принимаемый по формуле (267).
Определение внутренних усилий. Изгибающие моменты в пролете и заделке анкера определяем по ординатам веревочной кривой и полюсному расстоянию по формулам (319) — (322), принимая kG = 1, а шах х— по рисунку (между кривой и замыкающей II).
Поперечную силу в заделке анкера определяем по формулам (323) и (324). Против тумбового массива учитываем швартовную нагрузку.
По величине внутренних усилий подбираем сечение и арматуру свай или номер профиля металлического шпунта.
Определение расстояния установки анкерной стенки. Расстояние между лицевой и анкерной стенками определяем из условия пересечения плоскостей обрушения ВС и выпора DC в точке С на поверхности кордона (см. рис. 111, е) аналогично расчету установки анкерной плиты. Отметка точки В находится на уровне касания замыкающей с веревочной кривой. Плоскость выпора DC проводим из точки D анкерной стенки, расположенной на глубине tc (т. е. выше подошвы на величину дополнительного защемления Л/с). При однородном грунте расстояние между лицевой и анкерной стенками La определяем по формуле
Aa = /7'tg (^45°-+ К tg (45° + y)’ (331)
где Н'— высота от поверхности кордона до отметки расположения ординаты шах х (см. рис. 111, е) лицевой стенки, м;
he — высота от поверхности кордона до отметки погружения свай анкерной стенки выше подошвы на Д/с: Лс' = + h2 + h3
(см. рис. 112, в).
В случае стесненности территории или по технико-экономическим показателям расстояние установки анкерной стенки La можно уменьшить, но тогда необходимо сделать проверку анкерующей способности массива грунта на общий сдвиг по плоскости аналогично проверке устойчивости больверков из элементов повышенной жесткости.
Расчет анкерных козловых опор. Реакцию в анкере, приходящуюся на одну козловую опору, определяем по формуле (314), а против 250
тумбовых массивов — по формуле (315). Анкерное усилие 7?а раскладывается на усилие в сжатой свае Ас и усилие в растянутой свае /\гр (рис. ИЗ, а). Величину усилий проще определить графическим методом, построив многоугольник сил (рис. 113, б).
Откладываем величину Аа в масштабе; с начала силы /?а проводим прямую, параллельную сжатой свае под углом ссс, с конца /?а— параллельную растянутой под углом к вертикали. Переводя из масштаба в натуру, получим усилия /Vc и Ар. По величине Nc определяем глубину погружения сжатых свай,
Расчет поясов жесткости. Расчет поясов жесткости лицевой и анкерной стенок производится как многопролетной балки с расстоянием между опорами, равными шагу анкерных тяг /а от равномерно распределенной нагрузки 9Э, эквивалентной реакциям в анкере 7?а,
za
а) £ г®
Рис.
усилий В КОЗ’
113. Определение ловых анкерных сваях
по величине ЛАР — растянутых.
Глава XIX
РАСЧЕТ ТОНКИХ СТЕНОК ДРУГИХ ТИПОВ
§ 85. РАСЧЕТ ГИБКИХ ТОНКИХ СТЕНОК ИЗ 'ЖЕЛЕЗОБЕТОННОГО ШПУНТА
Тонкая стенка из железобетонного шпунта прямоугольного сечения считается гибкой, если Ас/Дпт 0,06, где hc — толщина стенки, м (толщина шпунта); /опт—глубина погружения стенки в грунт при условии полного ее защемления, м.
Расчет гибкого больверка из железобетонного шпунта производится по схеме Блюма-Ломейера так же, как и расчет больверка из металлического шпунта, рассмотренный выше.
Основная особенность состоит в том, что за расчетную плоскость принимается тыловая грань стенки, а по изгибающим моментам 7И0ПТ и перерезывающим силам Qni подбирается сечение и арматура шпунта, а не номер профиля, как при расчете стенки из металлического шпунта.
§ 86. РАСЧЕТ БЕЗАНКЕРНЫХ ТОНКИХ СТЕНОК
Тонкая стейка без анкеров работает как консоль, защемленная в грунте, поэтому в стенке возникают большие изгибающие моменты, следовательно, ее элементы должны быть повышенной жесткости.
251
Метод и последовательность расчета аналогичны расчету металлического больверка с анкером. Также строятся эпюры активных и пассивных сил, затем суммарная эпюра с учетом эксплуатационных нагрузок, разгружающих устройств и сил сцепления.
Особенность расчета безанкерной стенки заключается в том, что полюс Ох многоугольника сил выбираем на вертикали, проходящей через начало активных сил. В этом случае замыкающая будет вертикальна, сливаясь с нулевым лучом.
Рядом последовательных приближений добиваемся соблюдения условия, чтобы замыкающая, последний луч и линия действия силы Е'п пересекались в одной точке М. (Горизонтальная сила реакции отпора £р прикладывается на отметке погружения шпунта.) Условие пересечения трех прямых в одной точке укажет расчетную глубину погружения стенки tQ. Полная глубина t = t0 + ДА
Д/ = Б;[2 7(%п—ML (332)
_ i
где q = + Qi — вертикальная нагрузка на уровне приложения
1 силы £п, кН/м2,
Для прикидочных расчетов можно принять А/ = 0,1 /0.
Изгибающий момент равен шах М = max лщ.
Схема расчета приведена на рис. 114.
§ 87. РАСЧЕТ ЖЕСТКИХ ТОНКИХ СТЕНОК
Определение жесткости больверка. Больверк считают жестким, если -^->0,06. Если ^0,06, то больверк относят к гибким, где ?опт *опт
АПр — высота приведенного железобетонного прямоугольного сечения стены, м; /опт — глубина погружения, рассчитанная в предположении полного защемления стены по формуле (316).
Для прямоугольного железобетонного шпунта высота приведенного сечения стены равна действительной высоте шпунта Лпр = Аш. Для 252
шпунта другого профиля из бетона марки 300—400 высоту приведенного сечения определяем по формуле
i 3 12/ /9QQ4
где I — момент инерции поперечного сечения элемента стенки, м4; b — размер элемента стенки в направлении линии кордона, м, для оболочек b = D (D — наружный диаметр оболочки); для таврового шпунта b = Ьп (Ьп— ширина полки);
А — зазор между железобетонными элементами стенки.
Особенность графоаналитического расчета жесткого больверка. За расчетную плоскость восприятия распорного давления для боль-верков из труб и колонн-оболочек диаметром D принимаем плоскость АВ, отстоящую на расстоянии 0,25 D от тыловой грани в сторону кордона (рис. 115, а). Для больверков из шпунта таврового сечения расчетная плоскость проводится через центры тяжести тавровых сечений.
Построение эпюры активных и пассивных сил производим в соответствии с рекомендациями по расчету гибкого больверка, учитывая отсутствие каменной призмы. Построение силового и веревочного многоугольников также аналогично предыдущему (рис. 115, б~ и).
Особенность расчета жесткого больверка заключается в проведении замыкающей веревочного многоугольника. Замыкающую проводим через точку пересечения линии анкера с нулевым лучом, как касательную к точке перегиба веревочной кривой в грунте основания (рис. 115, и). Точка касания замыкающей с кривой укажет положение отметки /0, т. е. величину погружения стенки t0 без учета дополнительного защемления /д (на рис. 111,а замыкающая показана пунктиром).
Расчет жестких больверков производим из условия неполного защемления стены в грунте при минимальной глубине погружения min t. В этом случае возникает максимальный изгибающий момент, значительно превышающий моменты, возникающие в гибкой стенке. Увеличение момента в жесткой стенке происходит за счет уменьшения глубины ее погружения. В гибкой стенке внутренние усилия перераспределяются за счет деформации более длинной нижней части стены и возникает две ординаты эпюры шах %! и шах х2, а в жесткой стенке — только одна шах %, но значительно большая.
В гибких больверках при погружении шпунта на оптимальную глубину /опт не возникает опасность выпора грунта перед стеной при повороте стены вокруг точки крепления анкера. В жестких больверках, когда расчет производят на минимальную глубину погружения стены min /, такая опасность возникает. Поэтому необходимо проверить устойчивость лицевой стенки в предположении, что анкерное устройство и точка крепления анкера к лицевой стене остаются неподвижными, а вся стена получит перемещение за счет выпора грунта (ниже отметки дна) и поворота стенки вокруг точки крепления анкера.
Проверка устойчивости стенки из элементов повышенной жесткости. Расчетную глубину погружения лицевой стены при частичном защемле-
253
Рис. 115. Схема к расчету больверка из элементов повышенной жесткости: а — расчетная схема; б — эпюра давления грунта; в — эпюра давления от нагрузок; г— эпюра уменьшения активного давления грунта от сил сцепления; д — эпюра пассивного сопротивления грунта; е — эпюра увеличения пассивного давления от сил сцепления; он — суммарная эпюра; з — многоугольник сил; и — веревочная кривая и положение замыкающей
нии или свободном опирании в грунте принимаем из условия устойчивости на поворот вокруг точки крепления анкера по формуле
Му
J^yl»
(334)
где Му — сумма моментов пассивных сил, удерживающих стенку при повороте вокруг точки крепления анкера, кНм;
Л4П — сумма моментов активных сил, поворачивающих стенку вокруг точки крепления анкера, кНм;
[/гу] — допускаемый коэффициент запаса устойчивости, равный соответственно для II, III, IV классов капитальности при основных сочетаниях нагрузок 1,55; 1,50; 1,45.
При определении Л1У и Л4П величину и положение равнодействующих пассивных и активных сил принимаем по раздельном эпюрам давления, а не по суммарным (см. рис. 115, бч— е).
Плечи Zi определяем как расстояния от точки крепления анкера до линии действия соответствующей силы. К удерживающим силам относим и силы сцепления в грунтах основания.
Принимая обозначения рис. 115, формула (334) преобразуется:
Вц1 2nl4-£n2 ^П2~Ь ♦ ♦ • +£пС1 ?ПС1Ч~£пс2 2С2 + • • • -> уj ВГ1 ^1 + ^г2 ^2 + • • •—^acl^acl — ^ас2 ^ас2 У
254
В тех случаях, когда условие (334) не удовлетворяется, следует увеличить глубину погружения стенки. Дополнительную глубину погружения определяем по формуле
д (Щх* — М ht
где Л1д—[/гу] Л4П—7Иу — дополнительный удерживающий момент, необходимый для обеспечения устойчивости стенки, кНм;
оп t и a t — ординаты пассивного и активного давлений грунта на глубине /, на которой не выполнено условие (334), кН/м2;
ht — плечо, равное расстоянию от точки крепления анкера до сечения на глубине /, м;
t— глубина погружения, на которой не выполнено условие (334), м.
Расчет анкерных устройств производим в соответствии с указаниями глав XV и XVIII.
§ 88. ВЛИЯНИЕ СВАЙ НА ВЕЛИЧИНУ ДАВЛЕНИЯ ГРУНТА
( Шпунтовые стены, входящие в состав конструкции свайных набережных, рассчитывают как больверк. Особенность их расчета заключается в построении эпюры активного давления грунта, если сваи расположены за шпунтовой стенкой, и в построении эпюры пассивного давления, если сваи расположены перед шпунтовой стенкой.
В том и другом случаях сваи улучшают условия работы шпунтовой стенки, потому что часть нагрузки воспринимают на себя, оказывая экранирующее действие. Приближенно величину экранирующего действия свай можно определить графическим построением.
За стенкой расположены вертикальные сваи. Вычерчиваем поперечный разрез конструкции и план свайного основания (рис. 116, а). Из точек К и А4 наружного контура свай в плане проводим прямые KN и MN под углом внутреннего трения грунта основания срг к горизонтали или под углом 90° — <рг к плоскости свай.
Грунт, находящийся между шпунтовой стеной и сваями, а также грунт, заключенный в призме KM.N сваями, не экранируется, а передает полностью давление на стену. Грунт, расположенный за пределами призмы KMN, экранируется сваями, т. е. давление грунта воспринимают сваи. Но, так как сваи деформируются от давления экранируемого ими грунта, то часть нагрузки передается (через сваи и грунт перед сваями) шпунтовой стене. Экранирующую плоскость CD поэтому проводим на расстоянии с/3 от плоскости свай.
Из точки С проводим плоскость обрушения СВ под углом рп к вертикали и определяем положение отметки I (высоты экранирующего действия свай). Считаем, что выше отметки I экранирующего влияния сваи не оказывают, поэтому эпюру строим обычным способом, с учетом действия эксплуатационных нагрузок q, характеристик грунтов и
255
Рис. 116. Разгрузочное влияние свай на величину активного давления при расположении свай за шпунтовой стенкой
влияния ростверка. Ниже отметки I сваи оказывают экранирующее действие. Величина давления не изменяется но глубине, оставаясь равной давлению на отметке I от вышележащих нагрузок.
• Если грунты основания ниже отметки I неоднородны, то в месте контакта слоев в эпюре возникнут скачки, зависящие от величины коэффициента активного давления грунта X.
Последующий расчет шпунтовой стенки аналогичен расчету больверка соответствующего типа.
256
За стенкой расположены наклонные сваи. Положение экранирующей плоскости и отметки I высоты экранирующего действия свай находим аналогично случаю вертикальной сваи (рис. 116, б). Выше отметки I эпюру строим обычным способом с учетом эксплуатационных нагрузок 7, характеристик грунтов и влияния ростверка (на рисунке нагрузка qQ не показана с целью упрощения чертежа).
От отметки I до отметки II давление грунта уменьшается от величины, равной давлению на отметке Z (ст3), до нуля. Положение отметки II находим пересечением расчетной плоскости AD' с экранирующей плоскостью C'D'.
За стенкой расположены вертикальные и наклонные сваи. Рассматриваемый случай состоит из суммы двух предыдущих (рис. 116, в). Отметку I находим по рекомендациям первого случая, отметку II — второго случая, а отметка III находится на уровне точки Т — пересечения экранирующей плоскости вертикальных свай CD с экранирующей плоскостью наклонных свай C'D'.
Выше отметки I эпюру строим без учета экранирующего влияния свай, т. е. обычным способом; от отметки I до отметки III давление не изменяется (как в первом случае); от отметки III до отметки II давление уменьшается до нуля (как во втором случае).
Сваи расположены перед стенкой. Сваи, расположенные перед стенкой, увеличивают пассивное сопротивление грунта, которое учитывается приближенно построением эпюры. Эпюра пассивных сил строится не от фактической отметки дна, а от условной, лежащей на откосе грунта основания, принимая условное дно горизонтальным.
Положение отметки условного дна (отметка I рис. 117, а) определяем точкой пересечения экранирующей плоскости с откосом грунта основания. Экранирующую плоскость CD проводим от стены на расстоянии с/3 от плоскости свай и со стороны действия пассивного
Рис. 117. Влияние свай на величину пассивного давления при расположении свай перед шпунтовой стенкой
9 Удовиченко, Яковлев
257
сопротивления грунта. Величину С определяем аналогично первому случаю— по свайному основанию в плане (см. рис. 116, а).
Величину ординаты ап эпюры пассивного сопротивления однородного грунта (рис. 117, б) определяем по формуле (268):
Тг. В h ^П>
где h—высота от отметки условного дна до отметки погружения-шпунта, м.
Если подпричальный откос укреплен каменной отсыпкой, то еле» дует учитывать пригрузку откоса камнем. Отметку II высоты каменной пригрузки hK определяем точкой пересечения экранирующей плоскости С'Ь' с поверхностью каменной отсыпки. Экранирующую плоскость принимаем того ряда свай, плоскость которого пересекает поверхность отсыпки выше других на откосе.
Положение плоскости C'D' определяем по второму случаю (см. рис. 116, б), но со стороны пассивного сопротивления грунта.
Ординаты эпюры пассивного сопротивления грунта с учетом пригрузки откоса камнем (рис. 117, в) определяем по формулам на отметках:'
Тк.в^к^пк»
ПШ о-П2 - (ук. в + уг.в Л) Хп.
Построение эпюры активного давления грунта и последовательность расчета стенки аналогичны расчету больверка соответствующего типа.
Глава XX
КОНСТРУКЦИИ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ НА СВАЙНЫХ ОСНОВАНИЯХ
§ 89. ОБЩИЕ СВЕДЕНИЯ
Причальные сооружения на свайном основании состоят из отдельных заглубленных в грунт опор и верхнего строения.
Опоры (свайное основание) воспринимают нагрузки от верхнего строения и передают их на грунт. Они выполняются в виде свай, ко-лонноболочек или других типов свай (из дерева, металла или железобетона). Глубина погружения опор зависит от грунтов основания и нагрузок на причал.
К сваям относятся опоры, имеющие диаметр до 1 м, к колоннам -— опоры большего диаметра.
Верхнее строение (ростверк) омоноличивает верхние концы опор. В результате получается пространственная рамная система из свайного основания и ростверка. Ростверк воспринимает действующие на причал внешние нагрузки и распределяет их между опорами. В зависимости от конструкции и материала он может быть гибким или жестким. Ростверк выполняется в виде плит, ригелей, балок из железобетона. 258
а) *3,2
Рис. 118. Набережные с передним и задним шпунтами: а — с передним шпунтовым рядом; б — с задним шпунтовым рядом
Основные положения при конструировании свайных причальных сооружений. 1. Передача распора на ростверк не рекомендуется.
2. Расстояние между опорами (сваями, колоннами) в продольных и|поперечных рядах должно быть не менее 5—6 D или 5—6 а, где D — диаметр цилиндрических опор, а — сторона призматических свай.
3. Опоры следует жестко заделывать в ростверк.
4. Заполнение полости трубчатых свай и колонн рекомендуется производить песчаным грунтом.
5. Длину секций причального сооружения следует принимать по расчету в зависимости от температурных воздействий и связей между секциями, но не менее 25 м.
6. Возвышение кордона над расчетным уровнем воды зависит от колебания уровня воды. Для безливных морей принимается 2—2,5 м.
Причальные сооружения на свайном основании подразделяются на два основных типа: сквозные сооружения; набережные стенки.
Сквозные сооружения являются безраспорными. Они либо совсем по испытывают бокового давления грунта, либо это давление незначительно. Эти сооружения почти не отражают волн и благодаря этому обеспечивают благоприятный волновой режим в порту.
Сквозные сооружения называются эстакадами. Если эстакада примыкает к берегу, то она носит название набережной-эстакады, а если расположена под углом к берегу, то причал называется пирсом.
Эстакады, которые примыкают на всем протяжении к ранее построенным мелководным набережным, носят название оторочек.
Набережные стенки являются распорными сооружениями. Они воспринимают горизонтальную нагрузку — боковое давление грунта (распор). С этой целью в набережных стенках устраивается шпунтовый ряд. Он удерживает от обрушения грунт, расположенный между сваями и в тыловой части причала. Если шпунтовый ряд располагается в прикордонной части ростверка, то причальное сооружение носит название набережной с передним шпунтом (рис. 118, а), а если у задней части ростверка — набережной с задним шпунтом (рис. 118, б). 9* 259
§ 90. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ЭСТАКАДНОГО ТИПА НА ПРИЗМАТИЧЕСКИХ СВАЯХ
Основными элементами набережной эстакады являются: свайное основание, верхнее строение, подпричальный откос и тыловое сопряжение.
Свайное основание выполняется из вертикальных и наклонных призматических свай в несколько продольных рядов. Сваи всех продольных рядов, расположенные на одной линии, образуют поперечные ряды. Глубина погружения свай принимается по расчету.
Верхнее строение. Состоит из сборных плит верхнего строения и монолитных ригелей или из наголовников и плит верхнего строения.
Сопряжения свай и колонн с ростверком рекомендуется осуществлять: при ростверке ригельной конструкции —без наголовников; при безбалочном сборном ростверке— с помощью наголовников.
Со стороны кордона к плитам верхнего строения примыкают бортовые балки сборной конструкции и омоноличиваются с ростверком.
Подпричалъный откос состоит из щебеночного контрфильтра и отсыпанной по верху каменной призмы. Он служит для предотвращения размыва грунтового откоса и дна акватории у кордона от волнового воздействия и работы винтов судна.
Тыловое сопряжение состоит из одного или двух курсов бетонных массивов, железобетонных коробов (сплошных или перфорированных) или из уголковых блоков. Оно служит для сопряжения с берегом и восприятия незначительного бокового давления грунта в верхней части причала. Для обеспечения грунтонепроницаемости за стенкой тылового сопряжения отсыпается каменная призма и щебеночный контрфильтр.
Р;ис. 119. Конструкции набережных эстакад на призматических сваях:
а — эстакада с наголовниками; / — покрытие; 2 — массивы тылового сопряжения; 3— каменный подпричальный откос; 4 — обратный фильтр; 5 и 6 — призматические сваи; 7 — наголовники свай; 8 — швартовная тумба; б — эстакада с уширенным шагом свай, / — призматические сваи; 2 — упорный зуб; 3 и 4 — подпричальный откос; 5 — обратный фильтр; 6 — мелкий щебень; 7 — тыловой массив; 8 — крупный щебень; 9 — потерна для прокладки инженерных коммуникаций; 10 — ригель; // — плиты верхнего строения; /2 — бортовая балка
260
Конструкции причалов типа эстакад на призматических сваях довольно широко применяются в гидротехническом строительстве. Наибольшее распространение получили безраспорные набережные эстакады на сваях 45 X 45 см с уширенным шагом свай в продольном направлении и поперечными монолитными ригелями (для глубин у кордона до 11,5 м), а также эстакады на сваях 40 X 40 см со сборными железобетонными наголовниками (для глубин у кордона до 9,75 м).
В набережной эстакаде с уширенным шагом свай (рис. 119, б) сваи в средних продольных рядах располагаются с шагом 5 м. В прикордонном и в тыловом рядах шаг свай составляет 2,5 м. Тыловой продольный ряд объединен с наклонными сваями. Ригели омоноличивают полные поперечные ряды свай, образуя жесткие рамы, и боковые торцы двух сборных плит верхнего строения. Каждая плита имеет два отверстия для омоноличивания с вертикальными сваями прикордонного и тылового рядов. Со стороны кордона плиты верхнего строения омоноличены с бортовой балкой.
Тумбовые массивы устроены совместно с ригелем. Верхняя часть каменной призмы подпричального откоса, где волнение особенно велико, покрыта крупным камнем.
В тыловой части эстакады на каменную постель установлены массивы тылового сопряжения. По верху массивов расположены потерны для инженерных коммуникаций. За стенкой тылового сопряжения отсыпана каменная призма и два слоя щебеночного контрфильтра из щебня разной фракции.
Набережная эстакада со сборными железобетонными наголовниками представлена на рис. 119, а*
В верхней части свай смонтированы наголовники, которые омоноличены со сваями. На наголовники установлены плиты верхнего строения, имеющие отверстия в местах расположения свай. Размеры этих отверстий совпадают с размерами отверстий внутри наголовников. После омоноличивания получается узел: свая, наголовник и плита верхнего строения.
Сопряжение эстакады с берегом выполнено в виде двух курсов массивовой кладки с устройством каменной призмы и обратного фильтра.
§ 91. ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ЭСТАКАДНОГО ТИПА НА КОЛОННАХ-ОБОЛОЧКАХ
Свайное основание устраивается из вертикальных свай-оболочек диаметром 1,2 или 1,6 м. Оболочки образуют продольные и поперечные ряды свайного основания. В верхней части оболочек устраивается железобетонная пробка для связи с верхним строением.
Верхнее строение состоит из ригелей, плит верхнего строения и бортовых балок. Элементами верхнего строения могут быть капители, располагающиеся над оболочками.
Подпричальный откос создается песчаным грунтом, щебеночным контрфильтром и каменной призмой.
Тыловое сопряжение выполняется из балок, уголкового профиля. За балками отсыпается камень и щебень.
261
Рис. 120. Набережная эстакада на оболочках диаметром 1,2 м:
Эстакады на колоннах-оболочках по своим конструктивным особенностям разделяются на несколько видов.
Набережная эстакада на оболочках диаметром 1,2 м (рис. 120) имеет в поперечном направлении три пролета. Шаг оболочек в поперечном и в продольном направлениях равен 5,25 м. На оболочках установлены капители с размерами в плане 2,06 X 2, 06 м. Капите-
1 - свая-оболочка; 2 - оголовок; 3 - борто- ли служат ОПОрОЙ ДЛЯ ЖеЛеЗО-вая балка; 4 — плита верхнего строения; 5 — J 1
тыловая балка; 6 — контрфильтр из щебня; беТОННЫХ ПЛИТ ВерХНеГО СТрое-7-каменная призма ния с размером 5,23 х 5^3 м
в плане и толщиной 0,6 м.
Плиты опираются на капители только углами, т. е. на четыре точки. Оболочки, капители и плиты верхнего строения соединены между собой в узлах омоноличивания. Нужно отметить, что в данной конструк
ции жесткость в поперечном и продольном направлениях сравнительно невелика.
Эстакады на оболочках диаметром 1,6 м по конструкции разделяются на причалы с поперечной и продольной ригельными системами.
Эстакада на оболочках диаметром 1, 6 м с п о -перечными ригелями представлена на рис. 121. Колонны-оболочки расположены в три продольных ряда. Расстояние между рядами составляет 5,5 м, а расстояние между оболочками в каждом продольном ряду — 12 м. Ригели выполнены в сборпо-монолитпом варианте. Сборные ригели сечением 2,40 X 0,55 м имеют специальные отверстия для омоноличивания с оболочками и опираются на три оболочки каждого поперечного ряда. Плиты верхнего строения
Рис. 121. Набережная па колоннах-оболочках диаметром 1,6 м с поперечными ригелями
имеют длину 10,3 м, высоту сечения в пролете—0,68 м, а на опоре— 0,95 м. Пространство между торцами плит над сборной частью ригеля омоноличено и образует монолитную часть. Таким образом, колонны-оболочки, ригели и плиты верхнего строения омополичены между собой и образуют поперечные и продольные рамы, обеспечивающие достаточную жесткость причального сооружения в обоих направлениях.
Длина секции данной конструкции причала составляет 36 м. Соседние секции соединены свободно
62
лежащими плитами верхнего строения длиной 12 м, представляющими собой температурно-осадочные вставки. Плиты-вставки могут свободно перемещаться в продольном направлении. Чтобы эти плиты не сместились от навала или удара судна, на ригелях имеются ограничители, препятствующие перемещению плит в поперечном направлении.
Подпричальный каменный откос выполнен с уклоном 1:1,5. Сопря-. жение откоса с берегом осуществлено железобетонными коробами сквозной конструкции с каменным заполнением внутри, что обеспечивает полное гашение волны на подпричальном откосе.
Эстакада на оболочках диаметром 1,6 м с продольно-ригельной системой (рис. 122) состоит из пяти типов унифицированных элементов: оболочек, ригелей, двухребристых плит верхнего строения, бортовых балок и плит перекрытия потерн.
Основание сооружения состоит из трех продольных рядов опор.
Для глубин 11,5 и 9,75 м разработано два типа набережных с продольными ригелями (I и II). В обоих типах расстояние между прикор-донным и средним рядами опор равно 10,5 м. Тыловой ряд отстает от среднего на 4,8 м. Такое расстояние между продольными рядами по-
Рис. 122. Набережная на оболочках диаметром 1,6 м с продольными риге-
лями
Рис. 123. Набережная на оболочках диаметром 1-,6 м с продольными ригелями для глубин 8,25 м и 6,5 м
263
зволяет устанавливать на причале двухпутный либо трехпутный портальный кран.
I и II типы имеют отличительные особенности.
В набережных I типа продольный шаг опор в прикордонном и средних рядах равен 8 м, а в тыловом — 16 м. Такие набережные предназначены для применения при сравнительно небольшой несущей способности опор по грунту.
Набережные II типа применяются при повышенной несущей способности опор. Продольный шаг опор в прикордонном ряду здесь увеличен до 16 м. Колонны-оболочки в этом случае погружают до плотных грунтов. В среднем и тыловом рядах продольный шаг тот же, что и набережных I типа.
Для глубин 8,25 и 6,5 м портовые набережные обоих типов имеют только два продольных ряда опор с расстоянием между рядами, равным 10,5 м (рис. 123). Однако если в набережных I типа продольный шаг опор равен 8 м, то в набережных II типа — 16 м в прикордонном ряду и 8 м в тыловом.
Существуют набережные с продольной ригельной системой, предназначенные для судоремонтных заводов (СРЗ). Они могут иметь глубины 8,25 или 6,5 м и имеют общую конструктивную схему с портовыми набережными для таких же глубин. Однако вылет кордона здесь больший, в связи с необходимостью иметь у кордона большое количество инженерных коммуникаций. Продольный шаг опор для набережных СРЗ равен 8 м.
Все набережные с продольной ригельной системой состоят из секций длиной 36 м. Основным несущим элементом верхнего строения набережных такой системы является предварительно напряженный ригель таврового сечения (рис. 124, а), который укладывается по продольным рядам колонн-оболочек. В местах опирания ригеля на оболочки полка ригеля имеет вырезы и выпуски арматуры. Ригель омоноличи-вается с оболочками, создавая жесткие продольные рамы. Длина риге-
Рис. 124. Железобетонные элементы верхнего строения причалов: а — ригель; б — двухребристая плита; в — бортовая балка; а — плита перекрытия
264
лей для средних пролетов секции составляет 15,4 м, а для крайних — 19,68 м. Высота ригеля равна 1,4, ширина— 1,7 м.
Перпендикулярно ригелям с опиранием на их полки уложены пред-напряженные двухребристые панели верхнего строения шириной 3,98 м (рис. 124, б). Расстояние между осями ребер равно 2,4 м. Длина ребер составляет 9,4 м, ширина ребра — 0,3 м. Ребра перекрывает плита панели длиной 8,9 м, шириной 3,98 и толщиной 0,18 мэ
Из торцов ребер и ригелей выпускается арматура. Арматура ребер и ригелей сваривается, после чего производится омоноличивание бетоном. В результате этого создается прочная связь ригелей и панелей.
Бортовая балка имеет уголковое сечение (рис. 124, в). Она предназначена для образования причальной консоли, где устраиваются потерны для инженерных коммуникаций.
Длина бортовой балки для средних пролетов секции равна 15,6 м, для крайних пролетов— 19,78 м. Балка может иметь ширину 1,38, 1,88 и 2,38 м. Высота бортовой балки равна 1,53 м.
Связь ригеля и бортовой балки осуществляется с помощью монолитных консолей через 8 м, связанных с ригелем. В теле этих консолей закладываются трубки для прокладки в потерне коммуникаций.
Плиты перекрытий потерн (рис. 124, а) изготавливаются из железобетона. Длина плит равна 2,92 или 3,38 м, ширина — 0,82, 1,16, 1,84 и 2,34 м; толщина для всех типоразмеров— 0,12 м.
Эстакада на оболочках диаметром 1,6 м с продольной ригельной системой имеет достаточную продольную жесткость. Жесткость в поперечном направлении несколько меньше.
§ 92. НАБЕРЕЖНЫЕ СТЕНКИ
Свайное основание состоит из одиночных вертикальных и наклонных свай, а также переднего или заднего шпунтового ряда. Шпунтовый ряд может быть ненесущим и несущим.
Шпунтовый ряд является ненесущим, если он предназначен только для удержания грунта от обрушения, т. е. воспринимает распор грунта. Если же шпунтовый ряд, помимо функции по удержанию грунта от обрушения, воспринимает вертикальные нагрузки, передавая их на грунт основания, то он является несущим. В этом случае шпунтовый ряд работает на изгиб и на продольное сжатие.
Верхнее строение выполняется из сборных или монолитных железобетонных плит.
Подпричальный откос образуется из камня и щебня. Устраивается, только в набережных с задним шпунтовым рядом.
Засыпка образуется песчаным грунтом, камнем и щебнем; устраивается за шпунтовым рядом.
Набережная с передним шпунтом изображена на рис. 118, а. Передний шпунтовый ряд выполнен из железобетонных свай. В железобетонном шпунте имеются пазы и гребни, уплотненные рейками для предотвращения вымыва грунта засыпки через щели между шпунтинами. Вместо железобетонного шпунта может использоваться металлический.
265
Кроме шпунтового ряда в основании находятся отдельные железобетонные вертикальные сваи, а также козловые, воспринимающие горизонтальные нагрузки. Шаг отдельно стоящих свай в продольном направлении равен 1,5 м.
Железобетонный ростверк представляет собой монолитную ребристую плиту. Ригели опираются на сваи и на шпунтовый ряд.
В рассматриваемой конструкции отсутствует каменная призма. Благодаря наличию переднего шпунтового ряда конструкция имеет минимальную ширину и обладает повышенной сопротивляемостью ледовым нагрузкам и другим неблагоприятным воздействиям. Недостатком конструкций является полное отражение волн лицевой стенкой.
В набережной с задним шпунтовым рядом сплошная стенка располагается в тыловой части причала (ем. рис. 118, б). Шпунтовый ряд выполнен из железобетонных свай. За шпунтовым рядом имеется каменная призма с обратным фильтром. Призма служит для уменьшения бокового давления грунта на стенку и обеспечения грунтонепроницаемости. В конструкции присутствуют наклонные сваи, которые совместно со шпунтовым рядом образуют козловые опоры, придающие конструкции поперечную жесткость. Кроме наклонного ряда свай, имеются четыре продольных ряда вертикальных, отдельно стоящих свай, воспринимающих вертикальные нагрузки. Сваи изготовлены из предварительно напряженного железобетона. Для предотвращения возможного размыва подпричального откоса устроена каменная наброска с уклоном 1 : 2.
Преимуществом набережной с задним шпунтовым рядом является способность гасить волнение, возникающее на акватории порта, а также меньшая высота шпунтового ряда, что сказывается на стоимости.
В набережных с задним шпунтовым рядом существует возможность повреждения отдельно стоящих свай в тяжелых ледовых условиях.
Выбор той или иной конструкции набережной стенки производится на основе технико-экономического сравнения вариантов конструкций
§ 93. ПРИЧАЛЫ НА СПЕЦИАЛЬНЫХ ОСНОВАНИЯХ
При строительстве причалов значительной глубины на слабых грунтах применение обыкновенных железобетонных свай становится экономически нецелесообразным. В этом случае необходимо резко увеличить количество свай в основании. Кроме того, усложняется монтаж верхнего строения, а при монтаже длинномерных железобетонных свай создается опасность образования трещин по причине появления значительных изгибающих моментов от собственного веса. Поэтому с увеличением глубин на слабых грунтах применяются конструкции с повышенной несущей способностью. Это причалы на колоннах-оболочках диаметром 1,2 и 1,6 м, а также на металлических или железобетонных винтовых сваях, применяемые на слабых грунтах.
На рис. 125 показана схема пирса на винтовых сваях из стальных труб диаметром 1 м. В нижней части сваи имеются винтовые лопасти диаметром 3 м. которые позволяют значительно увеличить площадь опирания и, следовательно, несущую способность сваи. Винтовые сваи 266
погружались в илистые грунты на глубину свыше 25 м и их несущая способность составляла 500 т.
Погружение свай осуществлялось способом завинчивания вращением специального механизма — кабестана. Кабестан подвешивается плавкраном, закрепляется на голове сваи и расчаливается на мертвых якорях.
Свайное основание пирса состоит из кустов свай по шесть штук в каждом. Сваи заполнены бетоном. На кустах свай устроены сборные железобетонные ростверки, пролеты между которыми перекрыты железобетонными плитами.
На рис. 126 представлена набережная на винтовых сваях из железобетонных труб диаметром 1,42 м. Конструкция в поперечном разрезе имеет два ряда винтовых свай с лопастями диаметром до 4 м. В тыловой части причала имеются наклонные железобетонные сваи для восприятия горизонтальных нагрузок.
Верхнее строение выполнено из сборных ребристых железобетонных плит.
Рис. 125. Схема пирса на винтовых -сваях:
1 — железобетонные ростверки; 2 — сборные железобетонные строения; 3 — винтовые сваи; 4 — железобетонные стаканы
Рис. 126. Набережная на железобетонных винтовых сваях:
1 — верхнее строение; 2 — покрытие; 3 — железобетонный оголовок козловой опоры;
4 — каменная призма; 5 — щебеночный контрфильтр; 6 — лопасти винтовых свай
§ 94. УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ И СРАВНЕНИЕ РАЗЛИЧНЫХ ВАРИАНТОВ КОНСТРУКЦИИ
Основанием причальных сооружений на сваях и колоннах могут служить грунты, допускающие погружение их на требуемую глубину. Особенно рационально применение сооружений на свайном основании при слабых грунтах, где эта конструкция является незаменимой.
Даже на скальных грунтах могуг устраиваться опоры из оболочек, которые закрепляются в пробуренных скважинах.
Свайные конструкции рекомендуется применять при необходимости гашения волн у причала. При этом максимальная высота волны не должна превышать 1 м, толщина неподвижного льда до 0,6 м, подвижный лед — битый.
Сравнивая свайные конструкции на призматических сваях, следует отметить, что ригельная эстакада с уширенным шагом обеспечивает
большую жесткость в поперечном направлении, более индустриальна и экономична, чем безригельная эстакада.
По сравнению с конструкциями на призматических сваях более прогрессивными являются сооружения на железобетонных колоннах-оболочках диаметром 1,2 и 1,6 м. Эти конструкции отличаются высокой индустриальностью, могут воспринимать значительные нагрузки и обладают большой несущей способностью. Их верхнее строение сборное и имеет меньшее количество стыковых омоноличиваемых соединений.
Помимо железобетонных опор, могут применяться и металлические. Однако их применение ограничено из-за дефицита стальных труб.
§ 95. ПЕРСПЕКТИВНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ НА СВАЙНЫХ ОСНОВАНИЯХ
Причальные сооружения на свайном основании наряду с другими типами конструкций найдут применение в будущем при строительстве глубоководных причалов. Особенно широко будут применяться конструкции из железобетонных оболочек диаметром 1,6 м.
Проектными и научно-исследовательскими институтами разрабатываются различные варианты конструкций на свайном основании для глубоководных причалов.
На рис. 127, а представлена конструкция глубоководного причального сооружения на железобетонных колоннах-оболочках. Ее отличительной особенностью является наличие двух самостоятельных ростверков— прикордонного и тылового, соединенных между собой балками или плитами. На ростверках прокладываются нитки подкрановых пу-
Рис. 127. Глубоководные причалы на свайных основаниях:
а — из оболочек; б — из оболочек и призматических свай
---------------------------—
Рис. 128. Свайная набережная с наклонным задним шпунтом
268
тей. В этой конструкции применен более экономичный подпричальный каменный откос (до отметки —9,75 м).
Конструкция, приведенная на рис. 127, б, отличается от предыдущей только тем, что ее тыловой ростверк опирается на железобетонные призматические сваи.
Для строительства специализированных глубоководных причалов предусматривается применение стальных опор (трубы повышенной прочности) с вертикальными и наклонными рядами свай.
Разработаны также свайные конструкции с наклонным шпунтовым рядом: задним (рис. 128) и передним.
Глава XXI
РАСЧЕТ ПРИЧАЛА ЭСТАКАДНОГО ТИПА В ПОПЕРЕЧНОМ НАПРАВЛЕНИИ
§ 96. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ
Метод расчета сооружений на свайном основании зависит от жесткости ростверка, а также заделки свай в ростверке и грунтах основания. Ростверк в зависимости от его жесткости подразделяется на три категории: жесткий, гибкий и нежесткий. Расчет каждого типа ростверка имеет свои особенности.
Расчет жесткого ростверка производят в предположении, что деформации ростверка так малы по сравнению с деформациями свай, что ими можно пренебречь, а грунт основания или не оседает вообще или оседает под всеми опорами одинаково. Расчет производят методом Н. М. Герсевалова и Н. Н. Зарембо-Владычанского.
К гибким ростверкам относятся железобетонные эстакады и оторочки. Их расчет производят с учетом деформации ростверка, свай и грунтов основания.
К нежестким ростверкам относятся деревянные эстакады и оторочки. Их расчет производят как расчет статически определимых систем по отдельным элементам, и трудности не представляет.
Заделка свай может быть принята по трем возможным схемам:
жесткая заделка свай в грунте и ростверке;
жесткая заделка свай в грунте и шарнирная в ростверке; шарнирная заделка свай в грунте и ростверке.
По первой схеме заделки свай рассчитывают жесткие и гибкие ростверки. Она соответствует фактической работе конструкций. В тех случаях, когда пренебрежение заделкой свай не приводит к большим погрешностям, принимают вторую схему заделки. По третьей схеме рассчитывают сооружения на деревянных сваях.
Расчет гибкого ростверка с заделкой свай в грунте и .ростверке относится к наиболее трудоемким, поэтому выполняют его на ЭВМ по программам расчета рам методом деформаций.
Разработка конструктивной схемы. Ширину верхнего строения эстакады назначаем с учетом:
269
схемы свайного основания;
конструкции тылового сопряжения с берегом или существующим сооружением;
расположения кранового оборудования, железнодорожных путей и другого оборудования на причале;
конструкции крепления откоса под ростверком.
Схему свайного основания или основания из оболочек принимаем исходя из следующего:
расстояние между осями свай в поперечном направлении принимаем из условия наиболее выгодной передачи на опоры крановых и других эксплуатационных нагрузок, а также принятой ширины верхнего строения;
продольный шаг свай принимаем по несущей способности сваи или оболочки с учетом обеспечения устойчивости подпричального откоса и оптимальной суммарной стоимости опор и верхнего строения.
Эффективное расстояние между сваями равно 6 а или 6 D, где а — размер призматической сваи; D — диаметр оболочки, поэтому расстояния между осями свай принимаем не менее 6 а или 6 D, иначе полная несущая способность свай не будет использована.
Длину секции причала рассчитываем так, чтобы сваи и швартовные тумбы располагались симметрично относительно середины секции. В этом случае не произойдет эксцентричности приложения швартовной нагрузки и все сваи секции будут работать на одну и ту же величину горизонтальной нагрузки, так как секция не будет поворачиваться.
Эксцентричность приложения нагрузки может возникнуть при навале на край секции при подходе судна к причалу в процессе швартовки.. В этом случае вся секция получит поворот вокруг некоторого «упругого центра»,и в крайних рядах свай секции возникнут самые большие горизонтальные усилия. Это опасно, особенно для конструкций узких пирсов. При возникновении опасности эксцентричного приложения нагрузки величину ее горизонтальных составляющих следует определять по методу «упругого центра».
Для передачи судовых нагрузок от одной секции на соседние их следует соединять между собой зубом, шпонкой или с помощью температурной вставки.
Высота верхнего строения должна назначаться с учетом сохранения необходимой высоты подпричального пространства, допускающего осмотр и ремонт пролетного строения снизу. Возвышение низа пролетного строения над горизонтом воды должно быть не менее 0,8 м.
Расчетные данные. Для расчета эстакады в поперечном направлении задаются основные данные: глубина у сооружения, высота (отметка) кордона, а также характеристики грунтов основания, назначение причала, тип расчетного судна, тип портального крана, категория эксплуатационных нагрузок, район строительства.
Другие данные принимаем по таблицам.
Расчетом необходимо определить:
наибольшие значения изгибающих моментов, возникающих в ригеле • или плитах;
270
поперечные и продольные силы, возникающие в ригеле или плитах; наибольшие значения изгибающих моментов, возникающих в сваях ; наибольшие реакции, возникающие в каждом ряду свай.
§ 97. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК, ПРИХОДЯЩИХСЯ НА РИГЕЛЬ
При расчете гравитационных набережных и больверков все нагрузки приводились к 1 м по длине фронта сооружения, после чего конструкция искусственно превращалась из пространственной в плоскую. Чтобы превратить эстакаду из конструкции пространственной в плоскую схему, ее рассекают поперечными и продольными плоскостями посередине пролетов на поперечные и продольные рамы. При расчете в поперечном направлении рассчитываем поперечные рамы, при расчете в продольном — продольные.
За основную расчетную схему следует принимать поперечную несущую раму при поперечно-ригельной системе и несущие продольные рамы при продольно-ригельной системе конструкции верхнего строения причала.
При плитной конструкции верхнего строения расчет следует производить на «условный ригель» в поперечном и в продольном направлениях. За «условный ригель» принимаем полосу верхнего строения причала (между плоскостями сечений), приходящуюся на один ряд свай.
Ширина поперечного ригеля равна шагу свай в продольном направлении /пр, а длина ригеля равна ширине всего ростверка йр (поперечный ригель, заключенный между поперечными плоскостями сечений AD и ВС, аналогичен заштрихованной части на рис. 129, б). Ширину продольных ригелей А, Б и В определяем как расстояние между продольными плоскостями сечений II— II и III— III для ригеля Б, между линией кордона и плоскостью II — II — для ригеля А, между плоскостью III — III и тыловой линией верхнего строения — для ригеля В (рис. 129, а, б). Длина условного продольного ригеля равна длине секции причала £с.
При расчете эстакады в направлении, перпендикулярном направлению действительного ригеля, т. е. при расчете в поперечном направлении продольно-ригельной системы и при расчете в продольном направлении поперечно-ригельной системы расчет производим так же, как и для плитной конструкции верхнего строения, т. е. на «условный ригель».
На рис. 129 показана схема разбивки поперечно-ригельной системы на условные продольные ригели А, Б и В. Заштрихованная на рис. 129, б часть ростверка представляет собой в данном случае не «условный ригель», а «грузовую площадь», с которой собираются все нагрузки на ось действительного поперечного ригеля..
«Грузовой площадью» называют такую площадь поверхности причала, нагрузки с которой собираются на ось ригеля.
Величина «грузовой площади» равна площади «условного ригеля» /?р/цр.
271
a) a-а
0,5(1г12) 0,5(t2 + a2)
Рис. 129. Схема разбивки верхнего строения на поперечные и продольные условные ригели
Чтобы «превратить» эстакаду в поперечном направлении из конструкции пространственной в плоскую схему, необходимо загрузить один продольный пролет максимально возможной, одновременно действующей нагрузкой и сосредоточить ее на одну ось поперечного ригеля. В основные сочетания, нагрузок при этом входят: собственный вес верхнего строения, приходящегося на 1 м ригеля gp;
нагрузка от давления колес крана Рк, приходящаяся на ригель;
эксплуатационная равномерно распределенная нагрузка, приходящаяся на ригель ^р, или нагрузка от давления колес железнодорожного подвижного состава, если она создает более опасные внутренние усилия;
швартовная нагрузка, приходящаяся на ригель Np, или нагрузка от навала судна на причал, если она создает более опас-
ные усилия.
На пирсы швартовная нагрузка и навал судна действуют одновременно поэтому в расчетной схеме приклады-'
ваем их с двух сторон пирса, направленными в одну сторону.
Если конструкция сопряжения с берегом передает активное давление грунта на эстакаду, то необходимо учитывать ее величину, приходящуюся на ригель (на один ряд свай), направленную от берега в сторону акватории.
Расчетные схемы поперечных и продольных рам (кроме величин нагрузок) отличаются друг от друга тем, что в поперечных рамах расстояния между стойками (осями свай) и высота стоек (высота свай до защемления) бывают различными (за исключением пирсов), а в продольных рамах они одинаковы. Расчет поперечных рам производится на неподвижные нагрузки, а продольных — на неподвижные (от собственного веса и эксплуатационной равномерно распределенной нагрузки) и подвижные (от движения кранов, железнодорожных составов или безрельсового транспорта).
Нагрузка на ригель от действия собственного веса верхнего строения. Нагрузку от собственного веса верхнего строения учитываем как равномерную, распределенную на 1 м по ширине и на всю длину поперечного ригеля (при расчете в поперечном направлении). Вес ростверка Gp в пределах грузовой площади ABCD, слагаемого из веса ригеля, 272
плит, покрытия и других элементов, распределяем на ширину ростверка by (длину ригеля):
& = (336)
Вес консолей (прикордонный и тыловой) удобно заменить сосредоточенными моментами. В этом случае (при определении gp) не учитывается вес консолей и их длина:
g„= 6р-(6к + 6т) , (337)
-- (&к+ &т)
где GK— вес консоли кордона, кН;
GT—вес тыловой консоли, кН;
&к— длина консоли кордона, м;
Ьт — длина тыловой консоли, м.
Эксплуатационная равномерно распределенная нагрузка на ригель. Равномерно распределенную нагрузку собираем с грузовой площади,, распределяя ее на 1 м по ширине и на всю длину ригеля, т. е. нагрузку стягиваем со всей длины пролета на ригель,
~ 7(/пр> (о38)-
где — эксплуатационная равномерно распределенная нагрузка, приходящаяся на 1 м ригеля, кН/м;
qQ—заданная эксплуатационная нагрузка, кН/м2;
/11Р — шаг свай в продольном направлении, м.
Из формул (336) и (338) видно, что вертикальные нагрузки на поперечный ригель от действия собственного веса и распределенной нагрузки являются опорными реакциями продольных ригелей, если продольные ригели рассматривать как простые балки, опертые на несущие поперечные рамы.
Расчет на вертикальные сосредоточенные нагрузки. Расчет поперечной рамы на вертикальные сосредоточенные нагрузки от действия портальных кранов и подвижных железнодорожных составов следует производить раздельно, т. е. произвести расчет рамы от действия распределенных, а затем от действия сосредоточенных нагрузок и результаты сложить.
Величины сосредоточенных нагрузок, приходящихся на поперечную раму, равны опорным реакциям, полученным при расчете продольных ригелей по линиям влияния.
§ 98. ОПРЕДЕЛЕНИЕ НАГРУЗОК НА РИГЕЛЬ ОТ ДЕЙСТВИЯ ТРАНСПОРТНЫХ СРЕДСТВ
Определение нагрузки от действия портальных кранов. Согласно нормам технологического проектирования портов, причалы, предназначенные для I и II категорий нагрузок, должны рассчитываться на нагрузку от портальных кранов К-30 и К-25 соответственно. При расчете поперечной рамы от действия крановой нагрузки нужно найти максимальную вертикальную реакцию. Максимальная реакция возни-273
Рис. 130. Построение и загрузка линии влияния опорных реакций для двух смежных продольных пролетов
кает при действии двух сближенных кранов: один кран основной, второй •— соседний. Оба крана рассматриваем при третьем положении стрелы (см. рис. 47). В этом случае давление на ногу А основного крана будет максимальным, а давление на ногу Г соседнего крана — минимальным (120 и 70 т для крана К-30). Однако в тех случаях, когда предусматривается подъем тяжелого груза одновременно двумя кранами, то давление на каждую ногу крана применяется максимальным, равным 120 т.
Если шаг свай /пр не позволяет разместить более одной ноги, то размещается одна нога с максимальным давлением.
Построение и загрузка линии влияния. Чтобы определить максимальную вертикальную нагрузку от действия кранов, следует построить линию влияния опорной реакции и загрузить ее крановой нагрузкой. Схема крановой нагрузки приведена на рис. 46. Линия влияния строится для двух продольных пролетов, примыкающих слева и справа к расчетному поперечному ряду свай, как для двух рядом стоящих простых балок (разрезная система), причем средняя опора — это расчетный поперечный ряд свай. Длина пролетов равна шагу свай в продольном направлении /пр. Максимальная ордината линии влияния над средней опорой равна единице (рис. 130, а).
При загрузке линии влияния ногу основного крана с максимальным давлением на колесо устанавливаем над средней опорой симметрично оси опоры, а ногу соседнего крана с давлением на каток, равным Р2 — на расстоянии 2,5 м от оси крайнего колеса. В зависимости от длины пролета, т. е. шага свай /пр на линии влияния могут разместиться от 4 до 16 катков. Если /пр < 4 м, то практически размещают одну ногу основного крана с максимальным давлением на каток Plt а если /пр > > 4 м, то размещают 5, 6, 7 и т. д. катков двух рядом стоящих кранов, чередуя нагрузки Р± и Р2 (рис. 130, б).
Определение величины крановой нагрузки на ригель. Максимальную вертикальную крановую нагрузку (реакцию), действующую на один поперечный ряд свай (поперечную раму), определяем как сумму 274
произведений величин соответствующих давлений колес крана на величины ординат линии влияния, взятых иод соответствующей силой:
~ Р1Уб
~ 2 Р-^Ух + 2 Р.у. ~г Р2У\ +
^кр
2,25+2,75
_______W6______
2,85 Р*°4,80 Ржд
Рис. 131. Схема расположения на-
грузок на поперечном ригеле портального крапа и железнодорожных составов
+ Р2У2 + ••• + Р<Уп,
где Рг — максимальное давление от катка крана (для крана К-30 Р - 300 кН; для
крана К-25 Р = 250 кН);
Р2 — давление от колес крана, возникающее в ноге Г при третьей схеме расположения стрелы, кН (см. рис. 47);
yi — ординаты линии влияния, взятые под соответствующими силами Рг. Определяется yt по линии влияния из подобия
треугольников.
Величину нагрузки прикладываем на поперечный ригель в точке установки подкрановых путей в виде сосредоточенной силы.
Определение нагрузки на ригель от действия железнодорожных
составов.
Если причал оборудуется железнодорожными нитками пути, то может оказаться, что нагрузка от железнодорожного подвижного состава вызовет вертикальные реакции в опорах большей величины, чем равномерно распределенная нагрузка от складируемых грузов. Согласно нормам технологического проектирования портов для причалов I и II категорий нагрузок, нагрузка от железнодорожного состава принимается равной 14 т на 1 м железнодорожного пути.
Если шаг свай в продольном направлении равен /пр, то нагрузка, приходящаяся от одной нитки пути на поперечную раму причала, равна:
РЖ. Д —- 140 /пре
Нагрузку д прикладываем в виде сосредоточенной силы в центре железнодорожной колеи. При двух- или трехпутном портале количество сосредоточенных сил будет соответственно равно двум или трем. Расстояние между крайними силами Рж. д и подкрановыми путями равно 2,85 м, расстояние между силами Рж> д равно 4,8 м (рис. 131).
Определение нагрузки от действия безрельсового транспорта.
По нормам технологического проектирования портов нагрузки от безрельсового транспорта учитываются для причалов III категории нагрузок. На всей поверхности причала устанавливаем безрельсовый транспорт максимальной грузоподъемности, и вес его приводим к равномерно распределенной нагрузке. Полученную схему нагрузок от безрельсового транспорта сравниваем со схемой б (см. рис. 44, б), построенной для III категории нагрузок и в расчет принимаем большую из них.
275
§ 99. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ГОРИЗОНТАЛЬНЫХ НАГРУЗОК НА РИГЕЛЬ
। Швартовная нагрузка. При симметричном расположении швартовных тумб и поперечных рядов свай относительно оси симметрии секции ростверка величину швартовной нагрузки, приходящуюся на один ряд свай, определяем по формуле
= (339)
гд£ АСг — горизонтальная нормальная к линии кордона составляющая цшвартовной нагрузки, приходящаяся на одну тумбу;
пт—количество тумб, установленных на секции;
, /пр — шаг свай в продольном направлении, м;
Lc — длина секции причала, м.
Усилие Np прикладываем к тумбе на 0,4 м выше поверхности кордона (рис. 132, а), а в расчетной схеме Л7Р переносим в плоскость оси ригеля. При переносе возникает швартовный момент Л4Ш, величина которого равна:
Л4Ш = ЛГР (0,4 + Л'), где h' — расстояние от поверхности причала до оси ростверка, м.
Прикладываем Л4Ш к оси ригеля в виде сосредоточенного момента (рис. 132, б).
Нагрузка от навала судна. Нагрузку от ветрового навала судна на нричал учитываем при расчете пирса. Величину нагрузки от навала судна, приходящуюся на один ряд свай, определяем по формуле
Рис. 132. Схема для определения глубины зоны защемления сваи в грунте Л3 и определения швартовного момента
р ~ ЛАр> (340)
где Рп—интенсивность равномерно распределенной нагрузки по длине причала от ветрового навала,определяемая по формуле (179).
Нагрузку от навала при подходе судна к сооружению в процессе швартовки можно ориентировочно определить по рекомендациям гл. IX. Величина навала судна Nc передается причалу через ограниченный по длине участок отбойных устройств, поэтому можно предположить, что она полностью воспринимается одним поперечным рядом свай. Величину Nc сравниваем с Рп. р и в сочетание нагрузок вводим большую из них, прикладывая в центре отбойного устройства.
276
Учет распорного давления грунта. Если конструкция сопряжения причала с берегом допускает передачу активного давления грунта на ростверк эстакады, то ее реактивное давление, приходящееся на один ряд свай, необходимо учитывать в сочетании со швартовной нагрузкой.
Допустим,' сопряжение эстакады с берегом выполнено в виде задней шпунтовой стенки без анкера, а анкерное усилие передается эстакаде в точке соприкосновения (или заделки) шпунта с ростверком. В этом случае графоаналитическим расчетом определяем анкерное усилие 7?а, действующее на 1 м сооружения, и приводим его к одному ряду свай:
Еа = Ra (341)
Прикладываем Еа в точке заделки шпунта в ростверке.
§ 100. ГЛУБИНА ЗАЩЕМЛЕНИЯ СВАЙ В ГРУНТЕ
Для того чтобы построить расчетную схему, необходимо знать высоту стоек расчетной рамы, т. е. высоту от оси ростверка до плоскости зоны защемления сваи в грунте, например, для первого ряда сваи hlf для второго ряда й2 и т. д. (см. рис. 132 и 134).
Глубина зоны защемления от отметки дна котлована (или подпричального откоса) h3 зависит от грунтов основания. Чем прочнее грунт, тем меньше глубина защемления.
Расчетную глубину защемления свай в грунте можно приближенно определить по формуле А. В. Паталеева:
(342)
где^йа — высота слоя, в котором происходит сдвиг грунта при действии сваи на грунт, м;
Аг — горизонтальная сила, действующая на голову сваи;
/н — нормативное сопротивление трения грунта о боковую поверхность сваи, кН/м2;
D — длина сваи, м.
Величину h3 принимаем исходя из предположения, что глубина погружения сваи в грунт t равна высоте сваи от оси ростверка до отметки дна (см. рис. 132, а):
t - hr + h'r + Нс.
В этом случае величину йа принимаем равной:
Аа = 0,14 t.
Если глубина погружения сваи определена предварительным расчетом, то /га определяется по табл. 37.
277
Определение величины Н
Таблица 37
Hit Ла- м
1,0 H/t > 0,6 0,14/4- 0,16 t
0,6 > НЦ > 0,2 0,16 / 4- 0,18 1
H/i < 0,2 0,18/4- 0,20 t
II р и м сч а п и е. II — высота стойки от оси ригеля до отметки дна, м.
Чтобы определить Nr, нужно сложить все горизонтальные силы, действующие одновременно в одном направлении на один ряд свай, и разделить на количество свай в ряду пс. Если в сочетание нагрузок входит только одна горизонтальная нагрузка (швартовная пли навал), то принимаем большую из них, действующую на ригель
Nr = (343)
1 Пс
Если горизонтальная сила, действующая на голову сваи, определена по методу «упругого центра», то горизонтальную нормальную к линии кордона составляющую определяем по формуле (350).
§ 101. РАСЧЕТ УПРУГОГО ЦЕНТРА СЕКЦИИ
Если швартовные тумбы пли поперечные ряды свай расположены несимметрично относительно оси симметрии секции ростверка (за ось симметрии секции ростверка принимается ось, перпендикулярная линии кордона и проходящая через середину секции), то горизонтальные составляющие швартовной нагрузки вызывают не только горизонтальное смещение секции, но и поворот всей секции относительно некоторого центра, который называется «упругим центром».
Если равнодействующая всех горизонтальных сил проходит через упругий центр, то секция будет иметь только горизонтальное смещение и не будет иметь деформации кручения (угол поворота секции а будет равен нулю).
Но в действительности, вследствие асимметрии приложения нагрузок или расположения опор, будет поворот секции на некоторый угол а. Благодаря вращению секции происходит перераспределение горизонтальных усилий в опорах, в результате чего сваи, наиболее удаленные от упругого центра, оказываются более нагруженными, т. е. в этих сваях возникают максимальные горизонтальные реакции и задача сводится к определению их величины.
278
Рис. 133. План секции причала. Определение координат «упругого центра»
Последовательность определения горизонтальной силы.
Вычерчиваем план секции и свайного основания (рис. 133). К швартовным тумбам прикладываем горизонтальные нагрузки A/"T и Тт, определяемые по формулам (183) и (184).
Определение координат упругого центра. Через центры край них рядов свай проводим оси % и у. Ось х направляем по оси поперечного ряда свай. Сваи обозначаем номерами и проставляем их координаты Xi и уг.
Определяем координаты упругого центра х0 и z/0 по формулам:
2 Nyt xt hjNxiy.
•1;о=Т— > ^=47—, (344)
2 Nyi 2 xi
n _ n
где ^NyiXi и 2 Nxiyi — суммарные моменты реакций свай еди-1 1 ничных смещений относительно начала
координат, кНм; п __ п __
2^1/г и 2^хг — суммарные равнодействующие гори-1 1 зонтальных реакций свай от единичных
смещений, кН;
Xi и уi — расстояние от начала координат до осей свай (координаты точек осей свай), м.
279
Определение усилий от единичных смещений. Величину реакций в головах свай от их единичного смещения при заделке в грунте и ростверке определяем по формуле
- _ 12 Ц
Nxi= Nyi--=-——, (345)
Л/
где Ei — модуль упругости материала свай (в данной формуле можно не учитывать, так как при подстановке в формулу (344) Ei сокращается);
11 — момент инерции поперечного сечения сваи, м4;
h-L — полная высота сваи от оси ростверка до зоны защемления сваи в грунте (см. рис. 132).
Например, для первого ряда свай
/zx - h' < h" -Н Яс Л3.
Следует иметь в виду, что при определении горизонтальной реакции Ni моменты инерции для всех свай будут одинаковыми (если сечение свай одинаково); высота свай для разных продольных рядов различна: у прикордонного ряда — максимальная, а у тылового — минимальная. Например, для первого продольного ряда свай (см. рис. 133)
- — - — 12/
---;
А1
для второго продольного ряда
— — - — 12/
N1 = N^N1 = N1.^ — и т. д.
h32
По мере удаления к тылу h уменьшается, следовательно N увеличивается. При определении координат yif хг каждая последующая ордината (последующей сваи) увеличивается соответственно или на длину пролета в продольном или на длину пролета в поперечном 1 направлениях.
Определение угла поворота секции. Определяем угол поворота секции а по формуле
а =------------------- (34б)
п __ п _
2 Xi yf + S yi xf
здесь Л4 = 2 Ттс — N д- NTb2, (347)
где М — момент внешних сил относительно упругого центра,
кНм;
2VT — горизонтальная составляющая швартовного усилия, нормальная кордону, приходящаяся на одну тумбу, определяемая по формуле (183), кН;
7\ — горизонтальная составляющая швартовного усилия, действующая вдоль линии кордона, приходящаяся на одну тумбу, определяемая по формуле (184), кН;
ЬА Ь2, с — плечи сил, определяемые по рис. 133.
280
Определение горизонтальных составляющих усилий. Горизонтальные усилия в голове любой сваи определяем по формулам:
= ~Nxi (6,v + (348)
Nyt = (6T дда), (349)
где Nxi — горизонтальное усилие в Гй свае, нормальное к линии кордона, кН;
Nyi — горизонтальное усилие в Ай свае, направленное вдоль линии кордона, кН;
xt и yt — координаты Ай сваи относительно начала координат ОУц;
c\v и 6Г — действительные перемещения по направлению действия сил:
С Т £ ГТ
ох — ———; от — —=—в % Kyi
Просуммировав величины горизонтальных составляющих Nxi всех свай, входящих в один поперечный ряд, определяем горизонтальную составляющую швартовной нагрузки, действующую на один поперечный ряд, нормальную кордону:
(350)
Просуммировав все величины Nyi свай, входящих в один продольный ряд, определяем горизонтальную составляющую Тр, действующую на один продольный ряд свай (Тр учитывается при расчете продольных рам):
п
Tv=%Nvi. (351)
1
Прикладываем Afp и Тр на уровне швартовной тумбы, т. е. на 0,4 м выше отметки поверхности кордона.
§ 102. РАСЧЕТНЫЕ СОЧЕТАНИЯ НАГРУЗОК
Нагрузки, действующие одновременно, приходящиеся на один ряд свай (на ригель), указаны на рис. 134.
Все нагрузки рассматриваем в таком сочетании, чтобы они вызывали максимальные внутренние усилия в элементах конструкции (изгибающие моменты, продольные и поперечные силы, опорные реакции), по которым впоследствии определяются размеры конструкции и сечения ее элементов.
Сочетание нагрузок при определении глубины погружения свай:
GCB — вес сваи, кН,
gp — вес ростверка, кН/м,
6СТ — вес стационарных устройств на причале (если они имеются), кН;
281
Рис. 134. Схема нагрузок на поперечную раму:
а — при действии кранов и железнодорожных составов; б — при действии кранов и равномерно распределенной нагрузки
7?кр — крановые нагрузки (максимальная опорная реакция, действующая на ригель, полученная при расчете продольного ригеля);
— нагрузка от действия подвижного железнодорожного состава или 7Р — нагрузка от складируемых грузов (принимается та из них, которая создает большие усилия).
Сочетание нагрузок при статическом расчете рамы:
1. Вес верхнего строения и вес стационарных устройств, расположенных на нем, входят во все сочетания нагрузок.
2. Для однопролетной поперечной рамы с консолями, при определении опорного момента загружаем всеми временными вертикальными, одновременно действующими нагрузками пролет и консоли (рис. 135, а). Для получения максимального пролетного момента загружаем только пролет, а консоли остаются загруженными только собственным весом (рис. 135, б).
3. В многопролетной раме для получения минимального опорного момента загружаем всеми временными вертикальными нагрузками два соседних пролета, сходящихся на одной опоре, и все остальные пролеты через один слева и справа от загруженной пары пролетов (рис. 135, в). Для определения максимального пролетного момента нужно загрузить средний пролет и все остальные пролеты через один, слева и справа от него (рис. 135, г).
4. Затем необходимо рассмотреть остальные виды временных нагрузок (швартовную, навал судна, влияние нагрузок, расположенных на консолях) и дополнить сочетание нагрузок теми из них, которые:
при определении пролетного момента уменьшают концевые (опорные) моменты;
при определении опорных моментов увеличивают их значение.
Эквивалентные и единичные нагрузки. Для упрощения расчета все виды нагрузок можно привести к эквивалентным равномерно распределенным нагрузкам, 282
Рис. 135. Загрузка пролетов рамы при определении опорных и пролетных моментов
При замене сложных видов нагрузок эквивалентными общее количество нагрузок не изменяется, однако все они теперь рассматриваются как равномерно распределенные, имеющие разную интенсивность.
В инженерной практике расчетов часто применяют метод расчета на единичные нагрузки, т. е. выполняется расчет на единичную нагрузку, а затем результаты его умножают на фактическую величину нагрузок.
§ 103. РАСЧЕТ РАМЫ МЕТОДОМ СИЛ
По нормам технологического проектирования расчет эстакады в поперечном направлении должен производиться, как расчет много-пролетных рам с жесткой заделкой стоек в ригелях и основании методом деформаций.
Громоздкость расчета рамной конструкции увеличивается с увеличением количества пролетов, т. е. с увеличением степени статической неопределимости. При расчете однопролетной (простой) рамы, т. е. трижды статически неопределимой системы, нужно решить систему из трех уравнений с тремя неизвестными; для двухпролетной рамы — систему из шести уравнений; для трех пролетов — систему из девяти уравнений и т. д.
Для прикидочных расчетов при проектировании допускаются приближенные методы расчета рам или другие обоснованные методы расчета, например, расчет ростверка как многопролетной балки или расчет плит, опертых по контуру.
Рассмотрим расчет простой рамы от действия эквивалентной равномерно распределенной нагрузки q.
Выбор расчетных схем и сочетаний нагрузок. Большое значение имеет правильность выбора расчетной схемы. Ошибка в схеме приведет к неверным результатам расчета.
По заданным условиям вначале устанавливаем сочетания нагрузок, а затем определяем их величину, приходящуюся на один поперечный ряд свай (на один ригель), руководствуясь рекомендациями, изложенными выше. Горизонтальные-нагрузки переносим в плоскость оси ростверка, а вертикальные — приводим к эквивалентным равномерно распределенным. Однако результат будет более точным, если определение внутренних усилий производить от действия каж-
283
дой нагрузки отдельно, т. е. от каждого вида нагрузки определить реакции в опорах, построить эпюры изгибающих моментов поперечных и продольных сил, а затем алгебраически сложить результаты по всем характерным сечениям рамы, построив суммарные эпюры от действия всех нагрузок данного сочетания.
Далее производим аналогичные расчеты по другим видам сочетания нагрузок и выявляем наиболее опасные.
При каждом сочетании располагаем нагрузки в пролетах и на консолях ригеля так, чтобы они создавали наибольшие значения усилий, возникающих то на опорах, то в пролетах (см. рис. 135). Высоту стоек принимаем с учетом глубины защемления свай по формуле (342).
В качестве примера рассмотрим способ определения моментов, поперечных сил и опорных реакций конструкции причала на колоннах-оболочках диаметром 1,6 м поперечно-ригельной системы с двумя рядами колонн в поперечном сечении при сочетании нагрузок, указанных на рис. 136, а.
Построение основной системы. Основной называют заданную систему, превращенную из статически неопределимой в определимую, путем рассечения ригеля посередине (рис. 136, б). В этом случае рама превращается в две ломаные консольные балки, защемленные в грунте.
Сечением ригеля уничтожаются внутренние усилия — изгибающий момент в ригеле, Х2 — поперечная и Х3 — продольная силы. Чтобы характер работы консоли соответствовал характеру работы рамы, усилия Х19 Х2, Х3 прикладываем к консолям в месте их уничтожения. Значения усилий Х± Х2, Х3 неизвестны.
Построение эпюр. Первая задача — определить величину усилий Х1У Х2, Х3, для этого построим эпюру от действия заданной нагрузки без учета Х1У Х2, Х3 (рис. 137, а) эпюры от действия только единичных усилий х± = 1, х2 = 1, х3 1 (рис. 137, б, в, г) и решим систему кононических уравнений.
Определение коэффициентов и грузовых членов кононических уравнений. Система кононических уравнений для трижды статически неопределимой рамы:
$п 4~ $12 АА 4" $1з Х3 4~ A j р О $21 X-L + $22 + 623 хз + Аор = О
$3i^i 4- S32 + $зз Х3 + А3р - О
где 8in — перемещение по направлению действия f-й силы от действия силы п, равной единице;
Аг‘р — перемещение по направлению f-й силы от действия заданной нагрузки Р.
Перемещения определяем способом перемножения эпюр. При определении коэффициентов 6 берем площади и ординаты под центром тяжести площадей единичных эпюр, при определении грузовых членов А площади берем в эпюре от заданных нагрузок Мр, а ординаты 284
(352)
Рис. 136. Заданная и основная системы
Рис. 137. Эпюры изгибающих моментов от заданной нагрузки Р и от единичных нагрузок х
под центром тяжести площадей в Xi, по формулам:
эпюрах от единичных нагрузок
(353)
g Уъ
1П “
д 2^
£р'р
У! . £с Я SCDp У1 Я Я
где co/t — площади фигур эпюры соответственно на ригеле и на сваях от единичной нагрузки хп; со а — площади фигур эпюры соответственно на ригеле и на сваях от заданной нагрузки Р; Уг —ординаты в эпюрах лу = 1, взятые под центром тяжести соответствующих площадей со; Ес1с —• соответственно жесткость ригеля и жесткость сваи; £р, Ес — модули упругости ригеля и сваи, зависящие от марки бетона, определяемые по табл. 6 приложения;
При /р, 1с — моменты инерции ригеля и свай, определении главных перемещений 6П, 622, 633 площади
и ординаты берем в одной единичной эпюре, соответствующей значкам при 6, при определении побочных перемещений 6V2, 613, б23 и т. д., а также при определении грузовых членов Ахр, А2р, Азр площади берем второго значка, а ординаты в эпюре первого значка, иапри-
мер, // // // // tr z/ п tf g C02 Уъ ~I~O.3 //з j Я 0j4 //4 . 22 £p/p £c/c s21 = фуц (354) Я * c OJp2 У2 ®р\У\ Ct)P5 Я Я A3/J и т. д. /p
Подставив значения перемещений в систему копонических уравнений и решая систему, определяем неизвестные усилия А\, Х2, Х3.
Построение суммарной эпюры. Ординаты эпюры от действия xL 1 ‘ умножаем на величину Xlf ординаты эпюры от х2 = 1 — на Х.2, ординаты эпюры от х3 1 — па Х3 и получаем эпюры от действия фактических значений Xt.
Суммарную эпюру М строим алгебраически, складывая ординаты эпюр МР, Мх1, Мх2, Мхз по характерным сечениям. Проверку правильности построения суммарной эпюры производим проверкой равновесия узлов. Л'кшепты в заделках стоек равны реактивным моментам Яд и 7Ив.
286
Построение эпюры Q. По суммарной эпюре М строим эпюру поперечных сил Q, используя зависимость
dM = tga - Q, (355)
где а — угол наклона линии моментов к оси.
Знак Q в каждом сечении устанавливается по правилу: если ось эпюры моментов для совмещения с линией моментов нужно вращать по часовой стрелке (по меньшему углу), то Q имеет знак плюс, если против часовой — минус.
Определение реакций. Реакции в опорах определяем по эпюре поперечных сил Q. Направление реакции устанавливаем по знаку эпюры Q в сечениях над опорами, пользусь правилом: реакция направлена вверх, если Qb данном сечении положительна при силе, расположенной слева от сечения, или, если Q отрицательна —- при силе, расположенной справа. В противных случаях реакция направлена вниз.
Проверку правильного определения вертикальных и 7?в и горизонтальных ЯА и Яв реакций производим, проектируя все силы на оси Y и X 2У - 0; 2% - 0.
Если расчет производился на каждую нагрузку в отдельности, то величины опорных моментов, перерезывающих сил и опорных реакций, вызываемые каждой нагрузкой, складываем и получаем окончательные суммарные их значения.
В такой же последовательности определяем наибольшие значения усилий в пролетах.
По итогам расчетов на различные сочетания нагрузок и различные комбинации их приложения выбираем наиболее опасные изгибающие моменты в стойках, по которым проверяем прочность и трещиноустой-чивость свай или колонн-оболочек; в опорах и пролетах ригеля, по которым производим расчет ригеля; по максимальным реакциям (учитывая реактивные силы от крана и собственный вес свай) определяем глубину погружения свай.
)
Глава XXII
РАСЧЕТ НАБЕРЕЖНЫХ ЭСТАКАДНОГО ТИПА
В ПРОДОЛЬНОМ НАПРАВЛЕНИИ
§ 104. РАСЧЕТ ОДНОПРОЛЕТНОЙ РАМЫ
Расчет эстакады в продольном направлении (продольных рам) производится таким же способом, как и расчет в поперечном направлении, только нагрузки собираются не на поперечный, а на продольный ригель. Расчет на подвижные нагрузки производится по линиям влияния.
Продольные рамы в отличие от поперечных имеют одинаковые длины пролетов и одинаковую высоту стоек. Это упрощает расчет и позволяет производить его по формулам или таблицам, составленным для одно-287
пролетных и многопролетных рам или многопролетных неразрезных балок.
Расчет однопролетной рамы производим на каждый вид нагрузки отдельно по каждому из сочетаний и находим суммарные наибольшие величины внутренних усилий по опасным сечениям.
Определение моментов инерции ригеля /р, стойки /с, их погонных жесткостей Zp, ic и коэффициента kj\
h . 1 7 Д
~ , tc = 1,00 —; Д — — >
/ /т i с
(356)
где / — длина пролета, м;
1,33 — коэффициент, учитывающий увеличение жесткости за счет защемления стоек в грунте;
h — высота стоек, м;
kt — коэффициент, равный отношению погонных жесткостей.
1. Ригель полностью загружен равномерно распределенной нагрузкой от собственного веса или эквивалентной нагрузкой, приходящейся на один ряд свай (рис. 138, а).
МА = МВ= —; Н ---------------д—----,
12 (6;+ 2) 46(6;+2)
где/Ил, Мв — моменты в заделке стоек в грунте;
Н — горизонтальная реакция.
Другие символы указаны на рис. 138, б.
2. Ригель частично загружен эксплуатационной равномерно распределенной нагрузкой (рис. 138, в).
м 1 +26 362 1 А 12 [/(2 + /гг) /2(1-д-6йг)]’ ° 6 L / (2+бг) /2(1 + ббг) ] н да*(1 + Ы) Ahl (2+kt}'
3. Ригель (рис. 138, г). загружен сосредоточенной вертикальной нагрузкой Р 2а 5^ — 1 + — (kt + b) л, Pab 1 /Ил -— • , 2Z (6;+ 2) (66;-1-1) н ЗРаЬ 2hl (kt + 2) ’ / а 2а2 \ + у А 66;+1
288
4. Ригель загружен горизонтальной сосредоточенной нагрузкой N (рис. 138, д').
’ MA = MB=Nfl(3k^.
2(6fe;+l)
Я = Л; RA = RB=_™hkt_
2 A K.Qki + 1)
5. Ригель нагружен сосредоточенным моментом /Ик от нагрузки на консоль (рис. 138, е).
Л4К; 6Аг4-1 У
67Ик ki
2 \ ЗМК
Я =-----; RA = RB —
2h{ki + 2) &ki+ 1
Используя выражения по пунктам 1—5, превращаем задачу в статически определимую. Внутренние усилия могут быть определены для любого сечения.
Ю Удовиченко, Яковлев
289
§ 105. РАСЧЕТ ДВУХ- И ТРЕХПРОЛЕТНЫХ РАМ ПО ТАБЛИЦАМ
Двухпролетная рама. В табл. 7 приложения приведены значения единичных ординат изгибающих моментов для двухпролетной рамы с жестким защемлением стоек в грунте.
В зависимости от значения коэффициента kh определенного по формуле (356), выбирается ордината уг в соответствующем сечении принятой схемы нагрузок. Величину единичной ординаты yt умножаем на множитель дэ/2, взятый со знаком, указанным в таблице, и получаем величину изгибающего момента в данном сечении:
М, = yiq,l\ (357)
где q3 — равномерно распределенная эквивалентная нагрузка, приходящаяся на ригель, кН/м2;
/ — длина пролета, м.
Таблицы составлены для двух схем нагрузок (рис. 7 приложения).
1. Равномерно распределенной нагрузки от собственного веса и эквивалентной нагрузки при загружении двух пролетов.
2. Равномерно распределенной нагрузкой загружен один пролет.
Трехпролетная рама. В табл. 8 приложения приведены значения единичных ординат изгибающих моментов для трехпролетной рамы с жестким защемлением стоек в грунте.
В таблице приведены четыре схемы загрузки рамы (рис. 8 приложения):
равномерно распределенной нагрузкой от собственного веса ростверка загружены все пролеты;
эксплуатационной нагрузкой загружены два крайних пролета; эксплуатационной нагрузкой загружен средний пролет;
эксплуатационной нагрузкой загружены два смежных пролета.
Величины моментов определяем по формуле (357).
Вычислив опорные моменты по концам ригелей (двух- и трехпролетной рам), определяем пролетные моменты, перерезывающие силы и опорные реакции как для неразрезной балки с учетом действительной, а не эквивалентной нагрузки.
Моменты в головах стоек в местах их заделок в ригель определяем как разность опорных моментов с обеих сторон стоек. Моменты в основании стоек, т. е. в местах заделки их в грунте, определяем умножением моментов в голове стоек на коэффициент 0,5. Остальная часть расчета аналогична расчету поперечной рамы.
§ 106. РАСЧЕТ ПРОДОЛЬНОГО РИГЕЛЯ КАК МНОГОПРОЛЕТНОЙ БАЛКИ
НА УПРУГОСМЕЩАЮЩИХСЯ ОПОРАХ ПО ТАБЛИЦАМ
Теоретические предпосылки. Табл. 9—13 приложения составлены в результате решения уравнений пяти моментов четырехпролетной неразрезной балки на упругосмещающихся опорах с равными пролетами от действия подвижной сосредоточенной нагрузки.
290
В таблицах приведены ординаты линий влияния, вычисленные для различных значений коэффициента ср, учитывающего упругие характеристики ригеля и свай в зависимости от места расположения нагрузки (расстояния х от нулевой опоры).
Известно, что каждая линия влияния строится для одного какого-либо усилия (опорной реакции, изгибающего момента или поперечной силы) и только для одного наиболее опасного сечения от действия единичной нагрузки, перемещающейся по ригелю. Перемещение нагрузки вызывает перемещение максимального усилия по сечениям ригеля. Например, если сила находится над нулевой опорой, то в ней возникает максимальная реакция, если над первой, то максимальная реакция возникает в первой опоре и т. д.
Если на ригеле находится не одна сила, а группа сил (давление от колес кранов), то существует такое положение сил, когда они вызывают в каком-то сечении самую большую величину внутреннего усилия. Задача сводится к тому, чтобы найти такое расположение кранов па ригеле, при котором возникнет в какой-то опоре максимальное значение реакции, а в какой-то опоре—максимальное значение опорного момента, а затем найти их наибольшие значения противоположного знака.
Для решения поставленной задачи достаточно рассмотреть три линии влияния опорных реакций (для нулевой, первой и второй опор) и две линии влияния опорных моментов (для первой и второй опор), так как наибольшие значения внутренних усилий (вычисленные при загрузке кранами этих пяти линий влияния) могут возникнуть в любой другой опоре продольного ряда при перемещении кранов вдоль линии кордона.
Другие таблицы составлены для учета собственного веса и временной равномерно распределенной нагрузки.
Последовательность определения опорных моментов и реакций в продольном ригеле от действия крановой нагрузки
Определение коэффициента ср. Коэффициент ср, учитывающий упругие характеристики конструкции, определяем по формуле
(p=6Fp/pCo> (358)
/пр
где £р/р — жесткость условного продольного ригеля, кНм2;
Ер — модуль упругости материала ригеля, зависящий от марки бетона (принимается по табл. 6 приложения), кН/м2;
7р — момент инерции условного ригеля, вычисляемый по поперечному сечению продольного ригеля рассчитываемого ряда свай, м4;
/пр — шаг свай в продольном направлении, м;
с0 — характеристика упругости опоры (смещение опоры от единичной силы):
(359)
10*
291
a) h.=4
х ________________________^пр
45
1,0 *
Z ОJ *1
Рис. 139. Построение линии влияния опорного момента М\ при ф = 2
здесь hi — высота свободной (незащемленной) части сваи, т. е. высота сваи от оси ростверка до зоны защемления сваи в грунте (высота стойки рамы), м;
Ес — модуль упругости материала сваи, зависящий от марки бетона сваи (принимается по табл. 6 приложения), кН/м2;
Fc — поперечное сечение сваи по наружному диаметру, м2.
Построение линии влияния опорного момента. Строим линию влияния опорного момента Мг по табл. 9 приложения (рис. 139).
Вычерчиваем на миллиметровой бумаге ригель продольной рамы в виде четырехпролетной балки (для любых продольных пролетов рассчитываемого ряда свай (рис. 139, б).
Задаемся расстоянием xi9 т. е. положением единичной силы от нулевой опоры последовательно х0 = 0; хт = 0,5 Znp; х2 = /пр и т.'д. до х8 = 4 /пр, т. е. через 0,5 длины пролета. Берем отношения х//пр последовательно х0^пр — 0; = 0,5; х2^пр = 1 и т. д. до
«^8^пр ~ 4.
Из таблицы, рассчитанной для Mi, выбираем ординаты линии влияния в графах, соответствующих найденному значению ср и принятым значениям отношений х//пр.
От оси линии влияния откладываем все выбранные ординаты строго в масштабе, учитывая знак (вверх отрицательные, вниз положительные). Точки значений ординат соединяются плавной кривой (см. рис. 139, б).
Например, если <р = 5, то ординаты будут равны: при Хо = 0 KQr= — 2270; при Х1//цр ~ — + 178; при х2//пр = 1 К% = + 2970; при х3//пр =
— 1,5 Кз = + 1360 и т. д. (см. табл. 9 приложения).
292
Рис. 140. Загрузка положительной .и отрицательной частей линии влияния 7И1 крановой нагрузкой
На рис. 139, б линия влияния построена при ср = 2.
Аналогично строим линии влияния для опорного момента Л12 и опорных реакций 7?0, Т?2 по табл. 10—13 приложения.
Загружение линии влияния крановой нагрузкой. Вначале загружаем положительную часть линии влияния схемой спаренных кранов (см. рис. 46), так чтобы сумма положительных ординат была максимальной, а сумма отрицательных (по абсолютной величине) — минимальной. В том случае, если два крана при алгебраической сумме ординат дадут меньшее положительное значение, то линию влияния загружаем только одной ногой крапа (рис. 140, а).
В общем случае максимальные усилия определяем по формулам:
шах Л4кр, - (Л2К, + Р22К;)/пр 10~4, (360)
шах 7?кр г = (Л 2 К, + Р22 IQ 10~4, (361)
где max/l4Kpf — наибольший положительный изгибающий момент, возникающий на r-й опоре, для которой построена линия влияния от действия крановой нагрузки, кНм; шах 7?кр i — наибольшая положительная (направленная вверх) опорная реакция, возникающая на f-й опоре, для которой построена линия влияния от действия крановой нагрузки, кН;
Рг — максимальное давление колеса одной ноги крана, кН; Р2 — давление колеса второй ноги крана, кН;
293
Ki — ордината линии влияния, взятая под каждой из соответствующих сил Р± и Р2 из табл. 9—13 приложения;
/пр — шаг свай в продольном направлении, м.
Ординаты линий влияния Ki определяются по соответствующей таблице, т. е. по той таблице, по которой построена данная линия влияния аналогично тому, как определялись ординаты при построении линии влияния.
Чтобы определить ординаты Ki под каждой из сил Рг и Р2, следует вначале определить расстояние от линии действия каждой силы Pi до нулевой опоры (см. рис. 140). Затем найти отношение х//пр. По величинам отношений х//пр и значению коэффициента ср выбираем в таблице значения ординат Ki с их знаками. В случае несовпадения х//пр или ср с табличными значениями Ki определяем интерполированием.
Аналогично загружаем отрицательную часть линии влияния той же схемой крановой нагрузки, но так, чтобы сумма отрицательных ординат была наибольшей, а сумма положительных ординат — наименьшей (см. рис. 140, б). В этом случае определяем min 7HKPf и min по формулам (360) и (361), подставив ординаты Ki, соответствующие загрузке отрицательной части линии влияния.
Загрузив две линии влияния опорных моментов Мт и ТИ2, выбираем из них наибольшее положительное и отрицательное значения, а по загрузке трех линий влияния опорных реакций /?0, R±, R2 выбираем из них наибольшее положительное и отрицательное значения опорной реакции, возникающей от действия крана.
Загрузка линий влияния подвижными составами. Аналогично загрузке кранами загружаем линии влияния железнодорожными подвижными составами или безрельсовым транспортом и от их действия находим максимальные и минимальные опорные моменты и реакции.
Определение усилий от временной нагрузки. Наибольший опорный момент и реакцию от действия временной равномерно распределенной нагрузки определяем по табл. 14—17 приложения, загрузив распределенной нагрузкой (приходящейся на ригель) два первых пролета и последний пролет (т. е. через один). В этом случае наибольшие усилия возникнут в первой опоре, считая от нулевой. Величину усилия от загрузки каждого пролета определяем по формулам:
Mqi — KiQpl^p} Rqi ~ KiQpl'iip* (362)
Так как в сочетание нагрузок могут войти или нагрузки от подвижных составов, или нагрузки от складирования грузов (равномерно распределенные), то в расчет принимаем ту, которая создает наибольшие усилия.
Определение усилий от собственного веса ростверка. Нагрузка от собственного веса ростверка входит во все сочетания нагрузок. Опорные моменты и опорные реакции от действия собственного веса ростверка, приходящегося на продольный ригель, определяем по табл. 18 приложения, загрузив все пролеты ригеля. Величину усилий в опорах определяем по формуле (362), подставляя соответствующие значения Ki и q, 294
Определение суммарных усилий. Для определения величины усилий в опорах от всех одновременно действующих нагрузок данного сочетания необходимо сложить усилия, вызываемые каждой нагрузкой в отдельности по каждой характерной опоре.
Дальнейший расчет моментов в пролетах и поперечных сил производим как расчет многопролетной неразрезной балки при самом невыгодном сочетании нагрузок.
Глава XXIII
РАСЧЕТ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ НА ОБЩУЮ УСТОЙЧИВОСТЬ
ПО КРУГЛОЦИЛИНДРИЧЕСКОИ ПОВЕРХНОСТИ СКОЛЬЖЕНИЯ
§ 107. УСТОЙЧИВОСТЬ ЗЕМЛЯНЫХ откосов и ОТКОСНЫХ СООРУЖЕНИЙ
Общие положения. В расчетах причальных сооружений гравитационного типа производилась проверка устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости контакта с каменной постелью и с грунтом основания. В причальных сооружениях типа больверк проверялась устойчивость при вращении стены вокруг точки крепления анкера. Причалы типа эстакады на плоский сдвиг не рассчитывают. Сдвиг эстакады по плоскости подобно гравитационному сооружению произойти не может потому, что сваи защемлены в грунте.
Однако каждый из типов подпорного или откосного сооружения может потерять устойчивость и сползти подобно оползню вместе с массивом грунта, на котором возведено сооружение по некоторой криволинейной поверхности скольжения. Поверхность скольжения грунта близка к цилиндрической, а так как грунт при этом сползает вместе с сооружением, то проверку устойчивости сооружения называют расчетом на общую устойчивость по круглоцилиндрической поверхности скольжения.
Теоретические предпосылки. Расчетом определяют коэффициент устойчивости на опрокидывание, т. е. отношение суммы моментов удерживающих сил к сумме моментов опрокидывающих сил вокруг точки О, называемой центром скольжения. Но так как плечи всех сил равны радиусу цилиндрической кривой 7?, то расчет сводится к определению коэффициента устойчивости на сдвиг, т. е. отношению удерживающих сил к сдвигающим.
Существует только одна криволинейная поверхность скольжения (по линии наименьшего сопротивления) с каким-то радиусом и центром скольжения. Задача состоит в том, чтобы найти этот центр и радиус скольжения, при которых коэффициент устойчивости на сдвиг наименьший. Предположим, необходимо определить, будет ли земляной откос с заложением т устойчив, если на поверхности откоса расположить нагрузку q (или установить подъемный кран).
295
Рис. 141. Расчет устойчивости земляного откоса по круглоцилиндрической поверхности скольжения
Из произвольного центра произвольным радиусом очертим вероятную кривую поверхности скольжения. Из центра опустим вертикаль Ох В, с разных сторон которой отложим расстояния, равные 0,5 Ь, где b = 0,1 и обозначим полученную полосу нулевым номером (рис. 141). Сползающий откос разделим на полосы шириной Ь, обозначив последовательно положительными номерами, начиная от нулевого, а полосы удерживающего массива грунта шириной b обозначим отрицательными номерами.
Определим вес каждой полосы gi и вес нагрузки gqi, которая действует на поверхности ‘сползающего откоса.
Рассмотрим устойчивость произвольного номера полосы п, для чего вес полосы gn приложим в середине полосы и перенесем по линии действия на поверхность скольжения в точку А. Сила веса gn раскладывается на две составляющие—нормальную Nn и касательную Тп.
Нормальная составляющая, умноженная на коэффициент трения Nnfn, — сила удерживающая, а касательная составляющая Тп — сила сдвигающая. Полоса грунта под номером п будет устойчива на откосе, если момент удерживающей силы больше момента сдвигающей, т. е.
Nnfn R Nn fn
TnR Тп
>1.
Учет сил сцепления. Если поверхность скольжения проходит через связные грунты, то к удерживающим силам добавится сила сцепления
где сп — удельное сцепление грунта, кН/м2;
1п — длина поверхности скольжения n-й полосы, м.
296
Следовательно, коэффициент устойчивости на сдвиг n-й полосы для связных грунтов равен
R __(Nn fn~\~cn in) R_Nn fn + Cn ln ।
c- TnR -
Тп
где fn = tg cp„,
здесь cpn — угол внутреннего трения грунта по поверхности скольжения n-й полосы;
Nn = gn cos an; Тп - gn sin an.
Общая формула устойчивости. Неоднородный откос с различными значениями ср и с, загруженный нагрузкой q, будет устойчив, если выполняется условие:
= 2 gj cos aj tg СР; + S gqf cos at tg cpf + % Cj Ц
C1 Sgj sinaj + SgqfSinaj
Все члены, входящие в сумму числителя формулы (363), по знаку принимаем положительными, а по величине — равными значениям соответствующих каждому номеру полосы. Члены, входящие в сумму знаменателя, принимаем по знаку и величине равными значениям соответствующего номера полосы (см. рис. 141).
Из построения следует (см. треугольник AO-J3 при увеличении угла от 0 до п), что для нулевой полосы при а = 0 sin cz0 = 0, cos cz0 = = 1; для полосы номер I sin а1 = ^- = 0,1 ~ = 0,1; для полосы но-мер 2 sin сс2 = 0,2 и т. д.; для полосы номер п
sin ап ^- = 0,1 п, (364)
Следовательно, величина sin а каждой полосы равна 1/10 номера этой полосы. Величину cos czf определяем по sin cq.
Расчет устойчивости по круглоцилиндрической поверхности скольжения производится методом последовательного приближения. Если случайно оказалось, что вычисленный по формуле (363) kG1 < 1, то откос неустойчив, но если оказалось, что kc > 1, то это еще не значит, что откос устойчив, потому что в первоначальном приближении был взят центр скольжения О± и радиус 7?х произвольно. Теперь необходимо найти тот единственный центр скольжения Оп и радиус Rn, при котором коэффициент устойчивости kcn будет минимальным, и если он окажется больше единицы, то откос действительно устойчив.
Для последующего расчета через центр Ог проводим две взаимно перпендикулярные прямые, на которых берем новые центры скольжения О2> О3 и т. д. и определяем коэффициенты &с2, kc3 и т. д., если коэффициенты по вертикали увеличиваются, то берем новые центры на горизонтальной прямой 04, О5 и т. д. Вокруг центра с наименьшим значением коэффициента устойчивости берем еще несколько центров и расчет продолжаем до тех пор, пока не найдем центр Оп и радиус Rn с наименьшим коэффициентом устойчивости на сдвиг kcn.
297
В справочной и учебной литературе [17, 21] имеются таблицы для определения координат возможных центров скольжения или рекомендации для определения зоны, в которой следует искать центр с наименьшим коэффициентом, что уменьшает объем вычислений.
Замена нагрузки приведенной высотой. Рекомендуется равномерно распределенную нагрузку q заменять эквивалентным слоем нижележащего грунта приведенной высоты по формуле (215):
В этом случае количество слагаемых в формуле (363) уменьшается. Рассмотренным методом могут рассчитываться откосные причальные, берегоукрепительные сооружения и откосы земляных плотин.
§ 108. ПРОВЕРКА ОБЩЕЙ УСТОЙЧИВОСТИ ПРИЧАЛА ИЗ МАССИВОВОЙ КЛАДКИ
Проверку устойчивости производим по двум системам кривых. Одну систему проводим через тыловую крайнюю точку каменной постели радиусом Rt (кривая /), а вторую — через тыловое ребро первого курса массивов радиусом R- (кривая II, рис. 142).
Расчет производится аналогично методу расчета устойчивости земляного откоса. Отличие заключается в том, что вес сооружения за7 меняем эпюрой давления на каменную постель от действия всех вертикальных сил (без учета горизонтальных нагрузок). Равномерно распределенную нагрузку и слой сухого грунта заменяем приведенной высотой hQi; центр скольжения в первом приближении Oi определяем по табл. 38.
Определение координат центра скольжения. В табл. 38 приведены величины относительных координат, т. е. отношения координат х и у ко всей высоте сооружения Н. Их величины зависят от отношения А/гср к уг<в Н и отношения t к Н, где A/zcp — среднее возвышение приведенной высоты над отметкой территории, м; уг в — средняя объемная масса грунта по высоте Я под водой, т/м3; Я—полная высота сооружения, м; t — величина заглубления поверхности скольжения ниже отметки дна, м.
Для определения ДЯср и I вначале задаемся произвольным центром скольжения Ох и проводим кривую скольжения, аналогичную кривой I. Равномерно распределенную нагрузку в пределах кривой скольжения и сухой грунт выше горизонта воды приводим к объемному весу грунта под водой, т. е. находим приведенные высоты hQi от сухого грунта и действия нагрузок qQ (и qa, если кривая пересекает переходную зону) по формуле
h _^+?п^к. — > Yr.в
(см. Л01 и hQ2 на рис. 142), а затем определяем превышения приведенных высот Ahi наД поверхностью кордона, по которым находим их среднее значение:
Ah[ — Hqi hK
298
'Щп (Toj -в Рис. 142. Расчет причала из 621^1]1 тах массивовой кладки на общую
^з’ устойчивость по круглоцилин-
дрической поверхности сколь-
жения
По величинам значений A/icp, Z, ув и и у центра скольжения Ох по табл. 38.
Н определяем координаты х
Таблица 38
Относительные координаты центра скольжения
д ^ср/^г. в И t/H Относительные координаты Aftcp/Vr. вЯ Относительные координаты
х/н | у/н х/Н 1 у!Н
0 0 0,5 0,5 1,0 0,5 0,25 0,33 0,31 0,26 0,41 0,35 0,5 1,0 1,0 1,0 0,5 1,0 0,41 0,34 0,44 0,53 0,39 0,57
Определение невыгодного положения нагрузки. Из центра ОТ с координатами х и у проводим возможную кривую обрушения I и под углом фг к вертикали проводим прямую О±В до пересечения с поверхностью скольжения. Из точки В проводим вертикальную прямую Л В до пересечения с поверхностью.
Точка А укажет невыгодное положение начала действия нагрузки qQ.
Построение эпюры давления сооружения на каменную постель. Максимальные и минимальные напряжения на каменную постель определяем по формуле (287)
______ G (1 , бе tfmax ~ — 1 ± — min zjc \ £>с
но без учета действия горизонтальных сил, т. е. в формуле (289) Мо — 0.
299
Следовательно, плечо равнодействующей г определяем по формуле
Г__Му gjrj
G ”G
Эксцентриситет е определяем по формуле (288)
Вс е = ——г.
2
Отсутствие горизонтальных сил увеличивает плечо равнодействующей г, эксцентриситет е может получить отрицательное значение. Максимальное давление в этом случае возникает у тыловой грани стенки.
Определение коэффициента устойчивости. Массив грунта, сползающий вместе с сооружением по возможной кривой /, разбиваем на полосы шириной b = 0,1 R аналогично расчету устойчивости откоса. Определяем вес каждой полосы, учитывая различные значения высоты слоя и объемные веса грунтов каждой полосы, например, вес f-й полосы равен (см. рис. 142)
gi = (Мп.В + ^2?к.в) Ь.
Вес сооружения определяется величиной площади эпюры вертикального давления, приходящейся на ширину полосы Ь, например, вес сооружения, приходящийся на вторую полосу, равен
G =-gml» + g2
2
Вес всей второй полосы равен сумме веса сооружения и веса грунта основания §*2 с учетом веса камня постели и грунта основания по ширине Ь:
g*2 = G2 + g*2-
Аналогично определяем вес третьей полосы и т. д.
Коэффициент устойчивости на сдвиг по криволинейной поверхности скольжения I с центром Ох и радиусом определяем по формуле —------------------------------------------
2 gi sin
где gt — вес соответствующего номера полосы с учетом неоднородности грунтов и равномерно распределенной нагрузки, кН;
Фг- — угол внутреннего трения грунта рассматриваемой полосы в пределах кривой поверхности скольжения;
с — удельное сцепление грунта в пределах длины кривой скольжения Ц рассматриваемой полосы, кН/м2;
/. — длина кривой скольжения рассматриваемой полосы, м; sin — определяется по формуле (364).
Расчет можно производить и без построения эпюры давления, а вес сооружения учитывать по вертикальным полосам шириной в. зоо
Рис. 143. Положение возможных кривых поверхностей скольжения и невыгодное положение эксплуатационных нагрузок при расчете на общую устойчивость
Дальнейший расчет производим аналогично расчету земляного откоса, т. е. задаемся полюсом О2 и определяем коэффициент /гс2 и т. д. до тех пор, пока не найдем наименьший коэффициент из всех возможных по системам кривых скольжения I и II.
Если в основании сооружения залегают прослойки илистых и пластичных глинистых грунтов, то необходимо проверить устойчивость по кривым скольжения, проходящим в прослойках слабых грунтов.
На рис. 143 приведены возможные кривые потери устойчивости по круглоцилиндрическим поверхностям скольжения уголковой стенки и больверка. Кривые сползания эстакад проводятся по остриям свай или в прослойках слабых грунтов.
Глава XXIV
СПЕЦИАЛЬНЫЕ ТИПЫ ПРИЧАЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ
§ 109. ПАЛЫ
В связи с увеличением тоннажа судов резко возросли горизонтальные нагрузки на причальные сооружения, а следовательно, возникла необходимость строить мощные дорогостоящие причалы. С целью значительного сокращения стоимости строительства причалов, не имеющих кранового оборудования, вместо сплошного причального фронта были применены отдельно стоящие опоры, воспринимающие горизонтальные динамические и статические нагрузки от судов. Такие опоры получили название палов.
Палы могут входить в состав причала или быть самостоятельными элементами, образующими причал.
По назначению палы делятся на швартовные, отбойные, причальные, направляющие и разворотные (рис. 144).
Швартовными называются палы, работающие на швартовную нагрузку.
301
Рис. 144. Палы различного назначения:
а — швартовные; б — отбойные; в — причальные; г — направляющие; д — разворотные
Отбойными являются палы, воспринимающие усилия от навала судна.
Причальные палы воспринимают одновременно и удар судна и швартовную нагрузку.
Направляющие палы обеспечивают направление подходящего к причалу судна, а также вход в шлюз или гавань.
Разворотные палы служат для разворота судна.
В зависимости от податливости конструкции палы могут быть гибкими и жесткими.
Гибкие палы состоят из вертикальных свай различного диаметра. Они обладают значительной податливостью, что резко снижает ударную нагрузку. Однако в гибких палах образуются значительные по величине изгибающие моменты и появляется постепенный наклон свай за счет остаточных деформаций грунта дна. Вследствие этого со временем их приходится заменять.
Рис. 145. Гибкие палы из трубчатых свай:
1 — отбойное приспособление; 2 — стальные соединительные пластины
Рис. 146. Жесткие палы:
а — гравитационный из массива-гиганта; б — на трубчатых сваях; 1 — массив-гигант; 2 — песчаное заполнение; 3 — причальная тумба; 4 — отбойная рама; 5 — металлические трубы с заполнением бетоном
302
На рис. 145 представлены конструкции гибких палов, состоящие из трубчатых свай диаметром 600 мм с толщиной стенок 20 мм.
Жесткие палы—это опоры гравитационного типа, а также из козловых свай, воспринимающие горизонтальные нагрузки.
Свайные жесткие палы работают в основном на сжатие и растяжение, что является их преимуществом по сравнению с гибкими палами, где сваи работают на изгиб. Однако в жестких палах при ударе крупнотоннажных судов возникают значительные усилия, которые резко увеличиваются вследствие малой податливости жестких палов. Поэтому жесткие палы необходимо снабжать отбойными устройствами с хорошими амортизирующими свойствами.
Гравитационные жесткие палы устанавливаются непосредственно на скальное основание либо на каменную постель. Устойчивость гравитационных палов обеспечивается их собственным весом. На рис. 146, а показан пал в виде массива-гиганта, предназначенный для крупнотоннажных судов.
На рис. 146, б изображен жесткий пал для крупнотоннажных танкеров дедвейтом 100 000 т. Пал рассчитан на усилие 250 тс. Он состоит из восьми свай диаметром 546 мм при толщине стенок 14—16 мм. В нижней части каждой сваи на длине 6,5 м устроены открылки из обрезков шпунтовых свай. Открылки повышают несущую способность свайного основания. Верхняя часть свай омоноличена железобетонным оголовком, в котором закреплена швартовная тумба.
§110. РЕЙДОВЫЕ ПРИЧАЛЫ
Наряду с береговыми причалами для обслуживания крупнотоннажных судов часто устраивают причалы, выносимые на рейд за пределы акватории порта, которые называют рейдовыми. Необходимость в рейдовых причалах возникает в связи со значительными осадками принимаемых судов, и следовательно, с огромными затратами на дноуглубительные работы для создания подхода судов. Рейдовые причалы могут быть стационарными и облегченной конструкции.
Стационарные рейдовые причалы могут иметь ту же конструкцию, что и береговые. С берегом стационарный рейдовый причал обычно соединяет эстакада.
Рейдовые причалы облегченной конструкции могут быть выполнены в виде башен, платформ или буев.
На рис. 147, а изображен рейдовый причал облегченной конструкции. Он состоит из центрального пала и шарнирно соединенной с ним балки. Шарнирное соединение позволяет судну, стоящему у балки, вращаться вместе с ней относительно пала, к которому пришвартовано судно. Это снижает нагрузки, действующие на балку и судно, при ветре и волнении. Балка имеет изгибы в вертикальной плоскости. Один из изгибов соединен с палом, а на другом расположена рабочая платформа. На платформе располагаются устройства для присоединения к судовым трубопроводам.
303
Рис. 147. Рейдовые причалы облегченной конструкции:
а — из пала и балки;. б — из одиночного буя; ’ 1 — опорное кольцо; 2 — нефтепровод; 3 — отбойное кольцо; 4 — поворотное устройство; 5 — соединительная балка; 6 — Присоединение к судовым трубопроводам: 7 — буй; 8 — якорная цепь
На рис. 147, б показан рейдовый причал в виде одиночного буя. относительно которого судно может поворачиваться по ветру. Такая схема позволяет значительно снизить нагрузку на буй. .
Если рейдовые причалы предназначаются для танкеров, то они соединяются с берегом трубопроводами, для обычных грузов применяют канатные дороги и т. п.
§ 111. СПЕЦИАЛИЗИРОВАННЫЕ ПРИЧАЛЫ
В настоящее время появляется много крупнотоннажных специализированных судов для перевозки штучных, навалочных и жидких грузов. Это вызывает необходимость возведения специализированных
Рис. 148. Специализированные причалы:
а —для контейнеровозов; б — для навалочных грузов 304
причалов, конструкции которых в значительной степени зависят от монтируемых на них перегрузочных устройств.
Причалы для штучных грузов. На них устанавливают перегружатели для контейнеров. В связи с большими нагрузками от перегружателей такие причалы должны иметь усиленное основание.
На рис. 148, а изображен причал для контейнеровозов в районе с большими приливными колебаниями уровня. Свайное основание сооружения состоит из металлических
двутавровых свай, снабжен- Рис. 149. Причалы для зерновозов
ных открылками для повыше-
ния несущей способности. Лицевая стенка причала выполнена из металлического шпунта. Верхнее строение представляет собой волногасящую камеру из сборных коробчатых железобетонных элементов массой 450 т.
Причалы для навалочных грузов. На них устанавливают мощные специализированные перегружатели, которые создают значительные вертикальные нагрузки. Это обстоятельство учитывается в конструкциях.
На рис. 148, б показан причал, где склады удалены от кордона. Под каждую ногу перегружателя устроено мощное основание в виде стальных трубчатых свай диаметром 700 мм. В тыловой части причала устроена легкая подпорная стенка из металлического шпунта.
Причалы для зерновозов представлены на рис. 149. Они представляют собой узкий пирс. Основанием его являются предварительно напряженные железобетонные трубчатые сваи диаметром 0,6 м с утолщенным нижним концом. Верхнее строение является сборно-монолитным. Оно выполнено из предварительно напряженных железобетонных элементов. Для восприятия швартовных нагрузок и усилий от навала судов устроены причально-отбойные палы, расположенные с обеих сторон пирса.
Причалы для жидких грузов. На них устанавливают шлангоподъемные устройства и трубопроводы.
Причалы для крупнотоннажных танкеров могут быть рейдовыми, в виде узких пирсов, набережных. Так как нефтетанкеры по сравнению с другими судами имеют наибольший тоннаж и размеры, то при их подходе и швартовке у причала возникают максимальные горизонтальные нагрузки. Для их восприятия в состав нефтепричалов включаются палы.
Основания современных нефтепричалов обычно возводятся из металлических или железобетонных свай и колонн-оболочек. На рис. 150
305
показан нефтепирс на основании из предварительно напряженных же-* лезобетонных оболочек диаметром 1,6 м.
Глава XXV
ШВАРТОВНЫЕ ПРИСПОСОБЛЕНИЯ И ОТБОЙНЫЕ УСТРОЙСТВА
§ 112. ШВАРТОВНЫЕ ПРИСПОСОБЛЕНИЯ
Швартовные приспособления необходимы для крепления судна у причала. К ним относятся тумбы, рымы, швартовные гаки и буи.
Швартовные тумбы получили наибольшее распространение. Они отливаются из стали или чугуна обычно пустотелыми, могут быть двухголовыми или одноголовыми. Голова тумбы имеет козырек, обеспечивающий надежное закрепление швартовного троса при любом возвышении борта судна над кордоном причала. Как правило, 306
козырек устраивается с одной стороны тумбы. На рейдовых причалах тумбы имеют сплошной по всей окружности козырек. Швартовные тумбы могут быть со съемными головами и разборными.
Тумба со съемной головой состоит из фундаментной и головной части, которая крепится съемными болтами. Фундаментная часть в виде плиты заделывается в конструкцию при бетонировании и крепится анкерными болтами (рис. 151, а).
Разборная тумба состоит из опорной плиты, которая устанавливается при бетонировании верхнего строения. К этой плите болтами крепится голова швартовной тумбы (рис. 151, б). Разборные тумбы применяются при толщине плит верхнего строения не более 1 м.
По расположению швартовные тумбы разделяются на прикордон-ные и тыловые.
Прикордонные тумбы располагаются на расстоянии 0,5 — 1 м от линии кордона с интервалом 15 — 30 м вдоль причала. Их рекомендуется размещать по осям секций или симметрично относительно этих осей.
Тыловые тумбы в дополнение к кордонным устраиваются в тылу причала за подкрановыми и железнодорожными путями.
На нефтепричалах и других специализированных причалах швартовные приспособления обычно устанавливаются на палах.
§ ИЗ. ОТБОЙНЫЕ УСТРОЙСТВА
Отбойные устройства предназначаются для предохранения причальных сооружений от ударов и разрушений при подходе судов и их стоянках. Отбойные устройства являются амортизатором, назначение которого—смягчать удары о причал. Вместе с тем, отбойные устройства предохраняют от повреждений корпус судна. Они могут быть деревянными, резиновыми, гравитационными, пружинными, пневматическими и гидропневматическими.
До недавнего времени отбойными устройствами служили деревянные рамы, которые не всегда обеспечивали требуемую амор
307
тизацию. К тому же они быстро выходили из строя, особенно с ростом размеров судов.
Наибольшее распространение получили резиновые отбойные устройства. Они могут быть различной формы. Широко применяются резиновые трубы наружным диаметром 400—800 мм (рис. 152). Внутренний диаметр труб обычно равен половине наружного.
В последнее время начали применять короткие трубы, длина которых равна их внешнему диаметру ( рис. 153, а). Также используются резиновые элементы с поперечными сечениями в виде квадрата, прямоугольника, полукруга. Применяются отбойные устройства, выполненные из резиновых труб и резиновых колец типа автопокрышек (рис. 153, б). В этих устройствах за счет совместной деформации двух слоев происходит более эффективное поглощение энергии.
Примером резинового отбойного устройства является амортизатор с трапецеидальным поперечным сечением ( рис. 154). При навале судна отбойное устройство, имеющее толщину 1 м, может сжиматься на 60— 70 см. Устройство обеспечивает швартовку больших судов.
Иногда применяются гравитационные отбойные устройства. Поглощение энергии судна в таких устройствах происходит за счет подъема тяжеловесных блоков.
Существует также пружинное отбойное устройство. Оно представляет собой серию пружин, заключенных в защитные цилиндры. Пружинные устройства располагаются между отбойными сваями или
6)
Рис. 152. Отбойные устройства из резиновых труб с различными способами подвески:
а — гирлянда; б — наклонная подвеска; в — горизонтальная и вертикальная подвески; г — подвеска на углу причала
308
Рис. 153. Резиновые отбойные устройства:
« — из коротких труб; б — из труб и автопокрышек; 1 — автопокрышка с набивкой; 2 — резиновые цилиндры; 3 — трос для подвески; 4 — скоба для крепления троса
рамами и лицевой поверхностью причала. Таким образом, навал судна передается через сваи или рамы на пружинные амортизаторы.
Разработаны различные конструкции пневматических, гидравлических и гидропневматических отбойных устройств. Они состоят из резиновых баллонов, заполненных сжатым воздухом или жидкостью. Такие отбойные устройства могут воспринимать усилие до 4000 кН.
309
Часть четвертая
ОГРАДИТЕЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глава XXVI
ТИПЫ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 114. КЛАССИФИКАЦИЯ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ
Оградительные сооружения по форме поперечного сечения и по принципу гашения энергии волн подразделяются на следующие типы.
1. Сооружения вертикального профиля (вертикальные стенки).
2. Сооружения откосного профиля ( имеют наклонные наружные грани).
3. Смешанные (нижняя часть в виде откосного сооружения, а верхняя — вертикального профиля).
4. Сквозные сооружения, состоящие из отдельных опор из свай или свайных кустов и верхнего железобетонного строения омоно-личенного с опорами.
5. Плавучие волноломы (понтоны, закрепленные на якорях).
6. Пневматические волноломы (гасят волну с помощью воздушных струй, выходящих из перфорированных труб, проложенных по дну моря).
7. Гидравлические волноломы (гашение производится струями воды, выходящими через боковые отверстия труб навстречу волне).
Оградительные сооружения первых трех типов (1—3) в основном являются гравитационными. Эти сооружения могут быть применены в большинстве случаев. Выбор одного из этих трех типов определяется геологией и глубиной воды на участке. При выборе учитывается также возможность использования внутренней стороны оградительного сооружения под причальный фронт.
Если оградительные сооружения вертикального, откосного и смешанного типов могут применяться при любом волнении, то сооружения четырех последних типов (4—7), являющиеся облегченными оградительными конструкциями, могут использоваться при сравнительно небольшом волнении.
Сквозные сооружения целесообразно применять на озерах, водохранилищах, частично защищенных морских бухтах с большой глубиной (20—50 м) при сравнительно небольшой высоте волны.
Плавучие волноломы эффективны, когда необходимо защитить часть большой акватории от внутренних волн, образующихся в ее пределах, т. е. их целесообразно использовать как внутренние оградительные сооружения.
310
Пневматические волноломы могут применяться для защиты от волнения входа в порт, а также отдельно стоящих причальных сооружений.
С помощью гидравлических волноломов можно, например, гасить волны вблизи плавкранов, земснарядов и др., увеличивая рабочий период плавтехсредств. Гидравлические волноломы можно применять для временной защиты акватории при производстве гидротехнических работ, для защиты от волнения морских нефтяных сооружений и др.
§ 115. ОБЩИЕ УКАЗАНИЯ ПО ПРОЕКТИРОВАНИЮ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ
При проектировании оградительных сооружений для обеспечения их необходимой прочности, устойчивости и долговечности в первую очередь учитываются гидрологические и геологические условия.
Знание гидрологических условий позволяет производить выбор конструкции оградительного сооружения с учетом интенсивности волнового воздействия и глубин у сооружения. Чем больше высота волны, тем массивнее, прочнее должно быть оградительное сооружение.
При высоте волн 7—10 м используются конструкции массивовой кладки и массивов-гигантов. При меньших высотах волн применяются более облегченные конструкции.
На выбор типа оградительного сооружения влияют также геологические условия. Например, сооружения гравитационного типа применяются при наличии в основании грунтов, обладающих высокой несущей способностью. При выборе конструкции оградительного сооружения следует учитывать, что наименее чувствительны к деформациям грунта основания сооружения откосного типа. Свайные основания могут применяться при грунтах, допускающих погружение свай.
На оградительные сооружения действуют различные виды нагрузок: постоянные, временные длительно действующие, кратковременные и особые.
Постоянными нагрузками являются собственный вес сооружения и вес неподвижных элементов оборудования.
Временные длительно действующие нагрузки создают нагрузку от складируемых грузов и перегрузочных устройств (если они предусматриваются).
Кратковременными являются волновые нагрузки и от судов.
Особыми называются сейсмические волновые нагрузки, нагрузки исключительной силы и иногда ледозые.
При расчете оградительных сооружений учитываются два сочетания нагрузок: основные и особые.
Основные сочетания состоят из постоянно и регулярно действующих нагрузок, например, таких, как вес сооружения, волновые нагрузки.
Особые сочетания включают нагрузки основного сочетания и нагрузки случайные или стихийные, носящие катастрофический
3 11
характер. При проектировании оградительных сооружений следует установить наиневыгоднейшие комбинации нагрузок.
Все виды нагрузок на сооружение, удерживающие и опрокидывающие силы и моменты определяются для условно вырезанного участка, равного 1 м сооружения.
Расчет оградительных сооружений производится от действия волновых нагрузок.
Метод расчета зависит от типа конструкции. Общими, как правило, для всех конструкций являются расчеты по определению устойчивости сооружения и несущей способности основания, а также определение вероятности размыва дна сооружения.
§ 116. ОПРЕДЕЛЕНИЕ ВНЕШНИХ РАЗМЕРОВ СООРУЖЕНИИ
При проектировании вначале назначаются предварительные размеры оградительного сооружения. Эти размеры корректируются в процессе расчета.
Для оградительных сооружений вертикального типа одними из основных размеров являются: возвышение верха сооружения над расчетным уровнем, ширина вертикальной стенки, толщина и ширина каменной постели.
Возвышение верха сооружения над расчётным уровнем определяется с учетом возвышения гребня волны над расчетным уровнем и величины ветрового нагона волны.
Ширина вертикальной стенки предварительно назначается равной 0,8—1,2 глубины у сооружения.
Толщина каменной по стели предварительно принимается равной: для глин 1,5 м и более, для песчаных грунтов — 1 м и более с учетом контрфильтра, который предусматривается во всех случаях.
Ширина каменной постели слагается из ширины стенки и бермы со стороны моря и акватории. Ширина бермы с морской стороны предварительно назначается равной 0,6 ширины стенки, а со стороны акватории — 0,4, а затем уточняется расчетом.
Для оградительных сооружений откосного типа одними из основных размеров являются: возвышение гребня сооружения над расчетным уровнем, ширина сооружения на уровне спокойного горизонта и заложение откосов при принятом весе камня или массива.
Возвышение гребня сооружения над расчетным уровнем назначается с учетом расчетной высоты наката, принимаемой 1,2 — 1,5 высоты волны. Учитывается также величина ветрового нагона воды. Ширина гребня оградительного сооружения зависит от условий эксплуатации сооружения.
Ширина сооружения на уровне спокойного горизонта должна быть не менее 3,5 •— 4 высот волны.
Уклон морского откоса сооружения принимается в пределах 1:2 — 1:5, а уклон внутреннего откоса — в пределах 1 : 1,25 — 1 : 1,5.
312
Глава XXVII
НАГРУЗКИ НА ОГРАДИТЕЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
§ 117. КЛАССИФИКАЦИЯ И ТЕРМИНОЛОГИЯ ВОЛН
Нагрузки от воздействия волн являются основными для огради тельных и берегозащитных сооружений. Величина волновой нагрузки зависит от характера волнения и параметров волны. Параметры волн принимаются по многолетним наблюдениям или определяются расчетом.
Вопрос определения величины волновых воздействий с учетом различных факторов является сложным и важным. Сложным потому, что необходимо учитывать не только тип волны и характер волнения, но и тип сооружения, на которое воздействует волна. Важным потому, что неучет каких-либо факторов приводит или к разрушению сооружения волной, или увеличению коэффициентов запаса, т. е. неэкономичным конструкциям.
Классификация волн. В зависимости от причин, вызвавших волнение воды в водном бассейне, различают следующие типы волн:
волны цунами — порожденные землетрясением подводных участков земной коры;
ветровые волны — возникающие от действия ветра на свободную поверхность воды;
судовые волны — возникающие при движении судов на свободной поверхности воды;
приливо-отливные волны — вызванные воздействием на водные массы Земли сил притяжения Луны и Солнца;
сейши — волны с периодом, равным периоду собственных колебаний рассматриваемого объема воды, возникающие в замкнутых водоемах в результате резкого изменения атмосферного давления;
тягун — длиннопериодные колебания воды на акватории порта, возникающие в результате резонансных явлений при подходе к порту приливных или других систем волн.
В природе существуют вынужденные и свободные ветровые волны. Вынужденные ветровые волны все время продолжают оставаться под действием породившего их ветра; свободные ветровые волны — это волны, свободные от действия ветра. Свободные ветровые волны называются волнами зыби.
При рассмотрении всей системы волнения ее можно представить как совокупность регулярных волн, если в любой точке акватории период и высота волн остаются одними и теми же, и нерегулярных волн, характеристики которых изменяются случайным образом.
Ветровые волны подразделяются на двумерные и трехмерные, в зависимости от того, представляется ли движение воды в них плоскопараллельным или нет.
В зависимости от того, возрастают, остаются неизменными или убывают значения параметров волн, бегущих непосредственно одна
313
за другой через заданную точку акватории, ветровые волны подразделяются на развивающиеся, развитые и убывающие.
При сравнительно небольших изменениях параметров волн во времени их относят к волнам установившегося вида, которые подразделяются на бегущие и стоячие. Бегущие волны — это чередующиеся гребни и впадины на поверхности воды, перемещающиеся в направлении породившего их ветра. Стоячие волны образуются в результате сложения противоположно направленных прямой и отраженной бегущих волн с одинаковыми параметрами. Стоячие волны — это периодически возникающие и исчезающие на одних и тех же местах гребни и впадины волны.
Волновая терминология. В качестве основных схем, в соответствии с которыми определена терминология регулярных и нерегулярных волн, приняты: изображенная на рис. 155 плоская бегущая волна на ограниченной глубине с ровным гладким дном, и изображенный на рис. 156 профиль нерегулярной волны.
Принята следующая терминология.
Профиль волны — линия пересечения свободной поверхности волны с вертикальной плоскостью, ориентированной по направлению распространения волн.
Средняя волновая линия — горизонтальная линия, проведенная на профиле регулярной волны на отметке, равной полусумме отметок ее вершины и подошвы Лв/2; у нерегулярной волны — горизонтальная линия, проведенная на волновом профиле т](х), исходя из условия равенства суммарных площадей, лежащих выше и ниже этой линии.
Гребень — часть волны, расположенная выше средней волновой линии;
Впадина — часть площади (пространства), не занятая жидкостью, ограниченная сверху средней волновой линией и снизу — профилем волны.
Вершина — наивысшая точка гребня волны.
Подошва — наинизшая точка впадины волны.
Высота бегущей волны Лв — превышение вершины бегущей волны над ее подошвой или разность отметок наивысшего и следующего за ним наинизшего положения свободной поверхности воды.
Длина % — длина горизонтальной проекции профиля волны между двумя вертикалями, проведенными через соседние подошвы или вершины волн.
Период волны т — промежуток времени между моментами прохождения через одну и ту же вертикаль двух вершин волн, бегущих непосредственно одна за другой.
Деление волн по зонам. В общем случае в водоемах различают четыре зоны по глубине (рис. 157).
Первая зона — глубоководная с глубиной Н > 0,5 %, где дно водоема практически не влияет на волновое движение воды.
Вторая зона — мелководная с глубиной 0,5 % > Н > Якр, где дно водоема начинает оказывать влияние на волновое движение воды.
Третья зона прибойная с уменьшающейся глубиной Н < Якр, в пределах которой начинается и завершается разрушение волн.
314
Рис. 155. Профиль и основные элементы бегущей волны на ограниченной глубине:
/ — вершина волны; 2 — подошва волны; 3 — впадина волны; 4 — средняя волновая линия; 5 —длина впадины .волны; 6 — гребень волны; 7 — длина гребня
Рис. 156. Профиль и основные параметры нерегулярных волн т](х):
1 — средний волновой уровень; 2 — гребни; 3 — впадины; 4 — вершины; 5 — подошвы
Рис. 157. Деление акватории на четыре зоны по глубине:
1 — глубоководная; 2 — мелководная; 3 — прибойная; 4 — приурезная; 5 — створ начала мелководья; 6 — створ начала разрушения волн; 7 — ствол завершения разрушения волн
Четвертая зона — приурезная с глубиной Н < Якр, в конце которой вода полностью разрушенных волн периодически накатывается на берег.
В соответствии с делением акватории водоемов на зоны (по глубине) волны могут быть:
глубоководные — волны, бегущие на акватории с глубиной Н > 0,5 %;
мелководные — волны, бегущие на акватории с глубиной 0,5% > Н > Якр;
прибойные — волны, бегущие по мелководью в направлении постепенного уменьшения глубины воды, несущие на своем переднем склоне бурун вследствие их постепенного разрушения из-за недостаточности глубины воды.
§ 118. ВОЛНОВОЙ РЕЖИМ У СООРУЖЕНИЯ
В качестве исходных данных при определении волновых нагрузок принимаем параметры ветрового волнения Лв, %, т и глубину воды Н в створе сооружения.
Расчетными являются следующие геометрические характеристики сооружения (рис. 158):
Яб — глубина воды над берменными массивами, м;
Нс — глубина воды перед сооружением над каменной постелью, м; Вб — ширина бермы каменной постели, м.
Влияние выступающей над дном каменной постели или бермы учитывается введением в формулы для определения волнового давления условной расчетной глубины Яр вместо действительной глубины Н:
Яр - kQH + (1 - £б) Яс, (366)
где k$ = коэффициент, учитывающий влияние бермы, определяемый по рис. 159«
А, _ £ ( ^С.
б — Ц н’ х /
Величина нагрузки от воздействия волн равна площади соответствующей эпюры и зависит она не только от параметров расчетной волны, но и от характера ее: стоячая, разбивающаяся или прибойная. Чтобы установить режим волнения, необходимо определить критическую глубину Якр.
Определение волнового режима. Перед сооружением вертикального профиля на открытой акватории возможно существование одного из трех возможных волновых режимов.
1. При глубине перед сооружением Я > 1,5 Лв и глубине над бермой Яб > 1,25 Лв расчет производим на стоячую волну.
2. При глубине перед сооружением Я > 1,5 Лв и глубине над бермой Яв < 1,25 Лв расчет производим на разрушающуюся волну.
3. При глубине перед сооружением Я < Якр расчет производим на прибойную волну.
316
Рис. 159. График значения коэффициента влияния бермы каменной постели на величину волнового давления
Рис. 158. Схема расчета воздействия волн на вертикальную стенку: а — стоячие волны со стороны открытой акватории; б — дифрагированные волны со стороны огражденной акватории
Критическая глубина. Критическую глубину Якр в зоне первого обрушения волн для случая прямолинейных изобат, параллельных фронту волн, определяем по данным табл. 39 в зависимости от значения средней пологости волн на глубоководье Шв (значения средней длины волны X и высоты волн йв).
Таблица 39 Таблица для определения критической глубины Якр
Х/Лв 7 8 9 10 12 14 16 18 20 25 30 50
^кр/ 0,5 0,30 0,16 0,13 0,11 0,095 0,08 0,07 0,06 0,05 0,045 0,027
Примечание. Критическая глубина рефрагированных воли и волн в прибойной зоне принимается по данным натурных наблюдений или лабораторных исследований, а при отсутствии таких данных критическую глубину можно определить по графикам главы СНиП «Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения».
§419. ВОЗДЕЙСТВИЕ СТОЯЧИХ ВОЛН НА ВЕРТИКАЛЬНУЮ СТЕНКУ
При определении воздействия волн на сооружение вертикального профиля необходимо выполнить построение:
эпюры волнового давления при подходе к стене гребня и подошвы стоячих волн, действующих со стороны открытой акватории;
эпюры волнового давления при подходе к стене гребня и подошвы дифрагированных (бегущих) волн со стороны открытой и огражденной акваторий;
эпюры взвешивающего волнового давления на основание сооружения и на берменные массивы.
Аналогичные эпюры строят и при расчете на разрушенные (разбитые) и прибойные волны.
317
Рис. 160. Значения cos at
Действие дифрагированных волн со стороны открытой и огражденной акваторий надлежит учитывать при наиболее неблагоприятных сочетаниях.
Основные характеристики волн. При определении основных характеристик стоячих волн у вертикальной стены в общем случае расчетными являются три момента времени, характеризуемые cos ст/: момент подхода к стене вершины волны, при котором определяем наивысшее положение отметки гребня волны у стены т]г (см. рис. 158, а) при значении cos о7Т1= = 1;
момент времени, соответствующий наибольшему значению го
ризонтальной силы волнового давления Рхг, при cos о7р. cos определяем по рис. 160 или по формуле (367);
момент подхода к стене подошвы стоячей волны при cos о7п = — 1,
при котором определяем наинизшее положение волновой поверхности, т. е. отметку подошвы волны у стены т]п (см. рис. 158, а)
cos о7р =
(367)
Свободная поверхность волны. Возвышение или положение свободной поверхности волны у грани стены т], отсчитываемое от спокойного уровня воды, определяем по формуле
ц = —hB cos at— cth kH& cos2 о/, (368)
где hB — высота волны, м;
k = -j- — волновое число, м-1;
Яр — расчетная глубина, определяемая по формуле (366), м; cth kHB — котангенс гиперболический функции ЛЯР, определяемый по таблицам гиперболических функций.
Знак минус в формуле (368) возник потому, что начало координат принято на спокойном уровне в точке О, а вертикальная ось Z направлена вниз (см. рис. 158).
При определении отметки гребня т]г в формулу (368) следует подставить cos — 1; при определении отметки подошвы волны т]п следует подставить cos сг/п = — 1; при определении отметки т]г, соответствующей наибольшему значению горизонтальной силы РХг, в формулу (368) подставляем значение cos сг^р, вычисленное по формуле (367). 318
Волновое давление в глубоководной зоне. Эпюру волнового давления в глубоководной зоне при Яр > 0,5 % строим по семи характерным точкам. Ординаты эпюры pi определяем по формуле
/2
Аве“*2соз ot— ув e~2kz cos2 Gt—ув hl(l—e~~2kz) cos2ctf—
— ~2~ e~~3kz cos cos (369)
где e ~ 2,72 — основание логарифма;
cos 2Gt = 2 cos2 Gt — 1;
z — высота сечения, где определяется ордината давления, отсчитываемая вниз от спокойного уровня, м.
Обозначения других символов приведены в формулах (367), (368).
Волновое давление в мелководной зоне. Эпюру волнового давления при подходе гребня волны в мелководной зоне при Яр < 0,5 К строим по пяти точкам (рис. 161, а), определяя ординаты pi по формулам.
1. В точке касания гребня волны со стеной на высоте т]г в точке А рг = 0.
2. На спокойном уровне воды (ордината ОВ)
р2 = koVJib. (370)
3. На глубине, равной высоте волны Лв от спокойного уровня воды (ордината Л'В'),
Рз = Мв^в- (371)
4. На глубине, равной двум высотам волны 2 Ав (ордината Л "В"),
(372)
5. На расчетной глубине Яр, определяемой по формуле (366),
Рь = ^прТв^в. (373)
Коэффициенты &0, kh, k2h и определяем по рис. 162.
Волновое давление при подходе подошвы волны. Эпюру волнового давления при подходе к стене подошвы волны при Яр < 0,5 % строим по четырем точкам (рис. 161, б), определяя ординаты рг по формулам.
1. На уровне спокойного горизонта воды р± = 0.
2. На глубине т]п от спокойного горизонта воды, вычисленной по формуле (368), при cos Gt = — 1
Pz = ТвЛп- (374)
3. На глубине, равной двум высотам волны 2 Лв,
Рз = ^алпУвЛв- (375)
4. На расчетной глубине Яр
Pi = (376)
Коэффициенты k2hn и £нп определяем по рис. 163.
319
Рис. 161. Эпюры волнового давления:
а — от действия стоячей волны на вертикальную стену со стороны открытой акватории при подходе гребня; б — при подходе подошвы волны; в, г — эпюры давления дифрагированных волн со стороны огражденной акватории; в — при подходе подошвы; г — при подходе гребня волны
Рис. 162. График значений коэффициентов для определения ординат эпюры волнового давления при подходе вершины волны:
1 — граница разрушения стоячих волн: а-ко; б-кд; в-к2/г: г-«Нр
Рис. 163. Графики значения коэффиицентов для определения ординат волнового давления при подходе подошвы волны: a~K2hw 6 —кНп
Взвешивающее волновое давление. Взвешивающие силы волнового давления на подошву сооружения Pzr и Pzn, а также в горизонтальных швах кладки в любом сечении определяем из треугольной эпюры, согласно рис. 161. В крайних точках ординаты эпюр взвешивающего давления принимаем равными соответствующим ординатам эпюр бокового волнового давления, например, с морской стороны у ребра подошвы сооружения при подходе гребня волны ордината эпюры взвешивающего давления ED равна р5 (см. рис. 161, а) и т. д.
§ 1,20. ВОЛНОВОЕ ДАВЛЕНИЕ СО СТОРОНЫ ОГРАЖДЕННОЙ АКВАТОРИИ
Горизонтальную силу давления дифрагированных волн на вертикальную стену со стороны огражденной акватории следует учитывать только при длине секции сооружения Lc < 0,8 %. Расчетную эпюру волнового давления, приведенную к единице длины секции стены, строим по трем точкам.
При подходе подошвы волны (рис. 161, в).
1. На уровне спокойного горизонта воды рх = 0.
2. На глубине т]п, определяемой по формуле,
Дд 2
Цч =
8
cth kHp,
(377)
где /1д — высота дифрагированной волны на огражденной акватории, м [обозначения других символов приняты по формуле (368)]. Величину ординаты определяем по формуле
11 Удовиченко, Яковлев
Pi = Тв^енЛп.
(378)
321
3. На глубине, равной глубине воды у сооружения,
^cth/гЯр 8sh2£#p
(379)
где sh2/J7p — синус гиперболический функции 2&ЯР, определяемый по таблицам гиперболических функций, аналогично определению ctW7p в формуле (368);
/?сн — коэффициент снижения волнового давления, определяемый по табл. 40.
Таблица 40
Значения коэффициента снижения волнового давления kcn
Ac/Z 0,1 0,2 0,3 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8
Лен 0,98 0,92 0,85 0,76 0,64 0,51 0,38 0,23
При подходе вершины волны (рис. 161, г).
1. На высоте т]г ордината эпюры р1 = 0. Высоту гц определяем по формуле
г]г =--------5-------— cth /гЯр.
1 2 8 р
(380)
2. На уровне спокойного горизонта воды
Р-2 = Тв /гси
i cth 2kHp
(381)
3. На глубине, равной глубине воды у сооружения Яс,
/ ^д khl 2ch ЛЯ/р 8 ch 2/?Яр
(382)
где ch — символ гиперболического косинуса соответствующей функции.
На глубине z 0,3 X давление равно пулю. В этом случае эпюра имеет вид треугольника (на рис. 161, в, г указано пунктиром).
§ 121. ОСОБЫЕ СЛУЧАИ ВОЗДЕЙСТВИЯ НЕРАЗБИТЫХ ВОЛН
Волновое давление на низкие (или затопленные) стены. Если верх сооружения располагается выше спокойного уровня на величину ?в. с 'С Лг (см. рис. 161, а), определяемую по формуле (380), или ниже спокойного горизонта на zBC = 0,5 Лв, то волновое давление со стороны открытой акватории, рассчитываемое по формулам (369) — (376), 322
следует снижать умножением значений ординат эпюр на коэффициент kc, определяемый по формуле
/гс = 0,19(4± К (383)
где знаки плюс и минус соответствуют расположению верха сооружения выше или ниже спокойного уровня.
Величину волнового давления в данном случае определяем по эпюре в пределах действительной высоты стены.
Случай косого подхода волн к сооружению. При подходе фронта волны к сооружению под углом а величину волнового давления следует снижать по сравнению с фронтальным подходом волн введением коэффициента ka, который зависит от угла а между направлением перемещения волн и нормалью к плоскости передней грани сооружения.
При а < 45° = 1; при а = 60, 75, 90° соответственно ka = 0,9;
0,7; 0,5.
При определении свободной поверхности волны следует учитывать, что наименьшее местное возвышение свободной поверхности т]ш наблюдается при а = 15°, при этом
Лга — Лг> (384)
где kha — коэффициент, зависящий от отношения hj'k.
При — = 0,10; 0,08; 0,05; 0,03 соответственно kha — 1,30; 1,20; 1,10; 1,05.
Если волны перемещаются вдоль сооружения, т. е. при а 90°, то к рассчитанному значению величины волнового давления следует дополнительно вводить коэффициент &сн, определяемый по табл. 40.
§ 122. ВОЗДЕЙСТВИЕ РАЗБИТЫХ И ПРИБОЙНЫХ ВОЛИ НА ВЕРТИКАЛЬНУЮ СТЕНКУ
При глубине над поверхностью бермы Нб < 1,25 hB и глубине перед вертикальной стеной Я> 1,5 hB (рис. 164, а) происходит разрушение волн непосредственно перед сооружением — образуются разбитые волны. Разбитые волны могут образовываться и при резком переходе волн с мелководной на прибойную зону.
Определение волнового давления разбитых волн. Эпюру волнового давления от действия разбитых волн со стороны открытой акватории при подходе вершины волны строим по трем точкам:
1. На высоте г1? равной высоте волны йв, давление рг = 0.
2. На уровне спокойного горизонта воды
р2 = Ь5 ув/гв. (385)
3. На глубине, равной глубине воды у сооружения Яс,
Рз- • (386)
2л
ch ~г к
11
323
Вертикальную силу от взвешивающего давления Pzv определяем по формуле
В ZV Н
Рз Вс 2
(387)
где BQ — ширина основания сооружения, м;
pi — коэффициент полноты эпюры, зависящий от отношения Вс
Н-Нс
При - = 3; 3 ~ 5; 5 — 7; 7 соответственной = 0,7;’ 0,8;
п — П Q J
0,9; 1,0.
Волновое давление прибойных волн. Если со стороны открытой акватории на расстояние не менее 0,5 К глубина перед сооружением Н < Якр, то на стену воздействует прибойная волна. Параметры прибойной волны Лпр и Хпр определяют по натурным или лабораторным исследованиям. При отсутствии данных исследований их допускается определять по СНиП «Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения».
Возвышение над спокойным уровнем максимального всплеска волны у стены т|Пр определяем по формуле
Ппр = -^ + Лпр- (388)
Эпюру волнового давления от воздействия прибойной волны строим по трем точкам (рис. 164, б, в):
1. На высоте z19 равной высоте прибойной волны /гпр, давление Pi = 0.
324
2. На высоте, равной 1/3 йпр от спокойного уровня, давление определяем по формуле
р2 = Ув^пр. (389)
3. На глубине, равной глубине воды у сооружения Яс, давление определяем по формуле
Рис. 165. Взвешивающее давление на берменные массивы
Тв ^пр
, 2л
ch -----Нс
^пр
(390)
2 л 2 л
где ch —Нс— косинус гиперболический функции — Нс, опре-^пр ^пр
деляемый по таблицам гиперболических функций. Вертикальную силу от взвешивающего давления PZT определяем по формуле
Pzv = 0,35 р3Вс. (391)
Взвешивающее давление на берменные массивы. При проверке устойчивости берменных массивов на сдвиг необходимо определить величину взвешивающего давления от воздействия волны. Эпюру взвешивающего давления строим по двум точкам (рис. 165).
При х = 0 взвешивающее давление от стоячих волн равно р5, от разбитых и прибойных — р3 (см. рис. 161 и 164).
Давление на расстоянии х от лицевой грани стены определяем по формуле
Рб.м = Рб.м Yb hB chfe(//~f/c) cos kx, ch kH
< 2л где k = —
Л
x — расстояние от стены до соответствующей грани бермен-ного массива, м;
Рб.м — коэффициент, определяемый по табл. 41
Таблица 41 Значения коэффициента рб.м
Н/К ^/Лв>2 0
<0,27 0,86 0,64
0,274-0,32 0,60 0,44
>0,32 0,30 0,30
§ 123. ДОННЫЕ СКОРОСТИ ПРИ ВОЗДЕЙСТВИИ ВОЛН НА ВЕРТИКАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
При воздействии волн на сооружение возникают донные перемещения воды. Донные скорости могут достигать большой величины и вызвать опасность размыва дна перед сооружением, который в свою оче-325
Рис. 166. Зависимость скорости, вызывающей смещение частиц грунта от крупности зерен:
1 — начало смещения; 2 — поверхностное перемещение; 3 — массовое перемещение
редь вызовет осадку и размыв основания, т. е. разрушение всего сооружения.
Донные скорости, особенно разбитых и прибойных волн, могут размыть, уположить или разрушить каменную постель у вертикальных стен или элементы наброски у набросных сооружений.
Знать величину максимальных донных скоростей необходимо для того, чтобы предусмотреть меры по защите основания от размыва, а конструкцию — от разрушения.
Донная скорость стоячих волн. При любой глубине Н максимальная донная скорость стоячих волн г/тах возникает на расстоянии Х/4 от вертикального сооружения, величину которой определяем по формуле
^тах
2пс л/гп
л Н
— Z, sh 4л —
(392)
где пс — коэффициент, зависящий от
при Z/7zB = 8, 10, 15, 20, 30 соответственно
пс = 0,5, 0,7, 0,75, 0,8, 1,0.
g = 9,81 м/с2.
Донная скорость разбитых волн. Максимальную скорость над поверхностью бермы перед вертикальной стеной при воздействии разбитых волн определяем по формуле
2л
ch “Г Яс
(393)
Донная скорость прибойных волн. Максимальную донную скорость перед вертикальной стеной при воздействии прибойных волн со стороны открытой акватории определяем по формуле
_ / g^np (394)
2я
I/ ch —- Нс " ^лр i
где Лпр и %пр — высота и длина прибойной волны, принятые по многолетним наблюдениям или определяемые по СНиП. Вычисленные величины скорости у дна сравниваем с допускаемой неразмывающей скоростью г>д, определяемой по кривой 3 на рис. 166. 326
Глава XXVIII
КОНСТРУКЦИИ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ ВЕРТИКАЛЬНОГО ТИПА
§ 124. ОГРАДИТЕЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ГРАВИТАЦИОННОГО ТИПА
Оградительные сооружения вертикального профиля можно разделить на две группы: гравитационные сооружения, устанавливаемые на каменную постель, и свайные, не требующие постели.
Сооружения гравитационного типа (волноломы и молы) состоят из постели, подводной и надводной частей.
Постель представляет собой специально подготовленное основание из камня или бетона в мешках. Она обеспечивает сохранность грунта в основании сооружения, а также выравнивает поверхность дна под возводимое сооружение.
Особо важную роль каменная постель выполняет при возведении сооружений гравитационного типа на мягких сжимаемых грунтах. Известно, что напряжения, возникающие в основании сооружения, передаются через постель на грунт основания под углом внутреннего трения материала постели (для камня ср = 45°). Вследствие этого напряжения в основании сооружения распределяются на большую площадь грунта. Следовательно, при наличии постели напряжения в основании будут значительно меньше, чем если бы сооружение было расположено непосредственно на грунте. При этом за счет собственного веса постели происходит выравнивание напряжений, передающихся на грунт. Толщина постели определяется расчетом.
При скальных грунтах постель служит только для выравнивания скального основания. В этом случае она может быть выполнена из камня при толщине слоя не менее 0,5 м или из пластичного бетона в мешках при толщине не менее 0,25 м.
При строительстве оградительных гравитационных сооружений на мягких сжимаемых грунтах применяется три вида каменной постели.
Если грунт основания обладает достаточной несущей способностью и глубина воды над постелью большая ( больше 2—2,5 высоты волны), то постель отсыпается непосредственно на грунт (рис. 167, а).
Верхняя поверхность постели может быть на уровне дна (рис. 167, б). Такой вид постели применяется при необходимости удаления небольшого слоя слабого грунта и при возведении причала. Заглубление постели в этом случае должно обеспечить воздействие на сооружение неразбитой волны.
Рис. 167. Виды каменной постели
327
Постель может быть частично погружена в грунт ( рис. 167, в). Этот вид постели применяется при сочетании перечисленных факторов.
В поперечном сечении каменная постель выступает в обе стороны от вертикальной стенки. Выступающие за грани вертикальной стенки горизонтальные площадки постели называются бермами, а наклонные— откосами. Ширина берм определяется расчетом. Заложение откосов назначается в зависимости от глубины воды, интенсивности волнения и размера отдельных камней. Оно принимается в пределах 1:3 —• 1 : 2 для берм с морской стороны и 1 : 2 — 1:1 — для тыловых берм.
Бермы с морской стороны покрывают берменными массивами для защиты от растаскивания камня волной и размыва основания. Берменные массивы укладывают также с тыловой стороны в головной части оградительного сооружения, находящейся под воздействием волн, обошедших голову. Массу берменных массивов рекомендуется принимать в пределах 40—50 т, высоту — не менее 1 м, а ширину — не менее 2 м.
Верхняя поверхность бермы, незащищенной массивами, и ее откосы во избежание размыва покрываются крупным камнем толщиной не менее 1 м.
При проектировании оградительных сооружений гравитационного типа на размываемых грунтах следует принимать меры по защите грунта от вымыва из-под постели за счет фильтрации через нее воды. При вымыве грунта может произойти чрезмерная осадка, а затем и разрушение сооружения.
Во избежание вымыва грунта необходимо создавать обратный фильтр (контрфильтр) толщиной примерно 0,5 м из щебня или карьерной мелочи.
Подводную часть вертикальной стенки оградительных сооружений гравитационного типа обычно несколько возвышают над уровнем воды, чтобы облегчить строительство надводной части. Подводная часть может быть выполнена из бетонных массивов, из массивов-гигантов, из ряжей, из оболочек большого диаметра.
Наибольшее распространение получили оградительные сооружения из бетонных массивов. Массивы могут быть обыкновенными массой до 100 т, циклопическими массой до 450 т, ячеистыми (целлюлярными) массой до 200 т.
Оградительные сооружения из обыкновенных массивов строились еще в прошлом столетии. Эти сооружения до сих пор эксплуатируются в портах Одесса, Туапсе и др. Наиболее современной конструкцией оградительного сооружения из обыкновенных массивов является конструкция мола, ограждающего нефтегавань в Шесхарисе (рис. 168).
Оградительные сооружения из циклопических массивов были построены в Алжире, Марселе, Неаполе, Генуей других портах (рис. 169). Обычно циклопические массивы состоят из отдельных массивов, в которых имеются сквозные отверстия, в которые устанавливают жесткие каркасы и укладывают бетон. Преимуществами циклопических массивов перед обыкновенными являются сокращение числа операций по установке массивов, а также монолитность и прочность.
328
Сооружения из ячеистых (цел-люлярных) массивов были построены в портах Неаполь, Генуя (рис. 170). Ячеистые массивы представляют собой железобетонные ящики со стенками толщиной 0,7—1 м. Массивы устанавливают на постель, а в их внутреннюю полость укладывают бетон. Во избежание вымыва цемента и обеспечения плотного опирания массивов, горизонтальные стыки между
Рис. 168. Оградительное сооружение из обыкновенных массивов
ними уплотняются свинцовыми или фибровыми прокладками. После укладки бетона в ящики бетонируется надстройка.
Для строительства подводной части оградительных сооружений используют также массивы-гиганты. В нашей стране сооружения из массивов-гигантов построены в Туапсе и в Сочи (рис. 171). Массивы-гиганты позволяют получить монолитное сооружение по всей высоте. При этом сокращается расход бетона и уменьшаются сроки строитель
ства.
Для облегчения независимой осадки между массивами-гигантами оставляется зазор 20—25 см, который во избежание вымыва камня из-под массивов перекрывается с тыловой стороны или устраивается в виде вертикальных пазов и гребней. После установки массива-гиганта на постель производится заполнение внутренних отсеков грунтом, а наружных шириной 1 м — бетоном, который обеспечивает сохранность тонких стен.
Оградительные сооружения из деревянных ряжей (рис. 172) можно использовать там, где в воде отсутствуют древоточцы. Применяемый для строительства деревянный ряж представляет сруб, разделенный продольными и поперечными перегородками на банки, которые после установки ряжа на постель заполняются камнем.
Надводная часть оградительного сооружения воспринимает наибольшее волновое воздействие. Она должна быть прочной, жесткой и иметь надежное соединение с подводной частью для обеспечения совместной работы при действии волновой нагрузки. Обычно надстройка состоит из горизонтальной части, уложенной на всю поверхность ряжа и парапета, располагающегося с морской стороны.
Горизонтальная часть должна иметь толщину, равную не менее 1,5—2 м. Если оградительные сооружения используются как причал, то отметка верха надстройки должна удовлетворять условию незатоп-ляемости, т. е. быть выше гребня волн на акватории порта. Кроме того, отметка верха надстройки должна быть увязана с отметкой портовой территории.
Парапет не-допускает перекатывание волны через сооружение. Если допускается перелив воды через сооружение, парапет может отсутствовать.
329
Рис. 169. Волнолом в Алжирском порту
Рис. 170. Волнолом в Генуэзском порту
Рис. 171. Оградительные сооружения из массивов-гигантов в портах: а — Туапсе; б — Сочи
Рис. 172. Оградительное сооружение ряжевого типа
§ 125. ОГРАДИТЕЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ СВАЙНОЙ КОНСТРУКЦИИ
Свайные оградительные сооружения могут быть выполнены в виде шпунта или свай из металла, дерева или железобетона.
Существует несколько видов конструкций свайных оградительных сооружений:
из двух параллельных рядов свай или шпунта с анкерным соединением;
в виде цилиндрических или сегментных ячеек из металлического шпунта;
из оболочек диаметром 1—2 м.
Оградительные сооружения в виде двух параллельных рядов наиболее часто применяют на малых глубинах (например, при сопряжении мола с берегом), где существует интенсивный размыв грунта перед сооружением вследствие значительных донных скоростей, образующихся при волнении. Свайные оградительные сооружения мало чувствительны к подобным размывам. Если же предполагается значительный размыв грунтов дна, то перед сооружением отсыпается слой камня толщиной до 1 м с обратным фильтром. Параллельные свайные ряды через 10—20 м по длине соединяются поперечными стенками, называемыми диафрагмами (рис. 173, а). Вдоль параллельных рядов устраиваются распределительные пояса, скрепленные между собой анкерными тягами. Пространство между параллельными рядами и анкерными тягами заполняется камнем, если применены сваи, или пес-
±0.00 А -А
Рис. 173. Оградительные сооружения свайной конструкции:
а — из двух параллельных наклонных рядов шпунта; б — в виде сегментных ячеек; 1 — металлический шпунт; в — из оболочек; / — шпунт; 2 — анкер; 3 — откос шпунтины; 4 — диафрагмы
331
чаным грунтом, если используется металлический шпунт. При песчаном заполнении во избежание его размыва перед надводной стенкой отсыпается обратный фильтр.
Надводная часть обычно состоит из бетонной надстройки с парапетом. В месте установки анкерных тяг в надводной стенке устраиваются ниши, обеспечивающие свободную осадку стенки без повреждения анкеров.
Если в месте строительства существуют большие колебания уровня воды, то в шпунтовых стенках необходимо устраивать дренажные каменные призмы с обратным фильтром.
Оградительные сооружения ячеистого типа (рис. 173, б) могут быть выполнены из цилиндрических или сегментных ячеек. Цилиндрические ячейки имеют сопряжение в виде козырьков, а сегментные ячейки состоят из сегментов и поперечных диафрагм.
Сооружения ячеистого типа представляют ряд ячеек со стенками из плоского стального шпунта. Внутренние полости ячеек заполняются песчаным или гравелистым грунтом.
При устройстве надводной стенки в местах закругления ячеек не должно быть свесов, так как они приводят к образованию больших динамических нагрузок от волн.
Кроме указанных свайных конструкций оградительных сооружений, применяют конструкции из железобетонных или металлических оболочек диаметром 1—2 м. Если высота волны невелика, то достаточен только один ряд оболочек (рис. 173, в).
§ 126. КОНСТРУКЦИИ, ПОСТРОЕННЫЕ ЗА РУБЕЖОМ
Одним из интересных оградительных сооружений является волнолом, построенный в Генуе в 1961—1966 гг. Конструкция волнолома представляет собой вертикальную стенку, возведенную из массивов-гигантов (рис. 174, а).
В порту Бе-Комо (Канада) в 1961—1966 гг. был построен участок мола из массивов-гигантов (рис. 174, б). Лицевые стенки массивов-гигантов имеют перфорацию. Через отверстия в этих стенках волна проникает в успокоительную камеру, где ее энергия расходуется на трение и соударение потоков. Поток, выходящий обратно из камеры через те же отверстия, встречаясь с вновь подходящей к стенке волной, уменьшает ее энергию.
В качестве оградительных сооружений применяются цилиндрические оболочки большого диаметра. В порту Кобе волнолом состоит из предварительно напряженных железобетонных оболочек диаметром 15,8 м толщиной стенок 0,15 м (рис. 174, в). Оболочки погружены в грунт. Вертикальные зазоры между ними закрыты металлическими нащельниками, которые вставлялись после установки оболочек. Каждая из оболочек состоит из двух горизонтальных секций высотой около 9 м.
Вначале погружалась нижняя секция в слабые слои грунта методом вдавливания. Погружение производилось на глубину около 8 м до 332
ных оболочек диаметром
1,35 м
слоя галечника. По верху нижней секции устанавливалась верхняя секция и заполнялась песчаным грунтом.
При строительстве оградительных сооружений, кроме оболочек большого диаметра, применяются также и оболочки диаметром 1—2 м. В Японии построен волнолом из металлических трубчатых свай диаметром 2 м (рис. 174, г). В США построен волнолом из предварительно напряженных колонн-оболочек диаметром 1,35 м с толщиной стенок 0,1 м (рис. 174, д). Внутренняя полость оболочек заполнена песчаным грунтом.
§ 127. КОНСТРУКЦИИ ВЕРТИКАЛЬНОГО ТИПА
Гравитационные оградительные сооружения вертикального типа. Идеальным основанием для таких сооружений является скальный грунт. Гравитационные оградительные сооружения типа вертикальной стенки строят и на мягких сжимаемых грунтах. Однако эти грунты должны иметь достаточную несущую способность и, кроме того, должны быть приняты меры по их защите от размыва.
Оградительные сооружения типа вертикальной стенки рекомендуется возводить только на глубинах более критических глубин, т. е. более 1,5—2 высоты волны. Это условие связано с образованием разбитой волны на малых глубинах.
Гравитационные стенки высотой более 10—12 м можно устраивать только на прочных грунтах или с высокими каменными постелями. Это 333
связано с тем, что при увеличении глубины возрастают напряжения, передаваемые на грунт.
Свайные оградительные сооружения вертикального типа. Эти сооружения могут применяться при любых грунтах, допускающих погружение свай. По сравнению с гравитационными, свайные оградительные сооружения обладают значительно меньшей жесткостью и, следовательно, могут воспринимать волновое давление гораздо меньшей величины.
При проектировании оградительного сооружения разрабатывается несколько вариантов конструкций. Затем производится их техникоэкономическое сравнение и принимается окончательное решение о целесообразности применения того или иного варианта.
§ 128. СРАВНЕНИЕ РАЗЛИЧНЫХ ВАРИАНТОВ КОНСТРУКЦИЙ.
Оградительные сооружения из обыкновенных массивов. Преимущества. Такие сооружения являются долговечными и надежными в эксплуатации. Производство работ при строительстве новых и ремонте существующих сооружений несложно.
Недостатки. Сооружения обладают повышенной чувствительностью к неравномерным осадкам основания. Отдельные массивы не связаны между собой. В результате этого возможен сдвиг одной части стенки по другой и даже выбрасывание массивов из стенки. При строительстве таких сооружений большой объем водолазных работ. Производительность труда низкая. Высокая стоимость сооружения.
Оградительные сооружения из массивов-гигантов. Преимущества. Такие сооружения являются более монолитными по сравнению с сооружениями из обыкновенных массивов. Работы по их возведению менее трудоемки, а сроки строительства короче. При строительстве не требуется мощных плавучих кранов. Объем водолазных работ резко сокращается. Могут использоваться при больших глубинах. Экономичны при большом фронте строительства.
Недостатки. Стоимость этих сооружений при малом объеме работ выше, чем стоимость сооружений из обыкновенных массивов. Это связано с большой стоимостью строительства полигона и спусковых устройств для изготовления массивов-гигантов.
Учитывая значительную сложность изготовления массивов-гигантов, в некоторых странах иногда отказываются от них и устанавливают сравнительно небольшие по размеру коробчатые железобетонные, пустотелые массивы, монтируемые с помощью плавучих кранов.
Существенным недостатком оградительных сооружений вертикального профиля является отражение волн, что приводит к увеличению волнового воздействия на стенку и образованию толчеи у сооружения. В связи с этим разработаны конструкции оградительных сооружений из массивов-гигантов с перфорированной лицевой стенкой (см. рис. 174, б). Такая конструкция имеет меньший коэффициент отражения.
Оградительные сооружения свайного типа. Преимущества. Такие сооружения не нуждаются в дорогостоящих и трудоемких камен -334
ных постелях, создают сравнительно небольшое вертикальное давление на основание и поэтому могут применяться на любых грунтах, допускающих погружение свай и шпунта.
Недостатки. Сооружения могут воспринимать волновую нагрузку значительно меньшей интенсивности, чем гравитационные, так как не обладают достаточной жесткостью и прочностью. Уязвимы при ледовых воздействиях.
§ 129. ПЕРСПЕКТИВНЫЕ КОНСТРУКЦИИ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ ВЕРТИКАЛЬНОГО ТИПА
За последнее десятилетие в нашей стране и за рубежом много было сделано по разработке новых и совершенствованию существующих конструкций оградительных сооружений, в частности вертикального профиля.
Практика гидротехнического строительства показала перспективность применения оградительных сооружений из массивов-гигантов, особенно с выходом на большие глубины. Для упрощения изготовления массивов-гигантов и повышения экономической эффективности сооружений были разработаны конструкции массивов-гигантов с использованием сборных железобетонных элементов, а также с перфорированной наружной стенкой и камерой гашения.
Перспективными являются оградительные сооружения из цилиндрических железобетонных оболочек большого диаметра с внутренним грунтовым заполнением.
При сравнительно небольшой высоте волны найдут применение оградительные сооружения вертикального профиля из оболочек диаметром 1—2 м, расположенные в один или два ряда.
В настоящее время ведутся разработки методов повышения несущей способности оснований оградительных сооружений. Одновременно разрабатываются конструкции сооружений для слабых грунтов.
Уделяется внимание улучшению конструкций надводных стенок с тем, чтобы повысить их монолитность и надежную связь с основной частью сооружения.
Глава XXIX
РАСЧЕТ ВЕРТИКАЛЬНЫХ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ ГРАВИТАЦИОННОГО ТИПА
§ 130. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ
Расчет оградительных вертикальных сооружений гравитационного типа аналогичен расчету причальных сооружений того же типа. Основное различие их расчета заключается в характере воздействия и методе определения нагрузок. На оградительную стену действует нагрузка от волны со стороны открытой и со стороны огражденной аквато
335
рии. Поэтому основная задача расчета — правильное определение величины волновой нагрузки.
Молы, а часто и волноломы имеют различную глубину на различных участках. Следовательно, на одно и то же сооружение в различных сечениях могут действовать стоячие, разбивающиеся и прибойные волны. Расчет сооружения поэтому необходимо производить на все три случая волнового воздействия, обратив особое внимание на расчет головной и корневой частей, которые чаще подвергаются разрушению.
Характер волнового режима на различных участках сооружения устанавливаем, определив критическую глубину Якр. В зависимости от характера волнения расчет производим на стоячую, разбитую или прибойную волну. Расчет устойчивости сооружения производим на наиболее опасный случай, когда со стороны открытой акватории подходит вершина волны, а со стороны огражденной акватории — подошва волны (см. рис. 161, а, в).
Проверку устойчивости также следует сделать на второй опасный случай, когда со стороны открытой акватории подходит подошва волны, а со стороны огражденной — вершина дифрагированной волны (см. рис. 161, б, г).
Если оградительное сооружение служит одновременно и причальным, то в сочетание нагрузок вводим в первом случае швартовное усилие, а во втором — навал судна, приводя их величину к 1 м, так- как расчет сводим к плоской задаче, т. е. все нагрузки приводим к 1 м сооружения по фронту. Величину швартовной нагрузки и навала судна определяем аналогично расчету причального сооружения из массивовой кладки.
В районах с тяжелыми ледовыми условиями в сочетание нагрузок необходимо вводить нагрузки от давления льда.
Расчетные данные. Параметры волн принимаем по данным многолетних наблюдений в районе строительства. При отсутствии данных определяем по СНиП. Для расчета должны быть заданы или определены параметры волн 1%-ной обеспеченности:
Лв — высота, м;
А, — длина, м;
т — период, с;
Якр — критическая глубина для мелководной и прибойной зон, м.
Глубину воды в створе сооружения Н принимаем по фактическому разрезу в характерных сечениях (глубоководной, мелководной и прибойной зонах). Размеры сооружения принимаем по построенным ранее конструкциям для таких же примерно условий, учитывая экономические факторы и добиваясь того, чтобы волна перед соружением не разрушалась, т. е. чтобы величина давления волны на стену была меньше.
По принятой к расчету конструкции, исходя из величины Н и грунтов основания, устанавливаются размеры:
/гп — толщина каменной постели, м;
Нс — глубина воды перед сооружением , м;
Я б — глубина воды над берменными массивами, м;
В б — ширина бермы каменной постели, м;
336
Вс — ширина сооружения по основанию, может быть принята в первоначальном приближении равной (0,8 4- 1)ЯС, м.
Характеристики грунтов основания принимаем по данным изысканий в районе строительства или таблицам:
срг — угол внутреннего трения грунта основания;
[ог] —допускаемое давление на грунт, кН/м2;
с — удельное сцепление грунта, кН/м2.
Объемный вес принимаем по данным изысканий или по таблицам:
у б — объемный вес бетона над водой, кН/м3;
Тб-в = (Тб— Ю) —объемный вес бетона под водой, кН/м3;
Тк.в — объемный вес камня постели под водой, кН/м3.
Сущность расчета. Расчетом проверяем устойчивость и прочность сооружения исходя из предварительно принятых размеров. По данным расчета окончательно уточняем тип конструкции и размеры.
Проверочным расчетом определяем:
устойчивость сооружения на плоский сдвиг по контакту с каменной постелью, грунтом основания и по швам кладки массивов;
величину давления на каменную постель и возможность раскрытия шва;
толщину каменной постели или величину давления на грунт основания и сравниваем с допускаемой или нормативной величиной давления на грунт;
устойчивость сооружения на опрокидывание вокруг ребер, где возможно допустить раскрытие шва, т. е. когда сооружение возводят на скальном основании;
возможную потерю устойчивости на общий сдвиг вместе с частью грунтов основания;
возможность размыва дна перед сооружением и вес камня, устойчивого на откосе постели;
при более детальном расчете проверяем величину деформаций, осадок сооружения и прочность отдельных его элементов.
§ 131. РАСЧЕТ ВЕРТИКАЛЬНОГО ОГРАДИТЕЛЬНОГО СООРУЖЕНИЯ
Определение режима установившегося волнения. Характер волнения определяем в следующей последовательности:
находим расчетную глубину Яр по формуле (366);
определяем критическую глубину Якр по табл. 39 и по указаниям гл. XXVII устанавливаем тип волны (стоячая, разбитая или прибойная).
Построение эпюры волнового давления стоячих волн. Для глубоководной зоны со стороны открытой акватории при Яр > 0,5% определяем ординаты эпюры по формуле (369) и строим по семи характерным точкам. При Яр < 0,5% ординаты эпюры определяем по формулам (370)—(373) и строим по пяти точкам (см. рис. 161, а).
Возвышение гребня волны над спокойным уровнем т]г определяем по формуле (368).
337
Рис. 175. Схема расчета вертикального оградительного сооружения гравитационного типа:
а — определение сил и плеч по эпюре давления стоячей волны; б — определение сил собственного веса сооружения и их плеч; в — определение сил и плеч по эпюре дифрагированной волны; г — построение эпюры давления на каменную постель и грунты основания
Эпюру дифрагированной волны при подходе подошвы со стороны огражденной акватории строим по формулам (377)—(379).
Положение условного горизонта моря. Эпюры взвешивающего давления можно не строить, а взвешивающее влияние учесть условным горизонтом моря. Линию условного горизонта воды проводим через точки О' и О" (рис. 175, б). Точка О' со стороны открытой акватории расположена на высоте р5, а точка О" со стороны огражденной акватории — на глубине рз от спокойного уровня. Считаем, что выше линии условного горизонта сооружение находится над водой, а ниже —- под водой.
Определение величины горизонтальных сил. Разбиваем эпюру давления стоячей волны, действующей со стороны открытой акватории, на простые геометрические фигуры; находим их площади, равные силам Рт1, Рг2> и прикладываем их в центре тяжести соответствующих площадей (рис. 175, а).
Аналогично разбиваем эпюру давления дифрагированной волны, действующей со стороны огражденной акватории, построенной для 338
случая подхода подошвы волны, и определяем РпЬ ^п2, £пз, приложив их в центре тяжести соответствующих площадей (рис. 175, в).
Определение величины вертикальных сил. Площадь поперечного сечения сооружения, лежащую выше условного горизонта моря, выше линии 0'0" (см. рис. 175, б), разбиваем на простые геометрические фигуры и находим вес каждой фигуры над водой. Следует помнить, чтобы определить вес g19 g2, g3, необходимо соответствующую площадь умножить на 1 м (размер фигуры по фронту сооружения), а полученный объем умножить на объемный вес бетона над водой уб. Вес каждого элемента сосредоточиваем в центре тяжести соответствующей площади.
Аналогично находим вес сооружения под водой g± и g-, умножив соответствующие объемы фигур на объемный вес бетона под водой Уб.в-
Устойчивость сооружения на сдвиг. Коэффициент kG устойчивости на сдвиг по плоскости DF — контакта сооружения с каменной постелью определяем по формуле
^С =
fe.к
(395)
где срб к -- 0,5 — коэффициент трения бетона по камню;
[йс] = 1,2 — 1,3 — нормативный допускаемый коэффициент на сдвиг, зависящий от класса капитальности.
При определении устойчивости на сдвиг по плоскостям швов кладки учитываем все силы, действующие выше рассматриваемой плоскости шва.
• Устойчивость на сдвиг по плоскости контакта каменной постели с грунтом основания в случае, если постель заглублена в грунт, определяем аналогично расчету причального сооружения из массивовой кладки (см. рис. 82).
Если постель отсыпается на поверхность грунта основания, сдвиг может произойти по одной из двух плоскостей: по плоскости DF' или по плоскости DfF' (см. рис. 175, б).
При сдвиге по плоскости DF' необходимо учитывать вес сдвигаемой части постели g'n, заключенной в призме DF'K, а все нагрузки спроектировать на плоскость DF' и на плоскость, нормальную к ней. В этом случае появляются составляющие от действия вертикальных и горизонтальных сил из формулы (395):
Q' = (Sg£ + g') cos и — + SPnZ) sin a;
P' = (ZPTi + 2Рпг) cos a + + g') sin a,
x Атт
где tg a = —— .
Устойчивость по плоскости скольжения DF' будет обеспечена, если £ca = ^^L>[fec]. (396)
При сдвиге по плоскости D'F' учитываем вес сдвигаемой части постели gn, т. е. вес контура постели DD'F'K- Коэффициент устойчи-339
вости на сдвиг по плоскости контакта камня с грунтом определяем по формуле
1, (2gz-t-g")/г.г г/ /9П7\
<397>
где SPr£ и — сумма составляющих давления гребня волны со стороны моря и подошвы со стороны акватории по всей высоте сооружения, включая и высоту каменной постели, кН;
/r.r^tgcpp — коэффициент трения грунта по грунту с углом внутреннего трения срг.
Устойчивость на опрокидывание. При подходе гребня волны со стороны моря опрокидывание стены может произойти вокруг ребра тыловой грани F, поэтому плечи rt удерживающих сил gt и плечи zt опрокидывающих сил Pt определяем относительно точки F.
Сумма моментов удерживающих сил равна 27ИУ g^i + g^r2 -4 + ... + gbrb\ сумма моментов опрокидывающих сил равна 2/И0 = = Рг1гх + Рг2г2 + ... 4- Рп3гз- Коэффициент устойчивости на опрокидывание определяем по формуле
(398)
где Ио] = 1,6 4- 1,8 — нормативный коэффициент запаса.
Давление на грунт. Давление на каменную постель сггаах (рис. 175, г) определяем по формуле внецентренного сжатия (287), а давление на грунт основания о/пах — по формуле (305). Толщину каменной постели hn определяем по формуле (306).
Анализ расчета. Анализируя расчет сооружения принятой конструкции с предварительно назначенными размерами, уточняем конструкцию и ее габариты. Если коэффициенты устойчивости меньше допускаемых коэффициентов запаса, то сооружение необходимо сделать более тяжелым. Это можно сделать за счет увеличения высоты (если давление на грунт значительно меньше допускаемого) или ширины сооружения (если давление на грунт больше допускаемого). Уменьшить давление на грунт можно также за счет увеличения толщины каменной постели.
Если коэффициенты устойчивости значительно превышают допускаемые, то размеры стены необходимо уменьшить, иначе сооружение будет не экономичным.
Окончательный вариант конструкции принимается на основании сравнения технико-экономических показателей сооружения.
Второй расчетный случай. Когда со стороны моря подходит подошва волны, а со стороны порта — вершина дифрагированной волны, расчет производим аналогично предыдущему.
Отличие расчета заключается в том, что возможное опрокидывание стены может произойти при вращении вокруг лицевого ребра в точке D, следовательно, изменятся плечи вертикальных сил и уклон условного горизонта моря будет не в сторону огражденной акватории, а в сторону моря. Изменится величина взвешивающего давления.
340
Эпюры волнового давления (см. рис. 161, б, г) строим по формулам (374)—(376), (380)—(382).
Из двух расчетных случаев за основной принимаем тот, который создает более неблагоприятные условия работы конструкции или ее элементов. Например, может оказаться, что давление на грунт по второму случаю больше, чем по первому тогда толщину каменной постели будем рассчитывать исходя из данных второго расчетного случая.
Расчет на воздействие разбитых и стоячих волн. Эпюру волнового давления разбитых волн (см. рис. 164, а) со стороны моря строим по формулам (385) — (387). Эпюру от воздействия прибойных волн (см. рис. 164, б) строим по формулам (388)—(391).
Последовательность и метод расчета сооружения от воздействия разбитых и прибойных волн аналогичны расчету при действии стоячих волн на вертикальные стенки.
Устойчивость основания и камня постели. Проверку устойчивости частиц грунтов дна перед сооружением от размыва донными скоростями волнового воздействия производим сравнением неразмывающих скоростей с фактической скоростью у дна. В зависимости от характера волнения (стоячая, разбитая или прибойная волны) донные скорости определяем по формулам (392)—(394) и сравниваем их с неразмывающей скоростью у дна уд, определяемой по кривой 3 (см. рис. 166).
Если фактические скорости у дна больше допускаемой уд, то необходимо предусматривать защиту основания от размыва на протяжении (0,25 -н 0,4)% от стенки.
Вес' камня устойчивого на откосе постели определяем по формуле (416). Устойчивость берменных массивов на сдвиг или опрокидывание производим с учетом взвешивающего волнового давления (см.рис. 165).
§ 132. РАСЧЕТ ОБЩЕЙ УСТОЙЧИВОСТИ СООРУЖЕНИЯ
Оценку общей устойчивости сооружения вместе с грунтом основания против глубинного сдвига производим с учетом влияния каменной постели и неравномерности вертикального давления сооружения на грунт основания.
Эпюру напряжений на грунт основания, имеющую форму трапеции, с ординатами о^ах и Omin (см. рис. 175, г) заменяем равновеликой фиктивной прямоугольной эпюрой, причем у обеих эпюр центры тяжести должны находиться на одной вертикали. Расстояние от центра тяжести эпюры до наиболее напряженной точки основания o'max, определяем по формуле (71)
g°гпах~>~2оггтп (399)
3 ^тах-!-amin
Ширина фиктивной прямоугольной эпюры равна Вф = 2S. Величину ординаты фиктивной эпюры сгф определяем по формуле (72)
Огф = — (O'max + O'min)* (400)
341
Каменную постель и грунт, лежащий выше отметки основания, учитываем как дополнительную нагрузку, действующую на плоскость основания сооружения.
Если грунт основания обладает сцеплением, то величину сцепления заменяем тождественной равномерно распределенной нагрузкой, увеличивающей сопротивляемость грунта, так как прикладывается она на всей поверхности призмы выпора. Величина ее интенсивности равна 7С = c/tg срг, где с — удельное сцепление грунта (метод ВНИИГ см. § 18 и примеры 1—5 приложения).
§ 133. ОСОБЕННОСТИ ПРИМЕНЕНИЯ МЕТОДА РАСЧЕТА ПО ПРЕДЕЛЬНЫМ СОСТОЯНИЯМ
Расчет причальных и оградительных сооружений производился методом разрушающих усилий, характеризуемым введением коэффициента запаса. Величина коэффициента запаса не имеет точного научного обоснования и колебание иногда достигает широких пределов. Это приводит к завышенным размерам сооружений и увеличению их стоимости.
Если будут определены и введены в СНиП коэффициент перегрузок п при определении всех видов нормативных нагрузок, коэффициент условий работы конструкций и их элементов т и коэффициент неоднородности материалов k, то расчеты следует производить по методу предельных состояний.
Переход от расчета по разрушающим усилиям к расчету по предельным состояниям не представит трудности, потому что нормативные нагрузки и нормативные внутренние усилия определяются по тем же формулам и в такой же последовательности, только вместо коэффициентов запаса вводятся коэффициенты n, /ли k.
Например, формула (395) устойчивости оградительного сооружения на сдвиг по контакту с каменной постелью преобразуется в формулу (401), т. е. сдвиг сооружения будет невозможен,если соблюдается, условие
> J (401)
где т — коэффициент условий работы сооружения;
ng — коэффициент перегрузки сил g’f,
пр — коэффициент перегрузки сил
Опрокидывание сооружения будет невозможным, если соблюдается условие
mng ZMy j (402)
пРЪМ0 К
т. е. формулу (402) получаем из формулы (398).
Левые части формул (401) и (402) должны быть равны единице или превышать единицу на 1—2%. Из этого видно, что расчет по предельным состояниям является более точным, если величины коэффициентов т, п и k научно обоснованы.
342
Глава XXX
КОНСТРУКЦИИ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ откосного ТИПА
§ 134. СООРУЖЕНИЯ из НАБРОСКИ КАМНЯ
Оградительные сооружения откосного профиля строят из различного вида набросок: каменной, массивовой, из фасонных блоков.
Каменные наброски могут быть выполнены из несортированного и сортированного камня.
Оградительные сооружения из несортированного камня возводят при сравнительно небольшой глубине и слабом волнении. Крутизна откосов составляет 1:3— 1:5. Для таких сооружений используется рваный камень изверженных или твердых осадочных пород (известняк, прочный песчаник) массой от 5—10 кг до нескольких тонн. При значительном волнении его действию могут противостоять только крупные камни. В связи с этим возникает необходимость в сортировке камня с тем, чтобы на откосах сооружения располагать наибольшие по массе камни.
Оградительные сооружения из сортированного к а м -н я возводятся в основном из высокопрочного камня изверженных пород с Т?^>2000 кН/м2. Ядро таких сооружений отсыпается из мелкого камня и карьерной мелочи. Затем отсыпается более крупный камень. В верхней части сооружения и на откосах, где волновые удары достигают максимума, укладывается самый крупный камень массой от 5 до 15—20 т в зависимости от расчетных параметров волн и крутизны откоса (рис. 176, а, б). Размер камня, расположенного в нижележащем слое, должен быть больше размера пустот между камнями вышележащего слоя, а масса камней должна иметь отношение не менее 1:9.
Камень, применяемый для наброски, по массе подразделяется на пять категорий (табл. 42).
Таблица 42
Категории крупности камня, применяемого для наброски
Категория камня Карьерные отходы-мелочь Категория
I II III IV V
Масса, кг До 5 1 — 100 100—1500 1500—4000 | 4000—8000 | >8000
Уклон откоса сооружения с внутренней стороны должен составлять 1:1 — 1:1,5, с морской стороны — 1:3—1:5 в приурезовой зоне и 1:5—1:3 в нижней части.
Отметка гребня оградительного сооружения должна быть несколько выше наката волны. Если же допускается частичное перекатывание больших волн через сооружение, гребень может быть несколько ниже.
343
Рис. 176. Оградительные сооружения:
а — смешанного типа: 1 — мелкий несортированный камень; 2 — крупный камень; 3 — бер-менные массивы; 4 — массивовая кладка; б — из наброски сортированного; 1 — карьерные отходы; 2— камень средней крупности (до 1 т); 3 — крупный камень
При строительстве на больших глубинах (более 20 м) наиболее экономичными являются сооружения смешанного типа. Верхняя часть таких сооружений выполняется в виде вертикальной стенки, нижняя — в виде ядра, отсыпанного из мелкого камня, покрытого на откосе крупным камнем (см. рис. 176, б). Толщина слоя крупного камня должна быть больше тройного размера подстилающего-камня, но не менее 1 м. Камень внутри ядра по массе должен быть не менее 1/20 массы наружного камня. Морской откос устраивается с уклоном не круче 1:2 , а тыловой — не круче 1:1,5.
При строительстве сооружений смешанного типа следует учитывать> что вследствие резкого уменьшения глубины воды в пределах каменной отсыпки вертикальная стенка может подвергаться воздействию разбитых волн. Поэтому глубина воды перед стенкой над бермой должна быть более 2,5 высоты волны.
§ 135. СООРУЖЕНИЯ ИЗ МАССИВОВОЙ НАБРОСКИ
Если в районе строительства отсутствует дешевый естественный камень необходимых размеров или имеется в ограниченном количестве, то строят оградительные сооружения из наброски сортированного камня с покрытием морского откоса массивами или сооружения из массивовой наброски.
Сооружения из наброски сортированного камня с покрытием морского откоса массивами используются при отсутствии камня массой более 2 т, необходимого для создания устойчивости откоса. Оградительное сооружение состоит из ядра, отсыпанного из мелкого камня, и нескольких слоев камня, крупность которого возрастает к поверхности откоса. Морской откос сооружения покрывается массивами от 30 до 60 т, имеющими форму кубов или параллелепипедов.
Покрытие массивами может быть выполнено в виде наброски или правильной кладки.
Наиболее эффективно покрытие из наброски, имеющее большую волногасящую способность. Однако такое покрытие требует двухслойной наброски массивов для надежной защиты ядра сооружения.
Чтобы исключить сползание массивов вниз по откосу, ниже зоны наибольшего волнового воздействия устраивают упорную берму из 344
Рис. 177. Оградительные сооружения из массивовой наброски:
1 — мелкий несортированный ;камень; 2 — (камень средней крупности; 3 — бордюрный массив; 4 — обыкновенные массивы; 5 — берменный массив
каменной наброски. Берма прикрывается берменными упорными массивами. Уклон массивовой наброски принимается от 1:2 до 1:2,5, а уклон каменного откоса ниже бермы от 1:1,25 до 1:2. Внутренний откос сооружения со стороны гавани имеет откос от 1:1 до 1:1,5.
Сооружения из массивовой наброски состоят из массивов от 15 до 100 т при соотношении сторон 1:1 и 1:1,5 (рис. 177).
Основанием сооружения является, как правило, каменная постель, состоящая из ядра (карьерные отходы и камень массой до 30 кг) и верхнего покрытия толщиной 1—1,5 м из камня массой 100—200 кг. Каменная постель со стороны гавани имеет форму уступа для обеспечения надежного упора массивовой наброски и сокращения числа бетонных массивов. Постель обязательна при строительстве на мягких грунтах.
Основной частью сооружения является массивовая наброска. Морской откос при наброске прямоугольных массивов имеет уклон от 1:1,25 до 1:2, а внутренний откос — от 1:1 до 1:1,25. Для предотвращения раскатывания массивов на берме укладываются упорные берменные массивы. Ширина гребня на уровне воды принимается не менее 3,5—4 высоты волны, а возвышение гребня под спокойным уровнем — не менее 0,7.
Пористость сооружений из массивовой наброски составляет 43 — 48%.
§ 136. СООРУЖЕНИЯ ИЗ НАБРОСКИ ФАСОННЫХ БЛОКОВ
Оградительные сооружения из наброски массивов до 100 т имеют высокую стоимость. Кроме того, для их строительства необходимы плавучие краны большой грузоподъемности. В связи с этим в настоящее время у нас в стране и за рубежом вместо массивов начали применять различные малогабаритные фасонные блоки: тетраподы, стабиты, трибары, тетраэдры, диподы и др. (рис. 178).
Фасонные блоки обладают значительно большей волногасящей способностью, чем обыкновенные массивы. Наброска из фасонных блоков имеет высокую пористость и шероховатость, что приводит к разделению накатывающейся волны на большое количество отдельных струй. Энергия этих струй теряется при столкновении друг с другом.
Наиболее широкое распространение из всех фасонных блоков получили тетраподы. Наброска из тетраподов обладает большим сцеплением и, следовательно, большой устойчивостью. Это позволяет увеличить крутизну откосов, следовательно, уменьшить поперечный профиль сооружения и снизить его стоимость.
345
Рис. 178. Фасонные блоки:
а — тетрапол; б — стабит; в — трибар; г — тетраэдр; д — дипод
Для строительства оградительных сооружений у нас в стране применяются тетраподы от 3 до 15 т. Имеются сооружения из тетраподов до 32 т. Наброска из тетраподов имеет пористость 50—55%.
Применение тетраподов позволяет создать крутизну морского откоса в пределах от 1:1,5 до 1:1. При этом значительно уменьшается объем каменной наброски ядра сооружения.
§ 137. ГОЛОВНЫЕ И КОРНЕВЫЕ УЧАСТКИ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИИ ОТКОСНОГО ТИПА
При выборе планового очертания головных участков оградительных сооружений откосного профиля следует учитывать требования безопасности захода судов. При этом акватория должна быть наилучшим образом защищена от волнения и обеспечена устойчивость головных участков от максимального волнового воздействия.
Головные участки сооружений ограждаются палами. Это необходимо для предотвращения опасности навала судов на каменный или массивовый откос. Иногда вместо палов весь головной участок выполняют в виде вертикальной стенки.
В связи с тем что интенсивность волнового воздействия на головные участки оградительного сооружения значительнее, чем на другие его части, вес элементов наброски принимается здесь на 20—30% выше по сравнению с весом элементов остальных участков.
Если оградительные сооружения строятся из массивовой наброски, а его головной участок — в виде вертикальной стенки из правильной массивовой кладки, то массивы головного участка должны быть в два раза больше по весу, чем в наброске.
Корневые участки оградительных сооружений должны иметь надежное сопряжение с берегом для защиты их от размыва прибрежными волнами. Необходимо предусматривать усиленные защитные покрытия корневых участков сооружений (прилегающих участков дна и берега).
§ 138. СРАВНЕНИЕ РАЗЛИЧНЫХ ВАРИАНТОВ КОНСТРУКЦИИ
При выборе конструкции оградительных сооружений откосного типа следует учитывать различные факторы, важнейшими из которых являются условия естественного режима в районе строительства — гидрологические и геологические, условия производства работ, наличие запасов камня необходимой крупности.
346
Сооруженный из наброски камня. Преимущества. Сооружения из крупного камня можно строить практически при любых глубинах и силе волнения. При наличии в районе каменных карьеров стоимость сооружения сравнительно невелика. В сооружениях из каменной наброски хорошо гасится энергия волны.
Недостатки. С увеличением глубины значительно увеличивается объем каменной наброски. Внутреннюю сторону сооружения нельзя использовать для устройства причального фронта.
Сооружения из наброски смешанного типа. Преимущества. На больших глубинах эти сооружения оказываются самыми экономичными. Их внутреннюю сторону можно использовать в качестве причала для судов.
Недостатки. Большая сложность производства работ по сравнению с другими конструкциями откосных оградительных сооружений.
Сооружения из массивовой наброски. Преимущества. Если заготовка и транспортировка крупных глыб камня составляет значительную стоимость, использование бетонных массивов экономически целесообразно. Сооружения из массивовой наброски в связи с большим весом массивов (до 100 т) по сравнению с другими типами откосных сооружений могут испытывать наибольшие волновые воздействия.
Недостатки. По сравнению с сооружениями из наброски фасонных блоков сооружения из массивовой наброски имеют плохую сцепляемость и меньшую пористость. Вместе с тем, ширина наброски по спокойному уровню должна быть не менее 3—4 высот волны в то время, как в сооружениях из фасонных блоков она достигает только 2,5—3,5.
Сооружения из наброски фасонных блоков. Преимущества. По сравнению с сооружениями из наброски камня сооружения из фасонных блоков имеют значительно меньший объем каменного заполнения ядра, что сказывается на стоимости. Сооружения обладают большой волногасящей способностью. Они сравнительно легки и поэтому не требуют тяжелого кранового оборудования при строительстве. Имеют хорошую сцепляемость и вследствие этого большую устойчивость. Дают экономию бетона по сравнению с обычными массивами.
Недостатки. Более сложный процесс изготовления фасонных блоков по сравнению с обыкновенными массивами.
Сравнение оградительных сооружений откосного и вертикального типов. При малых глубинах волногасящее действие оградительных сооружений откосного профиля значительно эффективнее, чем у сооружений с вертикальной стенкой. В сооружениях вертикального типа нередко во время волнения образуются донные течения, приводящие к подмыву основания, а иногда и к разрушению сооружения. В сооружениях же откосного типа волна гасится в основном на откосе, не вызывая размыва основания.
В оградительных сооружениях вертикального типа на подходных каналах и акватории часто возникает толчея, мешающая нормальной эксплуатации порта.
347
Сооружения вертикального типа в основном возводятся только на хороших грунтах основания. Поврежденные сооружения вертикального типа трудно восстанавливать.
Однако строительство сооружения откосного профиля при значительных глубинах стоят дороже, чем вертикальные стенки. В откосных сооружениях вход на акваторию устраивается большей ширины, чем при вертикальных стенках.
Сооружения откосного типа невозможно использовать для швартовки судов, а в сооружениях вертикального типа внутренняя сторона может использоваться под причалы.
Условия возведения сооружений откосного типа. Сооружения откосного типа рекомендуется применять:
при наличии в районе строительства местных запасов камня;
при наличии небольших глубин (не более 12—15 м);
на мягких сжимаемых грунтах, где возведение вертикальных стенок затруднено в связи со значительными осадками под нагрузкой;
в корневых участках молов, где вследствие малых глубин образуется разбитая волна.
Откосные относятся к старым типам оградительных сооружений. В наше время такие сооружения получили широкое распространение. Это объясняется сравнительной простотой производства работ, а также малой чувствительностью к неравномерным осадкам.
Конструкции оградительных сооружений откосного типа совершенствуются. Особенно большое внимание уделяется совершенствованию форм фасонных блоков, обеспечению эффективного волногашёния, устойчивости профиля, возможности уменьшения поперечного сечения без снижения устойчивости и проницаемости сооружения.
Глава XXXI
РАСЧЕТ ОТКОСНЫХ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 139. ВЫСОТА НАКАТА ВОЛН НА ОТКОС
При оценке волновых воздействий на откосное сооружение следует определить: высоту наката волн на откос, величину донных волновых скоростей и давление волны на откос. При воздействии волны на откос возможны следующие взаимодействия волны с сооружением: гашение волны внутри сооружения при проницаемых откосах, разрушение волны или частичное отражение на непроницаемых откосах.
Отражательная способность непроницаемого откоса возрастает с увеличением его крутизны. Чем меньше степень отражения непроницаемого откоса, тем сильнее обрушение волн. Гашение энергии волны зависит от проницаемости и шероховатости откоса. Откос из массивовой наброски гасит до 30% энергии волны за счет поглощения волны порами. Воздействие волны особенно велико в зоне удара волн, поэтому откос должен иметь усиленное крепление в зоне разрушения волны. 348
Выше зоны удара волны (наибольшего давления) откос подвергается воздействию скоростного наката волны. Высота вскатывания волны определяет отметку гребня сооружения.
В тех случаях, когда переплеск и перекатывание волн через сооружение недопустим, превышание гребня откосного сооружения /ггр, над спокойным уровнем воды определяем по формуле
/ггр = Лн + Д/г + /г3, (403)
где /гп — расчетная высота наката волны на откос с обеспеченностью! %, отсчитываемая от спокойного уровня, определяется по графикам СНиП, но может быть принята в зависимости от типа и класса сооружения (1,2 4-4- 1,5) /гв, м;
А/г •— высота нагона волны, принимается по натурным исследованиям или по приближенной формуле (404);
/г3^0,1/гн— запас высоты сооружения, м;
А/г = 0,002 cos а, (404)
&Н
где v— скорость ветра, м/с;
D — разгон волны, км;
g = 9,81 м/с2;
Н •— глубина бассейна, м;
а — угол между продольной осью водоема и направлением ветра.
§ 140. СКОРОСТИ И ДАВЛЕНИЯ ВОЛН
Положение характерных точек на откосе. На плоских непроницаемых откосах при пологости 1 т 5 характерными являются следующие точки (рис. 179).
1. Точка пересечения линии откоса со спокойным уровнем = 0.
2. Точка в центре зоны удара струи воды, падающей с гребня волны при ее обрушении. Положение второй точки определяем высотой г2 ниже спокойного уровня по формуле
z2 = z3--Ь- (]/2m2 + 1 — 1) (z3 + Т)в). (405)
m2
3. Точка, расположенная на глубине z3, при которой происходит разрушение волн, набегающих на откос,
z3 =-- hB (0,47 н- 0,023 —1 + m2 . . (406)
\ hB J m2
4. Точка, расположенная на глубине г4; выше данной точки на откосе происходит существенное увеличение скорости у поверхности откоса:
= (407)
m ’
349
5. Точка расположена на линии наката волн на высоте = hl{ от спокойного уровня, где т — заложение откоса;
т]в — возвышение над спокойным уровнем вершины волны в момент обрушения ее на откос, определяемое по формуле
0,25) -М ;
X J
0,95 — (0,84m —
(408)
/гн—см. формулу (403).
Эпюра максимальных скоростей. Ординаты эпюры максимальных скоростей движения волновых масс воды на откосе определяем в характерных точках 1—5, найденных выше. Для всех участков принимается линейный закон изменения скорости (рис. 180). Значения расчетных скоростей в характерных точках определяем по формулам (в м/с):
= 10/;afe.rl/g о (409)
2 л-{-/тг
^ = 1/[1-(0,017m—0,02) hE] | 4 + wg(^~Z2).l; (410)
* L yrp J
^^’Kg’fe+Лв); (4П)
T===z=r (412)
— к sh 4л —~ g h
где /?аи/гн— коэффициенты шероховатости и непроницаемости откоса, принимаемые для гладких покрытий равными единице, для шероховатых — 0,9;
пс— коэффициент, зависящий от Х//гв; при Х/Лв = 8, 10, 15, 20, 30 соответственно пс 0,5; 0,7; 0,75; 0,8; 1;
г’гр — горизонтальная проекция скорости гребня волны:
игр = ]/g (гз + Пв),
(413)
здесь z3 — определяется по формуле (406), т)в—по формуле (408).
Рис. 179. Определение положения характерных точек на откосе
V=0
Рис. 180. Эпюра скоростей движения воды на откосе
350
Рис. 181. Эпюра давления прибойных
1ВОЛН
Рис. 182. График максимального относительного волнового давления во второй точке
В пятой точке и в точке, лежащей на продолжении линии откоса до реальной или условной глубины Н= 0,5 К скорости движения воды принимаются равными нулю.
Эпюра давления волны. При регулярном волнении эпюра максимального расчетного волнового давления на откос строится по характерным точкам аналогично построению эпюры скорости на откосе (рис. 181). Ординаты эпюры давления волны на откосpt определяем по формулам:
во второй точке р2 = kUQkn^p2y^h^ (414)
где
йп.о = 0,85 + 4,8 + т (0,028— 1,15 ;
% \ 'к /
Ап.в— коэффициент, зависящий от при Х/£в = 10, 15, 20, 25, 35 /гПоВ соответственно равен 1; 1,15; 1,3; 1,35; 1,48;
р2 — максимальное относительное волновое давление во второй точке, определяемое по рис. 182.
Выше и ниже второй точки принимаются следующие значения волнового давления:
р = 0,4 р2 при /х = 0,0125£а и /3 = 0,0265
р = 0,1р2 при /2 = 0,0325£а и /4 = 0,0675£а, где
'• (415)
-j/ m2 — 1
Взвешивающее давление. Взвешивающее давление воды во время шторма, действующее на покрытие непроницаемого откоса, определяем по эпюре относительных ординат (рис. 183).
При пологости откоса 2—4,5 эпюру строим по данным табл. 43.
351
Рис. 183. Эпюра относительных ординат взвешивающего давления воды во время шторма, действующего на покрытие непроницаемого откоса
Рис. 184. Эпюра относительных ординат взвешивающего давления воды во время шторма, действующего на покрытие проницаемого откоса
Таблица 43
Значения для построения эпюры взвешивающего давления непроницаемого откоса
Пологость откоса т Относительные параметры эпюры 1%-ной обеспеченности
Рпр/7в ^пр ziMnp l,lh
2 0,4 1,2 1,2
2,5 0,3 1,2 1,1
3 0,3 1,6 1,1
3,5 0,3 1,6 0,9
4—4,5 0,2 1,9 0,8
Взвешивающее давление воды во время шторма, действующее на покрытие проницаемого откоса, определяем по эпюре относительных ординат (рис. 184).
При пологости откоса 3-4-4 эпюру строим по данным табл. 44.
Таблица 44
Значения для построения эпюры взвешивающего давления проницаемого откоса
Пределы подхода волн к откосу, град Относительные ординаты эпюры в точках /Jnp/VB^np Относительные отметки точек эпюры zfh^
А 1 в с Л I в 1 с
90—70 0 0,6 0 —1,25 —0,75 2,0
69—50 0 0,55 0 —1,0 —0,5 2,0
49—30 0 0,5 0 —0,75 —0,5 2,25
29—0 0 0,4 0 —0,75 0 2,5
Примечание, йпр — средняя высота прибойной волны; Рпр — максимальное давление прибойной волны на откос при регулярном волнении Рпр=Р2 (рис. 181).
Вес камня и массивов, устойчивых на откосе. Вес отдельных камней и искусственных массивов или блоков, устойчивых на откосе, определяем по формуле 352
Р-ф Ум
(416)
GM — вес отдельного массива или камня при расположении
где
его на глубине z < 0,7Лв и выше спокойного уровня (в зоне максимального воздействия волн), кН;
Gz — то же, на глубине z > 0,7Лв, отсчитываемой от минимального спокойного уровня воды, кН;
р,ф — коэффициент формы отдельного элемента крепления откоса, определяемый по табл. 45;
е = 2,72 — основание логарифма.
Таблица 45
Значения коэффициента формы элементов крепления откоса Цф
Форма элементов крепления откоса
Рваный камень в наброске
Бетонные блоки в виде куба и параллелепипеда Тетраподы в наброске
» в плотной укладке Трибары в наброске
» в укладке с взаимной связью
Гексалеги в наброске
» в упорядоченной укладке
Ди поды в наброске
» в упорядоченной укладке
0,025 0,021 0,008
0,0058 0,0050 0,0034 0,0043 0,0033 0,0057
0,0049
§ 141. УКАЗАНИЯ ПО РАСЧЕТУ хМЮРСКИХ И РЕЧНЫХ’ ОТКОСНЫХ СООРУЖЕНИЙ
Расчет откосных сооружений отличается от расчета вертикальных, так как конструкции их совершенно различны. Объем тела и основания откосного сооружения значительно больше вертикального, поэтому оно не рассчитывается на плоский -сдвиг и опрокидывание. Расчет откосных сооружений заключается в определении размеров его элементов.
Морские откосные оградительные сооружения. Конструкцию принимаем по типам уже построенных, экономически выгодных конструкций, хорошо зарекомендовавших себя в районах с естественными условиями, примерно равными заданным.
Расчетом сооружений из наброски камня обыкновенных массивов или фасонных блоков (тетраподов, тетраэдров, трибаров и др.) определяем следующее.
1. Характер волнового режима у сооружения по заданным (или определяемым по СНиП) параметрам волн и глубинам у сооружения.
2. Высоту вскатывания волны на- откос, по которой назначаем отметку гребня сооружения.
12 Хдовиченко, Яковлев. 353
Для сооружений, не допускающих перекатывание волн, высоту гребня Лгр над спокойным уровнем определяем по формуле (403). Сооружения, допускающие переплеск волн через гребень, принимаем по технико-экономическим характеристикам, учитывая при этом увеличение волнения на акватории порта. Ширину гребня назначаем из условия устойчивости набросных элементов (камня, массивов, блоков) на гребне сооружения.
3. Положения характерных точек на откосе сооружения определяем по формулам (405)—(408). Строим эпюру максимальных скоростей перемещения волн по формулам (409)—(413), учитывая уменьшение скорости за счет проницаемости и повышенной шероховатости откоса. По величине скорости определяем возможность размыва дня у основания и способ его крепления от размыва.
4. Ординаты эпюры давления волн на откос определяем по формулам (414) и (415). По величине максимального давления волны производим расчет набросных элементов на прочность.
5. Вес камня, массивов и фасонных блоков, устойчивых на откосе и на гребне (при перекатывании волн через гребень), определяем по формуле (416).
Наименьший объем, а следовательно, и стоимость имеет сооружение с заложением откосов tn 1. Откос следует уполаживать, если максимально возможный (при данных условиях) вес элементов наброски неустойчив на откосе заложением tn =-- 1 (45е).
6. Расчет общей устойчивости на сдвиг сооружения вместе с грунтом основания производим по методу ВНИИГ.
Речные откосные оградительные сооружения. На крупных озерах и водохранилищах при создании порта условия работы откосных оградительных сооружений аналогичны морским, поэтому выбор конструкции и ее расчет производим по рекомендациям, указанным выше.
При небольших параметрах волн на водохранилищах и судовых волн на реках оградительные сооружения строят в виде земляных или каменно-набросных дамб. Дамбы могут иметь или не иметь покрытия различного типа.
Откосы дамб, не имеющих покрытия, устанавливаем в зависимости от крупности частиц грунта или камня наброски. Заложение неразмы-ваемого откоса устанавливаем сравнением максимальной донной скорости воды с допускаемой неразмывающей скоростью. Заложение каменно-набросного откоса устанавливаем по весу камня, устойчивого на откосе.
Плитное крепление откосов. Непроницаемые откосы, укрепленные бетонными плитами, рассчитываем по формулам (403)—(415). Расчет плитных откосов на прочность и устойчивость имеет свои особенности по сравнению с набросными.
Если плиты уложены на грунтовой откос со щебеночной подготовкой, то расчет плиты на прочность следует производить как расчет балки на упругом основании от действия максимального давления волны.
При расчете на устойчивость следует учитывать противодавление на плиты по эпюре взвешивающего давления (см. рис. 182 и 183) и 3 54
главное — вибрацию плит. Удар волны вызывает вибрацию плит, передающуюся через щебень на грунт откоса. Существует критическое ускорение колебаний, при котором начинается разжижение грунта и откос уполаживается вместе с плитами, теряя устойчивость. Определение расчетного и критического ускорений от вибрации приведено в учебнике [38].
Плиты, уложенные на откосе каменной наброски, рассчитываются на прочность как плиты, опертые по контуру от действия максимального волнового давления, кроме того, все типы плит рассчитываются на монтажные нагрузки.
Воздействие льда. Нагрузки от ледовых воздействий определяем но рекомендациям гл. X. При расчете плит на прочность и трещино-стойкость принимаем нормальные к поверхности откоса составляющие ледовых нагрузок, определяемые по формулам (191)—(195).
Наиболее опасные нагрузки возникают от действия примерзшего к плитам льда при понижении уровня воды. При этом возникает опасный вырывающий момент, который необходимо определить и сравнить с удерживающим моментом.
Глава XXXII
СПЕЦИАЛЬНЫЕ ТИПЫ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 142. СКВОЗНЫЕ И ПЛАВУЧИЕ ВОЛНОЛОМЫ
Сквозные волноломы представляют собой оградительные сооружения, преграждающие путь волновому воздействию только в верхней части водной среды. Возможность применения такой конструкции объясняется тем, что на больших глубинах, во много раз превосходящих высоту волны, волнения нет, основная часть энергии волны концентрируется в верхнем слое воды.
В связи с этим в сквозных волноломах волногасители располагаются в верхней части сооружения. Они опираются на отдельные опоры, расположенные на значительном расстоянии друг от друга.
Сквозные волноломы могут иметь различные типы опор и различные конструкции верхнего строения (волногасители), перекрывающего пролеты между опорами.
При наличии прочных грунтов применяются отдельные гравитационные опоры. Если грунты слабые, опорами служат колонны-оболочки диаметром от 3 до 8 м, оболочки диаметром до 1,6 м или призматические сваи сечением 45x45 см.
На опоры передаются нагрузки от верхнего строения. Верхнее строение может быть выполнено с волногасящим тонким экраном, с волногасящей камерой, с решетчатым волногасителем (рис. 185).
Ящичный экран по сравнению с волногасящим тонким экраном при одинаковом заглублении нижней грани обеспечивает лучшее волнога-шение. Однако ящичный экран имеет более сложную конструкцию и, кроме того, испытывает значительное взвешивающее давление.
12* 355
Рис. 185. Сквозные волноломы:
а — с волногасящим тонким экраном; б — с ящичным экраном; в — с волногасящей камерой и тонким экраном; г —с решетчатым волногасителем; 1 — парапет; 2— свайные опоры: 3 — тонкий экран; 4 — ящичный экран; 5 — волногасящая камера; 6 — решетчатый волногаситель; 7 — гравитационная опора
Рис. 186. Плавучие волноломы:
1 — дно водоема; 2— понтон; 3 — якорные устройства; 4 — гибкий мат
Лучшее волногашение по сравнению с верхним строением экранного типа обеспечивают волноломы с волногасящей камерой или решетчатым волногасителем.
Плавучие волноломы, как и сквозные, перекрывают путь волнения в верхних слоях водной среды, где сосредотачивается основная энергия волнового движения.
Основными элементами плавучих волноломов являются плавучие волногасящие устройства и якорные устройства, состоящие из якорных связей и глухих якорей.
Плавучие волногасящие устройства могут быть изготовлены из металла, железобетона, дерева и пластмассы.
Плавучий волнолом собирается из отдельных частей, длина которых колеблется от 10 до 60 м.
На рис. 186, а показана конструкция плавучего волнолома с наклонной лицевой гранью. Плавучий волнолом с поперечным сечением крестообразной формы представлен на рис. 186, б, а волнолом с плавающими емкостями, частично заполненными воздухом и водой, — на рис. 186, в.
На рис. 186, г показан волнолом, составленный из матов из пластического материала. Плавучесть матов обеспечивается наличием внутренних ячеек, заполненных пористым материалом.
§ 143. ПНЕВМАТИЧЕСКИЕ И ГИДРАВЛИЧЕСКИЕ ВОЛНОЛОМЫ
Пневматические и гидравлические волноломы основаны на использовании сжатого воздуха или струй воды.
Пневматический волнолом состоит из рабочей перфорированной трубы, служащей для выпуска воздуха в толщу воды, магистрального воздухопровода для подачи сжатого воздуха и компрессора, обеспечивающего пневматический волнолом сжатым воздухом. 356
а)
Рис. 187. Волноломы
В пневматическом волноломе (рис. 187, а) в большом количестве под давлением выходят пузырьки воздуха, которые всплывают, увлекая за собой массу воды. В результате этого образуется водовоздушная завеса, устремляющаяся вверх.
Волны, встречаясь с такой завесой, полностью или частично гасятся.
Г идравлический волнолом состоит из рабочей трубы с насадками магистрального водопровода и насосной станции. В гидравлическом волноломе (рис. 187, б) из рабочих труб производится выброс горизонтальных водяных струй в сторону, противоположную направлению волн. Горизонтальный поток образует мощное течение воды навстречу волне, в результате которого она разрушается.
§ 144. УСЛОВИЯ ПРИМЕНЕНИЯ, ПРЕИЛ4УЩЕСТВА И НЕДОСТАТКИ РАЗЛИЧНЫХ ТИПОВ ОТКОСНЫХ СООРУЖЕНИИ
Область применения оградительных сооружений облегченной конструкции, к каким относятся сквозные, плавучие, а также пневматические и гидравлические волноломы, ограничена.
Так, сквози ы.е волноломы возводят на озерах, водохранилищах или полузащищенных морских заливах при высоте волны до 4 м, на глубинах, превышающих 3,5-—4 высоты волны, и крутизне волны более 1:20.
Сквозные волноломы значительно экономичнее гравитационных оградительных сооружений. Однако широкого распространения они не получили вследствие сложности производства работ и в связи с невысокой волногасящей способностью при значительном волнении.
Плавучие волноломы рекомендуются при высоте волны до 2,5 м, крутизне до 1:12 и глубинах до 30—40 м.
Преимуществом плавучих волноломов являются небольшая стоимость и возможность быстрой установки. Однако в якорных цепях таких волноломов возникают большие усилия и, кроме того, узлы соединения плавучих устройств ненадежны. Это приводит к разрушениям плавучих волноломов. Недостаток—большие эксплуатационные расходы.
Пневматические волноломы возможны при высоте волны до 2,5 м, крутизне до 1:15 и глубинах не менее 4 высот волны. При этом длина волны должна быть не меньше 40 м.
Пневматические волноломы имеют небольшую стоимость. К преимуществу их относится также возможность прохода над ними судов.
Недостатком являются большие эксплуатационные расходы.
Гидравлические волноломы рекомендуется использовать при высоте волны до 3 м, длине до 35 м и глубине до 15 м.
Преимуществом гидравлических волноломов является сравнительно небольшая стоимость, а также возможность применения для продления рабочего периода судов технического флота. Однако гидравлические волноломы стоят дороже пневматических и не создают возможности прохода судов над ними.
357
Часть пятая
БЕРЕГОЗАЩИТНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глава XXXIII
СООРУЖЕНИЯ ПАССИВНОЙ ЗАЩИТЫ БЕРЕГОВ
§ 145. БЕРЕГОУКРЕПИТЕЛЬНЫЕ СТЕНКИ
Условия работы стенок могут быть самыми различными в зависимости от наличия и состояния пляжа перед стенкой. На побережье, где нет защитной полосы пляжа, такие стенки быстро разрушаются и недостаточно эффективны. Они применяются при наличии крутого берегового откоса и плотных грунтов в основании. Очертание передней грани стенки может быть криволинейным (рис. 188, а), ломаным (рис. 188, б), наклонным (рис. 188, в) или вертикальным. Наибольшая опасность размыва основания стенки и вымывания грунта за стенкой высокими всплесками волн может быть у вертикальных стен. При криволинейной грани стенки существенно уменьшается опасность подмыва основания, а всплески волн отбрасываются в сторону моря, что способствует гашению энергии накатывающихся масс воды на подходе к сооружению.
Наиболее часто разрушения стенок происходят из-за подмыва основания и опрокидывания сооружений в сторону моря, от вымывания грунта за стенкой всплесками волн и через неплотности швов, что приводит к опрокидыванию стенки в сторону берега, а также вследствие выбивания тела стенки ударами галечника. Известно, что в полосе прибоя массы воды могут перемещать с большими скоростями камни размером 20—40 см и свободно перекатывать валуны размером до 1 м и более. Последнюю причину разрушения стен на галечных пляжах нельзя недооценивать: на Черноморском побережье Кавказа известны случаи, когда тело вертикальной стенки под воздействием ударов гальки протачивалось насквозь. При криволинейном очертании галька скользит по поверхности стены, что уменьшает возможность ее повреждения. В качестве радикальной меры применяют облицовку поверхности стены естественным камнем твердых пород. Последняя мера применяется и на песчаных побережьях при наличии значительных ледовых воздействий. Возведение сооружения вплоть до мельчайших деталей должно вестись весьма тщательно. Волновой поток отыщет слабое место в конструкции, а локальное повреждение может привести за один сильный шторм к полному разрушению сооружения на значительном протяжении.
На рис. 188, а показана схема криволинейной берегоукрепительной стенки с волноотражательным козырьком в верхней части. Подобные 358
стенки оказались весьма эффективными и часто применялись на Черноморском побережье СССР. Стенка с ломаной передней гранью, построенная на Северном море, изображена на рис. 188, б. Засыпка за стенкой защищена от размыва бетонным покрытием. Для надежной защиты основания от подмыва перед стенкой сооружена рисберма. В этой части забит шпунтовый ряд, по слою фашинных тюфяков уложены булыги, а перед рисбермой в качестве упора забит свайный частокол. Следует заметить, что как показали исследования, чем положе очертание передней грани, тем слабее размывающее действие отраженных от стены водяных масс.
С целью упрощения производства работ часто применяются также стены с наклонной морской гранью с волноотражательным козырьком в верхней части (рис. 188, в).
На Черноморском побережье Кавказа построено много стен с заложением подошвы непосредственно на материковой коренной породе из мергелей и глинистых сланцев. Однако и в этом случае во избежание размыва желательно, чтобы стены, выдвинутые на линию уреза, закладывались на глубину не менее 1,5—1,7 м с заглублением стенки в коренную породу дна не менее 0,5—0,8 м. При глубине воды на месте заложения более 2—2,5 м стенку можно не заглублять.
Подобные берегозащитные стенки часто приходится возводить и на мягких размываемых грунтах. В этих случаях следует обращать особое внимание на защиту основания от подмыва (забивка шпунтового ряда, устройство рисбермы) либо возводить стенки на свайном основании, которые мало чувствительны к подмывам.
Весьма индустриальной и перспективной конструкцией являются стенки из железобетонных понтонов.
На песчаных побережьях берегозащитные стенки могут сооружаться также в виде незаанкерованных и заанкерованных больверков из металлического и деревянного шпунтов, свайного частокола и т. д. На галечных побережьях, вследствие быстрого истирания свай движущейся галькой, применять эти конструкции не рекомендуется.
Рлс. 188. Схемы берегоукрепительных стенок:
/ — бетонное покрытие; 2 — шпунтовый ряд; 3— фашинные тюфяки; •/ -свайный частокол
359
В некоторых случаях рисбермой служили массивы, уложенные на пляже перед стенкой, либо валы из каменной или массивовой наброски. Однако подобные конструкции дороги, ненадежны и неэстетичны.
§ 146. СООРУЖЕНИЯ ПОЛУОТКОСНОГО ТИПА
К ним относят сооружения, которые имеют вертикальный профиль в подводной части и откос в надводной (рис. 189, а, б), либо откос в подводной части и вертикальную стенку в надводной (рис. 190, а, б).
Сооружения, подобные изображенным на рис. 189, рекомендуется применять в качестве типовых в тех случаях, когда они одновременно используются как мелководные причалы.
На рис. 190, а показано берегоукрепление простейшего типа. В этой конструкции на существующую поверхность берегового откоса была отсыпана каменная постель, прикрытая сверху массивами. В верхней части откоса возведена небольшая стенка. Некоторым недостатком конструкции является отсутствие надежного упора для нижних массивов. В этом сооружении было бы целесообразно впереди массивов забить легкий свайный частокол, а нижний массив, примыкающий к свайному ряду, уложить горизонтально.
Другой пример простейшей конструкции берегоукрепительного сооружения показан на рис. 190, б. Несмотря на облегченность конструкции, повреждений в ней не было.
На рис. 191 показана схема сооружения, построенного около пятнадцати лет назад. Обрушившиеся в шторм вскоре после постройки массы воды размыли песчаную косу за невысокой стенкой, вымыли часть песка из-под монолитного покрытия и разрушили его.
Приведенные примеры показывают, как важно в процессе проектирования предвидеть характер взаимодействия волнового потока с берегозащитным сооружением и учитывать опыт эксплуатации аналогичных построенных сооружений. Излишняя осторожность приведет к неоправданному удорожанию сооружения, а неверный учет воздействия от-
Рис. 189. Схемы берегоукреплений полуоткосного типа, служащие мелководными причалами
360
Рис. 191. Берегоукрепительное сооружение, получившее аварийные разрушения:
1 — металлический шпунт; 2 — железобетонный оголовок; 3 — монолитное бетонное покрытие; 4 — стенка
Рис. 190. Берегоукрепительные сооружения простейшей конструкции: 1 — бетонные плиты
дельных факторов может привести к аварийным последствиям. Вместе с тем при правильной оценке воздействия внешних факторов в некоторых гидрологических условиях можно обойтись недорогими равнопрочными сооружениями, имеющими требуемую долговечность.
Для любого берегоукрепительного сооружения целесообразным является моделирование в волновом лотке или пространственном волновом бассейне.
§ 147. СООРУЖЕНИЯ СТУПЕНЧАТОГО ТИПА
В этих сооружениях откосу придается ступенчатое очертание, что уменьшает высоту вскатывания волн и позволяет сократить ширину
укрепляемой полосы. Ступенчатая форма сооружения, как одна из наиболее рациональных, в свое время рекомендовалась XV Международным судоходным конгрессом. В последние годы интерес к ней снова возрос и эта идея в различной форме начала широко применяться при строительстве берегозащитных сооружений.
На рис. 192 показана подобная конструкция лестничного типа, которая широко применялась за рубежом и, в частности, на европейском побережье Атлантического океана. Вдоль уреза через каждые 12,5 м в конструкции устраивают-
Рис. 192. Сооружение лестничного типа на свайном основании:
/ — железобетонная ступенчатая плита;
2 — железобетонные балки через 3,05 м;
3 — деревянные сваи; 4 — металлический шпунт
361
Рис. 193. Сооружение с откосом, впитывающим волну:
1— металлические сваи; 2 — рисберма из бетонных массивов; 3—трсхгранныс железобетонные элементы
ся сквозные деформационные швы. Внешние нагрузки и собственный вес железобетонная ступенчатая плита передает сваям, благодаря чему такая конструкция нечувствительна к осадкам песчаного основания.
На рис. 193 показана сборная конструкция берегоукрепления, содержащая элементы ступенчатого профиля. Металлические сваи, заделанные в пробуренные в глинистом сланце отверстия, являются надежным упором для бетонных массивов весом 20 кН, которые в свою очередь являются упором для образующих покрытие откоса трехгранных железобетонных элементов. Трехгранные балки уложены с щелями, что способствует разбиванию и впитыванию (а в целом гашению) волнового потока откосом. Эта идея гашения весьма перспективна и может использоваться для создания берегозащитных сооружений самых различных конструкций. Рассматриваемая конструкция с помощью легкого автокрана может быть возведена в самые сжатые сроки, что в условиях частых волнений имеет существенное значение.
В целях обеспечения устойчивости трехграпных элементов на откосе, они должны проектироваться максимально возможной длины. Однако следует иметь в виду, что эта конструкция, как и любая другая, должна соответствовать гидрологическим условиям места строительства.
Применение хотя и хорошей, но излишне облегченной конструкции для условий жесткого волнового режима приведет к разрушению сооружения.
При использовании ступенчатых сооружений на галечных пляжах следует исключить возможность истирания ступеней движущейся галькой. За рубежом имеются примеры, когда с целью повышения сопротивления бетона истирающим воздействиям при возведении берегоук-реплений в бетон добавляли резиновую крошку.
362
§ 148. БЕРЕГОЗАЩИТНЫЕ СООРУЖЕНИЯ ОТКОСНОГО ТИПА
Рассматриваемые сооружения в виде береговой одежды устраиваются при пологом профиле берегового откоса. Во избежание подмыва и разрушения подводную часть следует делать достаточно пологой, а внизу у дна устраивать надежный упор. Откосные сооружения должны иметь надежное покрытие в пределах всей высоты наката волн. Следует иметь в виду, что занижение высоты наката волн может привести к тому, что сооружение начнет разрушаться с верхней неукрепленной части.
Береговые одежды чувствительны к осадкам грунта. Наличие небольшого местного повреждения может повлечь за собой разрушение покрытия на большой площади в течение шторма.
Простейшим сооружением этого типа является двойное каменное мощение откоса с устройством упора в подводной части в виде банкета из каменной наброски, деревянного ряжа или легкого свайного частокола.
На рис. 194 показана конструкция берегозащитного сооружения откосного типа из бетонных плит, которая широко применялась на практике. Недостатком этой конструкции является большой объем трудоемких и дорогостоящих подводных работ с участием водолазов.
На рис. 194, б показана S-образная конструкция берегоукрепления, которая из-за сложности и дороговизны (монолитное криволинейное бетонное покрытие с клинкерным мощением, шпунтовый ряд и три свайных частокола) не может быть рекомендована к применению. Приведена она в качестве примера характерного разрушения. Ширина 3,3 м укрепленной верхней площадки оказалась недостаточной и вскоре после возведения верхняя часть сооружения была разрушена штормом. При восстановлении отметка верхней части сооружения была поднята на 1 м (до +6,35 м), однако в верхней части сооружение вновь потерпело аварию. Вместо подъема было бы экономичнее, по-видимому, значительно уширить верхнюю защищенную горизонтальную площадку сооружения, применяя для этого недорогие облегченные покрытия.
Рис. 194. Примеры сооружений откосного типа: а — из бетонных плит; 1 — бетонные плиты 0,3X1X2 м;
2 — бетонные плиты 0.5Х1Х Х2 м: 3 — камень; 4 — щебень; 5 — призма из крупных исампсй; б — криволинейного профиля: 1 — дерн;
2 — монолитный бетон; 3 — клинкерное мощение; 4 — шпунтовый ряд: 5 — мощение из базальта; 6—крупный щебень; 7 — мелкий щебень; 8 — сплошные ряды свай
*2,5
363
Глава XXXIV
СООРУЖЕНИЯ АКТИВНОЙ защиты берегов
§ 149. БЕРЕГОЗАЩИТНЫЕ ВОЛНОЛОМЫ
Гребень незатопленного берегозащитного волнолома может значительно возвышаться над уровнем моря. По конструкции волноломы мало отличаются от корневых участков оградительных сооружений. Подобные схемы для целей берегоукрепления применяются исключительно редко, в основном в тех случаях, когда требуется полная защита берегового откоса от воздействия волнения, т. е. на участках с недостаточным поступлением наносов при невозможности или технико-экономической нецелесообразности искусственного образования пляжа.
В целях уменьшения волнового давления на сооружение, исключения образования отраженных волн с их опасным размывающим действием, накопления наносов в заволноломном пространстве и сокращения стоимости сооружения подобные конструкции строят с затопленным гребнем и обычно называют подводными волноломами (рис. 195). На них происходит гашение волн примерно на 50%, остальная часть волновой энергии гасится естественным или искусственно отсыпанным пляжем. Следует заметить, что наличие пляжа (естественного или искусственно образованного) является лучшей гарантией защиты берега от разрушения, поэтому вовсе не требуется, чтобы волнолом обеспечивал полное гашение энергии волн.
Для предотвращения образования между волноломом и берегом вдоль береговых течений, вызывающих перемещение насосов, подводный волнолом следует соединять с берегом траверсами, расстояние между которыми в среднем составляет 250—300 м.
Волноломы строятся на расстоянии 20—80 м от уреза. Имелись случаи, когда для защиты или наращивания особо ценных участков берега (город, крупный курорт) сооружались глубоководные волноломы. Так, например, на одном из участков побережья был построен волнолом длиной 530 м и удален от берега на 550 м. За 11 лет после постройки волнолома на затененном участке образовался естественный пляж шириной 210 м.
На участках с жестоким волновым режимом часто приходится возводить берегоукрепления комбинированного типа, состоящие из волнолома и берегозащитной стенки. Известна также весьма дорогая схема с устройством не одного, а двух-трех параллельных волноломов.
В СССР впервые подводный волнолом был возведен в Одессе (Лан-жерон) в 1938 г. Для постройки этого сооружения длиной 250 м на расстоянии от уреза 90 м использовались старые бутобетонные массивы весом 200 кН, которые без каменной постели укладывались прямо на песчаное, дно. Однако в течение одного года после постройки волнолом был подмыт и полностью разрушен. В широком масштабе в нашей стране подводные волноломы были применены в 1946 г. в Сочи.
364
На рис. 196 приведена конструкция из обыкновенных массивов, которая широко применялась на Кавказском побережье. Следует заметить, что недостатком ее является значительный объем подводных работ (бетонирование колодцев, связывающих массивы друг с другом, и анкеровка рельс в скалистое дно).
На основании проведенных исследований и опыта эксплуатации можно дать некоторые рекомендации по конструированию и строительству подводных волноломов.
1. При приближении волнолома к берегу улучшается наносоудерживающий эффект сооружения, а степень гашения волн ухудшается.
Нормы [31] требуют, чтобы на галечных и песчаных побережьях волнолом располагался на глубине не менее 3 м, а расстояние от уреза воды до сооружения на песчаных побережьях должно быть не менее 70 м.
2. Наносы в заволноломное пространство перебрасываются волнением через гребень сооружения. Интенсивность пляженакопления зависит от многих факторов, и в том числе от глубины перед волноломом и от отметки гребня волнолома. Чрезмерное понижение гребня волнолома с целью увеличения поступления наносов с моря может привести к обратному угону наносов возникающими противотечениями и к разрушению берега недостаточно погашенной волной. В то же время изменение положения гребня волнолома в пределах от 0,5 м выше уровня воды до 0,5 м ниже уровня мало влияет на волногасящую способность сооружения. Учитывая все обстоятельства на практике, гребень волнолома обычно располагают на глубине 0,25—0,7 м.
Рис. 195. Принципиальная схема подводного волнолома:
1 — волнолом; 2— дно до постройки волнолома; 3—наносы
Рис. 196. Конструкция волнолома на скалистом основании:
I — колодцы, заполняемые подводным бетонированием; 2 — отверстия в массиве для рельс; 3 — пробуренные в скале отверстия, в которые заделаны рельсы
365
3. Уменьшение крутизны лицевой грани способствует разрушению волны на волноломе без образования отраженных волн, препятствующих движению наносов к берегу и создающих опасность размыва дна перед сооружением. Таким образом, уположение лицевой грани положительно сказывается на эффекте пляженакопления и способствует уменьшению волновой нагрузки на сооружение. Натурные наблюдения показывают, что при уклоне 1:3 за волнолом попадают не только песчаные частицы и галька, но даже булыги весом до 300—500 Н. Изменение наклона лицевой грани мало влияет на волногасящую способность волнолома. Нормы 1311 рекомендуют уклон наружной грани волнолома назначать не круче 1 : 2. Береговая грань волнолома устраивается вертикальной. Высоту нижней вертикальной грани волнолома со стороны моря во избежание возникновения нежелательных последствий обычно принимают не более 0,4 м.
4. При наличии в основании коренных пород (мергелей, плотных сланцевых глин и т. д.) массивы укладываются на естественное дно, которое предварительно очищается от булыг и наносов и планируется до требуемой отметки. При наличии в основании мягких размываемых грунтов под волноломом устраивается каменная постель, которая по нормам [31] не должна возвышаться над поверхностью дна. Одна из подобных осуществленных конструкций из обыкновенных массивов показана на рис. 197, а. Для возведения подводных волноломов применялись и конструкции из железобетонных понтонов. В настоящее время этот тип сооружений забыт, хотя имеющийся опыт позволяет собирать железобетонные понтоны из отдельных плит. Предлагались и различные конструкции облегченных сооружений (рис. 197, б). Однако вследствие исключительно тяжелых условий работы берего-366
защитных волноломов применению этих конструкций должно предшествовать проведение всесторонних исследований.
На Атлантическом и Средиземноморском побережьях применялись волноломы в виде дамб, отсыпанных из гранитных глыб весом до 100— 170 кН. Подобные конструкции неэстетичны, дороги, в прибойной зоне они легко расстраиваются и поэтому не могут быть рекомендованы.
§ 150. БУНЫ
Препятствуя движению вдольбереговых наносов, буны способствуют накоплению наносов и образованию пляжа. Часто вдольбереговой поток наносов отсутствует либо является недостаточно мощным; в этих случаях производится искусственная отсыпка пляжа, для защиты которого сооружаются буны.
При наличии вдольберегового потока наносов они будут заполнять угол, обращенный навстречу движению; на другую сторону бун наносы поступать не будут, в то время как вынос их будет продолжаться, следовательно, там возникнет размыв берега (рис. 198, а). Впоследствии, когда подошва подводного откоса возникшего пляжа приблизится к голове буны, наносы начнут обходить шпору, восстановится транзитное движение наносов и размыв берега за буной прекратится. Продолжительность процессов и длины участков намыва и размыва зависят от многих факторов, в частности, от длины шпоры, количества и крупности наносов, силы волнения и может колебаться от двух-до десятикратной длины шпоры. Следует заметить, что крупнообломочный материал в межбунных промежутках истирается, что часто требует значительных затрат на восполнение утраченных объемов. Однако возведение бун, как правило, на 20—25% дешевле возведения волноломов.
Обычно буны строятся группами, при этом заполнение пазух будет происходить последовательно: перед буной Б (рис. 198, б) наносы начнут откладываться только после того, как будет заполнена пазуха перед буной А, наносы начнут обходить эту бупу и т. д. Наибольшая шири н'а пляжа возникает у грани бун, обращенных в ту сторону, откуда движутся наносы. На затененных от волнения участках межбунных промежутков ширина пляжа минимальна. Таким образом, очертание берега становится пилообразным. При осуществлении мероприятий по защите берега с помощью бун следует считаться с возможностью размыва берега за бунами. С целью облегчения поступления наносов па размываемый участок и уменьшения размыва можно:
обеспечить плавное сопряжение защищенного и незащищенного участков (например, по направлению движения наносов уменьшать длину бун);
строительство бун вести постепенно, двигаясь навстречу потоку наносов;
в такой же последовательности по мере заполнения пазух наносами постепенно наращивать буны по длине и по высоте.
Однако все это не может дать должного эффекта, так как ставятся противоположные цели: накопить наносы в межбунных промежутках 367
a)
Направление преобладающего
перемещения наносов
б)
2
преобладающего
А перемещения наносов
Вис. 198. Принципиальные схемы работы бун:
/ — первоначальный урез; 2 — урез намытого берега; 3 — участок размыва
и обеспечить их поступление на размываемый участок с целью предотвращения размыва.
Полностью устранить возможность размыва можно только надлежаще выполненным искусственным заполнением межбунных промежутков. В этом случае наносам негде откладываться и естественный поток наносов существенно не будет нарушен.
Накопление наносов в межбунных промежутках будет происходить только при наличии пологого берегового откоса. В бунах, возведенных у крутого берегового откоса или у подмытых берегозащитных стен, частицы, попавшие в межбунные промежутки, будут выноситься отраженной волной обратно в море, а также может продолжаться процесс размыва дна. При комплексном берегоукреплении сначала возводятся буны, затем берегозащитная стенка. При иной последовательности работ буны не смогут предотвратить размыв пляжа. Следует заметить, что на некоторых участках с возведенными бунами и волноломами пляжей нет (вдольбереговой поток наносов слаб, а искусственная отсыпка не организована), и эти ооружения не выполняют своего назначения.
Направление бун обычно принимается по нормали к береговой линии. Иногда голова буны может отклоняться от перпендикулярного направления в ту сторону, откуда движутся наносы.
В нашей стране первые буны были возведены в Ялте в 1911 г. В 1923—1925 гг. с помощью бун была осуществлена защита берега в Гаграх. В последующие годы в СССР накоплен богатый опыт возведения этих сооружений.
На практике чаще всего применяются буны гравитационного типа — из обыкновенных массивов, из железобетонных понтонов и из ряжей, реже — буны свайной конструкции. В поперечном сечении стенки бун могут быть вертикальными (чаще всего) и наклонными. В редких случаях применяются буны из каменной наброски, имеющие вид дамб.
Буна простейшей конструкции показана на рис. 199. Она состоит из двух рядов рельс, забитых через 0,3 м. В каждом ряду сваи связаны парными схватками из рельс. Оба ряда свай по верху стянуты металлическими тягами. Пространство между рядами засыпается крупным камнем, а сверху между тягами укладываются бетонные массивы.
Сваи могут быть деревянными, из металлического шпунта, из стальных некондиционных труб и т. п. Подобные свайные двустеночные бу-368
Рис. 199. Свайная двустеночная бу на:
1 — рельсы; 2 — бетонные массивы 1,8X2,25X0,7 м
Рис. 200. Одностеночная буна из металлического шпунта:
1 — шпунт длиной до 5,5 м; 2— деревянные сваи длиной до 7,6 м; 3— схватки 15X25 см
ны широко применялись на берегах Северного и Балтийского морей. В Англии распространена конструкция бун из металлического шпунта с расстоянием между шпунтовыми рядами до 4 м, стягиваемыми анкерами с стяжными муфтами, с песчаной засыпкой и укладкой сверху монолитной бетонной плиты.
В иностранной практике получили распространение одностеночные свайные буны в виде одиночного ряда из металлического шпунта с усилением продольными деревянными схватками и маячными деревянными сваями. Одна из таких конструкций, построенная на побережье Атлантического океана, показана на рис. 200. Подобные легкие конструкции можно возводить и из менее дефицитного и более дешевого материала. Их можно применять в качестве легких придонных сооружений для регулирования движения наносов в портах, где иногда такая необходимость возникает, а также для уменьшения заносимости каналов. При этом срок службы у них должен быть минимальный.
На побережьях с галечными наносами буны из свай неприменимы. Так, наблюдения в ряде мест на Черноморском побережье Кавказа показывают, что через 5—10 лет галька срезает сваи из рельс и шпунта, оставляя на их месте торчащие из грунта элементы.
Сооружения из железобетонных понтонов для целей берегоукрепления впервые в нашей стране были применены в 1938—1939 гг. в Сочи. Впоследствии они широко использовались на Черноморском побережье Кавказа, где понтоны устанавливались непосредственно на выровненное скалистое дно. Понтоны обычно заполнялись бетоном или бутобетоном. При песчаном заполнении следует принимать меры, исключающие разрушение сооружения из-за вытекания песка из поврежденной оболочки. Корневая часть этих бун бетонировалась методом подводного бетонирования или насухо после откачки воды.
Понтоны целесообразно использовать в тех случаях, когда применение плавкранов невозможно или неэкономично.
369
+ОАО
Рис. 201. Буна неполного профиля из железобетонных понтонов:
/ — бет он; 2 — бутобетон
Рис. 202. Буна полного профиля из облегченных бетонных массивов
Рис. 203. Буна:
1 — бетонная опора; 2 — железобетонные пролетные степки-щиты
На рис. 201 показана конструкция одной из построенных бун неполного профиля с железобетонными понтонами высотой от 1,6 до 3 м, толщиной днища и лобовой стенки 0,15 м, остальных степ — 0,10 м. Понтон буксирами доставляли па место, опускали на дно путем открытия кингстонов в двух крайних отсеках, заполняли бетоном средний отсек, затем поочередно откачивали воду и бетонировали крайние отсеки.
Буны неполного профиля имеют горизонтальный низкий гребень на отметке • (0,4 — 0,7) м, что приводит к перебрасыванию наносов через верх в корневой части буи, сокращению ширины пляжа и в целом к уменьшению паносоудерживающей способности сооружений. В связи с этим буны неполного профиля прекратили строить и стали строить буны полного профиля, отметка гребня которых постепенно повышается по мере приближения к корню сооружения.
На рис. 202, а показана конструкция буны из обыкновенных массивов весом 250 кН. Колодцы в массивах сделаны с целью уменьшения веса массива. Колодцы и надстройка бетонировались на месте. Головные массивы делаются скошенной формы, что увеличивает устойчивость массива и уменьшает опасность размыва из-за ослабления вихревых явлений. Применялись, и массивы другого типа, соединявшиеся друг с другом по схеме паз—гребень (рис. 202, б).
На рис. 203 показана конструкция буны, в которой применены бетонные опоры весом 130 кН, имеющие по шесть колодцев и служащие для забивки свай, каждая из которых состоит из двух рельс, сваренных подошвами. После забивки свай колодцы заполняли цементным раствором. Пространство между опорами перекрывалось железобетонными стенками-щитами.
Глава XXXV
РАСЧЕТ БЕРЕГОЗАЩИТНЫХ СООРУЖЕНИЙ
§ 151. ОБЩИЕ ПОЛОЖЕНИЯ. РАСЧЕТНЫЕ ДАННЫЕ
Для защиты берегов от волновых разрушений разработано большое количество конструкций различных типов сооружений. Метод расчета, нагрузки и их сочетания зависят от типа сооружения.
Впутршюртовое берегоукрепление часто производится, например, в виде вертикальных массивовых, шпунтовых или уголковых стен, которые могут использоваться как мелководные причалы. Расчет таких сооружений производим как расчет причала соответствующей конструкции.
При пассивном методе защиты, когда сооружения возводятся на берегу в виде монолитных или сборных стен, рассчитываем их как подпорные стены, учитывая волновые воздействия в виде подпора грунтовых вод со стороны грунтов засыпки.
371
При активном методе защиты берегов, когда сооружение возводится вдоль береговой линии или под углом к ней, расчет производим, как оградительного сооружения, допускающего или не допускающего перелив волны через гребень.
Расчеты откосных берегозащитных сооружений производим аналогично расчетам откосных оградительных сооружений, а проверку на общую устойчивость откоса на сдвиг по круглоцилиндрической поверхности скольжения— аналогично расчету откоса, учитывая гидростатический подпор грунтовых вод при подходе к сооружению подошвы волны. Рассмотрим случай воздействия волн на вертикальные берегозащитные стены, расположенные в приурезовой зоне и на берегу, а также на подводные волноломы и буны.
Расчетные данные. Исходные данные для расчета берегозащитных сооружений должны конкретизироваться в зависимости от типа конструкции. Параметры волн следует принимать по данным многолетних наблюдений, а характеристики грунтов основания и другие расчетные данные — по результатам изысканий, проводимых в районе строительства.
§ 152. РАСЧЕТ ВЕРТИКАЛЬНЫХ БЕРЕГОЗАЩИТНЫХ СТЕНОК
В зависимости от поставленной задачи берегозащитные вертикальные стены могут возводиться в прибойной зоне, в створе последнего обрушения волн, в приурезовой зоне или на берегу.
Если сооружение возводится далеко от берега, то за стеной засыпка грунтом может не производиться, если сооружение возводится вблизи от берега или на берегу, то производят засыпку пазухи.
Сочетание нагрузок и их величины зависят от того, в какой зоне располагается сооружение (си. рис. 157) и от наличия грунта засыпки за стеной.
Рассмотрим два основных случая.
1. За стеной засыпка грунта отсутствует. Эпюру волнового давления строим при подходе вершины волны со стороны моря и спокойном уровне воды за стеной, так как за стеной не будет волнения. Величину максимальной ординаты эпюры волнового давления определяем в зависимости от зоны, в которой располагается сооружение.
При расположении сооружения в створе последнего обрушения волн (рис. 204, а)
Роб = ?В/Цо,033-£-+0,75). (417)
При расположении сооружения в четвертой (приурезовой) зоне, мористее от уреза моря (рис. 204, б),
/^=(1 -0,3 -Мроб. (418)
При расположении сооружения на берегу (рис. 204, в)
Рбео="0,7 (1---£Цроб> (419)
372
где йоб — высоты волны в момент последнего обрушения волны, определяемая по многолетним наблюдениям в районе строительства или по СНиП, м;
£об — горизонтальное расстояние от створа последнего обрушения до границы уреза моря, м;
/ст — горизонтальное расстояние от створа последнего обрушения до передней грани сооружения, м;
/с'т — расстояние от вертикальной грани сооружения до уреза моря, м;
LH = hn ctg а — расстояние от уреза моря до границы наката волн на берег, м;
здесь /гн — высота наката волн на берег, определяемая из формулы (403), м;
а — угол наклона берега к горизонту.
Превышение гребня волны над спокойным уровнем определяется по формуле
где ув — удельный вес воды кН/м3.
Эпюра взвешивающего давления имеет вид треугольника с максимальной ординатой, равной величине волнового давления на вертикальную грань у основания стены. Если берегозащитная стена возводится в третьей зоне, то эпюру давления волны на вертикальную грань строим от действия разбитой волны по формулам (385)—(387), а при действии прибойной волны — по формулам (389)—(391).
Стены, допускающие перелив через гребень. Если сооружение допускает перелив воды через гребень, то величина волнового давления на вертикальную грань уменьшается. Уменьшение давления учитывается коэффициентом снижения волнового давления &в<с, на который следует умножить формулы (417)—(419).
^в.с ~ 0,95, если гребень стены возвышается над спокойным уровнем воды гв.с на 0,3 Лоб; &в<с = 0,85 при гв.с = 0; &в.с = 0,8 если
373
Рис. 205. Нагрузки на берегозащитную стенку в приурезовой зоне при наличии засыпки грунта за стенкой:
1 —• поверхность волны отката
гребень стены ниже спокойного уровня на 0,3 Лоб; 0,5, если гребень ниже спокойного уровня на 0,65 Аоб.
Дальнейший расчет берегозащитных стен или стен, допускающих перелив волны через гребень, производим аналогично расчету оградительных сооружений, учитывая заглубление фундамента.
2. За стеной отсыпан грунт. При расположении берегозащитной стены в четвертой (приурезовой) зоне (см. рис. 157) и наличии грунта засыпки за стеной (рис. 205, а) опасное сочетание нагрузок возникает при откате прибойной волны, когда на сооружение действуют: горизонтальная составляющая сил активного давления грунта Exi (рис. 205, в) горизонтальное гидростатическое давление, вызванное давлением грунтовых вод за стеной (рис. 205, б) и вертикальное фильтрационное давление Рф (рис. 205, г), вызванное подпором грунтовых вод.
Грунтовые воды за стеной возникают при подходе вершины волны к сооружению. Волновое давление со стороны моря через поры грунта п швы сооружения поднимает уровень грунтовых вод выше отметки спокойного горизонта воды. При откате волны уровень грунтовых вод не успевает понизиться до отметки уровня отката волны (этому препятствует трение в порах грунта), поэтому создается постоянный подпор грунтовых вод.
При откате волны возникает фильтрационный поток воды под основанием сооружения, вызванный понижением уровня воды со стороны моря и давлением грунтовых вод со стороны берега.
Ордината эпюры на отметке горизонта грунтовых вод равна нулю. Ординату гидростатического давления воды рг на отметке уровня отката волны определяем по формуле
Рр = Тв (0>75Ло0 + z0T),
(420)
374
где Тв — удельный вес воды, кН/м3;
Лоб — высота волны в зоне обрушения, определяемая по многолетним наблюдениям в районе строительства или по СНиП, м;
z0T — понижение уровня воды при откате волны, м.
При отсутствии перед сооружением пляжа рекомендуется принимать гот ~ 0,25йоб; при наличии пляжа шириной более 3 /?об принимают zot — 0.
Эпюру фильтрационного давления строим исходя из прямолинейной зависимости, принимая максимальное давление у тыловой грани, равное рг, а давление у лицевой грани рг = 0.
Эпюру активного давления грунта строим с учетом взвешивающего влияния грунтовых вод.
Дальнейший расчет сооружения на устойчивость и прочность основания производим аналогично расчету гравитационных подпорных стен.
§ 153. РАСЧЕТ ПОДВОДНОГО ВОЛНОЛОМА
Подводный волнолом — это берегозащитное сооружение гравитационного типа — затопленная стена со скошенной передней гранью. Воспринимает волновые нагрузки, действующие со стороны моря при накате и со стороны берега при откате волны. Поэтому проверку устойчивости волнолома рекомендуется делать для двух расчетных случаев: на сдвиг в сторону берега; на сдвиг в сторону моря.
Волна со стороны моря (при подходе гребня) действует па скошенную грань волнолома, поэтому горизонтальное волновое давление раскладывается на составляющие: нормальную к поверхности грани и вертикальную (рис. 206, а). Вертикальная составляющая прижимает волнолом к основанию, увеличивая его устойчивость, поэтому более опасным является второй случай: сдвиг волнолома в сторону моря при подходе к сооружению подошвы волны. В первом случае создаются более опасные нагрузки, действующие на сам волнолом, и могут возникнуть напряжения на грунт под ребром D больших значений, чем под ребром Е при втором расчетном случае (рис. 206, б). Расчет волнолома на прочность производим от действия волны при подходе гребня волны (первый случай).
Величина волновых нагрузок и их определение зависит от того, в какой зоне (в каком месте) располагается волнолом, так как волновые нагрузки в различных зонах различны на одном и том же строительном участке.
Расчет волнолома при прохождении над ним гребня волны. Ординаты эпюры горизонтального волнового давления /?7- определяем по формуле (417) или (418) в зависимости от створа, в котором располагается волнолом. Так как волнолом допускает перелив волны через гребень, ординаты р/ умножаем на kn c — коэффициент, учитывающий снижение волнового давления затопленных стен. Ординаты эпюры горизонтального давления волны со стороны моря по всей высоте массива /гм равны kBtC pi (см. рис. 206, а).
75
Рис. 206. Нагрузки, действующие на подводный волнолохМ:
а — проверка устойчивости и прочности при подходе гребня волны; б — проверке! устойчивости при подходе впадины волны; 1 — свободная волновая поверхность
Спроектировав ординаты горизонтального давления на плоскость, нормальную к наклонной грани массива, определяем ординаты давления, нормальные к наклонной грани р/н из выражения (треугольника сил)
Й„.с Pi = Pin cos ₽> (421)
где р — угол наклона плоскости скошенной грани массива к вертикали. Ординаты эпюры qB давления водяного столба на гребень массива
ВС, согласно СНиП, равны
<7в =-• 0,75(ггг zB.c.)vB, (422)
где zTi— высота гребня волны в соответствующем створе, м (см. § 152);
гв.(, — глубина верха сооружения (гребня массива) над спокойным уровнем воды, м.
Максимальная ордината эпюры взвешивающего давления у ребра равна ординате горизонтального давления £в.с а у ребра D давление равно нулю.
Проверка устойчивости на сдвиг в сторону берега. Величина полного горизонтального волнового давления Яв, приходящаяся на 1 м сооружения по фронту, равна площади эпюры горизонтальных сил:
Яв=--/гв.с Мм. (423)
где Лм — высота массива, м.
Величину вертикальной составляющей волнового давления, приходящуюся на наклонную грань массива Ув, определяем как проекцию горизонтальных сил, действующих на наклонную грань,
V = ks.c pt(hN - й') tg ₽, (424)
где йм — высота вертикальной части массива с морской стороны, м. Равнодействующая вертикальной нагрузки от веса воды gB, приходящаяся на гребень массива ВС, равна площади вертикальной эпюры
gn = рЛ, (425)
где qB — определяется по формуле (422);
Ьт — ширина гребня массива, м.
376
Равнодействующая взвешивающего давления равна площади треугольной эпюры
= — /гв с pt Вс 1.
ооо 2 J5 • С /6 О
Вес массива GM определяем с учетом взвешивающего влияния воды.
Коэффициент устойчивости на сдвиг определяем по формуле
/гс = , (426)
Нв
где fi — коэффициент трения по поверхности скольжения; [йс] = 1,25 — коэффициент запаса на сдвиг.
Последующий расчет подводного волнолома аналогичен расчету вертикального оградительного сооружения гравитационного типа. Плечи опрокидывающих и удерживающих моментов определяем относительно ребра D. Напряжения на каменную постель oSin и на грунт основания о'™*, толщину каменной постели, устойчивость при сдвиге вместе с частью каменной постели, вес камня, устойчивого на откосе постели, устойчивость основания против размыва производим в такой же последовательности, по тем же формулам, как при расчете оградительного сооружения.
Максимальную донную скорость движения воды идьд перед скошенной морской гранью подводного волнолома определяем по формуле (394).
Волновое давление на волнолом при прохождении над ним впадины волны. Волновой нагон создает за волноломом повышение уровня воды относительно спокойного горизонта. Высоту нагона определяем по формуле _
^иаг ^т (^в-с “Ь Л в) ^в.с> (427)
где Кт — относительное время действия над волноломом прямого (к берегу) и обратного (в море) волновых потоков, определяемое по табл. 46;
гв с — расстояние от верха сооружения до спокойного уровня моря;
т]в — возвышение поверхности воды над спокойным уровнем перед подводным волноломом, осредненное за время действия прямого волнового потока, определяемое по табл. 46.
Значения величин Кт и Hr
Таблица 46
/г/Я 0,4 0,5 0,6 0,7 0,8 0,9 1,0
Пв/Я 0,13 0,16 0,20 0,24 0,28 0,32 0,37
Кг 0,76 0,73 0,69 0,66 0,63 0,59 0,57
В табл. 46 глубину Н принимаем в прибойной зоне, равной глубине у волнолома, а если волнолом расположен в приурезовой зоне, то
377
глубину Н принимаем равной глубине по линии окончательного обрушения волн в прибое.
При пологости дна 25 эпюру волнового давления строим по трем точкам (см. рис. 206, б).
1. На уровне подошвы волны (на глубине т]п.в от спокойного уровня)
Рп.Д = Ав ( 0,015 + 0,23 ) + Ув 2наг. (428)
2. На уровне верха сооружения: при
Л П-В ^В-С’ Рв»С Рп-Д’ (429)
при
Лп.в ^в.с> Рв.с Тв (^наг ^в.с)*
3. На уровне дна
Рд ^п.д Рп.Д> (430)
где т]п<в — понижение подошвы волны относительно спокойного уровня воды, определяемое из отношений при 1гъ!Н =- 0,4; 0,5; 0,6; 0,7; 0,8; 0,9; 1,0,
соответственно т]1(.в/Я 0,14; 0,17; 0,20; 0,22; 0,24; 0,26; 0,28.
/г1ЬД — коэффициент снижения волнового давления у дна, зависящий от отношения Х/Лв при Л/Лв = 8, 10, 15, 20, 25, 30, 35 соответственно Лп.д = 0,73; 0,75; 0,80; 0,85; 0,90; 0,95; 1,0.
При пологости дна та < 25 ординаты давления определяем по формулам:
1. На уровне подошвы волны
Рн.д Yb 0111.в ^наг)’ (431)
2. На уровне верха сооружения по формулам (429).
3. На уровне дна рд — р](.д.
Последующий расчет второго случая (при проверке устойчивости на сдвиг в сторону моря), когда волна действует со стороны берега (откат волны), аналогичен первому, рассмотренному выше, т. е. величины сил определяем по площадям эпюр, собственный вес — с учетом взвешивающего влияния воды и т. д. Только плечи опрокидывающих и удерживающих моментов определяем относительно ребра Е.
Анализируя расчеты первого и второго случаев, принимаем за расчетные наибольшие значения усилий, по которым уточняем размеры конструкции (ширину массива по основанию, толщину и заглубление каменной постели, вес массива и др.).
§ 154. РАСЧЕТ БУН
На прочных основаниях, сложенных из песчано-гравилистых грунтов с включениями валунов, и на скальных основаниях поперечные берегозащитные сооружения (буны) строят гравитационного типа. На других основаниях, позволяющих производить погружение шпунта, применяют конструкцию бун, состоящую из двух рядов шпунтовых 378
S)
Рис. 207. Волновые нагрузки на буны:
— буна в плане; б — разрез по сечению А —Л незатоплешюй буны и нагрузки на нее; в — разрез по сечению Л — Л затопленной буны и нагрузки из нее
стен, заанкерованных между собой с заполнением пространства между стенами камнем.
В первом случае расчет буны производим как расчет вертикального оградительного сооружения гравитационного типа, а во втором — как расчет заанкерованного больверка с учетом действия горизонтальных волновых нагрузок.
Расчет бун из наброски камня или массивов производим аналогично расчету оградительных сооружений откосного профиля.
Крайние буны рассчитываем на давление волн, бегущих вдоль береговой линии (фронтальное действие волны), эпюру волнового давления на вертикальные стены в этом случае строим в зависимости от расположения расчетного сечения по формулам (417)—(418). Средние буны рассчитываем на давление при косом подходе волн, когда угол между осью буны и фронтом волны 0 < а < 90° (рис. 207, а). Величину угла а принимаем из условия наибольшего давления волн, учитывая экранирующее влияние соседних бун.
Волновое давление на буну. Боковое волновое давление на единицу длины внешней и теневой граней буны при косом подходе волн определяем по формуле
Pai - \,5ynhn6kai, (432)
где Лоб — высота волны в зоне обрушения, м;
kai — коэффициент, учитывающий углы и неравномерность давления по длине сооружения:
kai 0,5&п (1 -- cos2<x cos2|3K),
а — угол между продольной осью сооружения и фронтом волны; Рк — угол наклона боковой грани сооружения относительно вертикали (при наклонных гранях сооружения);
/гн — коэффициент, учитывающий неравномерность давления по длине сооружения с внешней и теневой граней, определяемый в зависимости от размеров рассчитываемого элемента сооружения (длины массива и ширины массива Ьм), определяемый по табл. 47.
379
Таблица 47
Значения коэффициента неравномерности волнового давления по длине буны /?н
Наименование граней 'мА
<0,03 | 0,05 | 0.1 I >0,2
Внешняя грань: АВ (см. рис. 207, а); АС (см. рис. 207, б) —- 1,0 0,75 0,65 0,60
Теневая грань: А'В' (см. рис. 0 0,6 0,53 0,42 0,36
207, ар А'С' (см. рис. 207,6) 0,5 0,5 0,38 0,33 0,30
1,2 0,2 1,9 0,23 0,24
2,5 0 0 0 0
Незатопленные буны. Эпюры волнового давления внешней и теневой граней незатопленной буны строим, рассчитывая ординаты pai по формуле (432) и данным табл. 47 (см. рис. 207, б).
На спокойном уровне и на отметке дна давление равно pai. На высоте гребня волны zrp от спокойного уровня давление равно нулю. Со стороны внешней грани ггр ра/?в; со стороны теневой грани ^гр " Рсс/ув*
Ординаты эпюры взвешивающего давления на ребрах С и С равны соответственно ра и р^.
Затопленные буны. Эпюры бокового волнового давления строим в предположении незатопленных бун по формуле (432) и табл. 47 (с введением понижающего коэффициента на затопление), а учитываем только ту часть эпюры, которая приходится на внешние грани затопленной буны АС и А'С' (рис. 207, в), т. е. срезаем эпюры по отметке поверхности гребня затопленной буны.
Эпюру давления на верхнюю грань (поверхность буны) и эпюру взвешивающего давления строим по величинам ординат горизонтального бокового давления в точках Л, А' и С, С', принимая величину вертикального давления равным горизонтальному.
Последующий расчет затопленных и незатопленных бун производим аналогично расчету оградительного сооружения, обратив особое внимание на возможность размыва дна у основания сооружения. Максимальные донные скорости определяем по формуле (394).
приложения
ГРАФИКИ БЕЗРАЗМЕРНЫХ КОЭФФИЦИЕНТОВ НЕСУЩЕЙ СПОСОБНОСТИ И ПРИМЕРЫ РАСЧЕТА УСТОЙЧИВОСТИ СООРУЖЕНИЙ ПО СН 288—64 ПРИ НАЛИЧИИ КАМЕННОЙ ПОСТЕЛИ [37]
Пример 1. Сооружение основано на возвышающейся постели (рис. 1 при-ложения). Ширина подошвы сооружения Ьо — 6 м; ординаты эпюры напряжений под подошвой o'max = 437 кН/м2; omin = 103,6 кН/м2, площадь этой эпюры (вертикальная составляющая равнодействующей 7?' всех внешних сил па уровне подошвы) G' — 1622 кН; горизонтальная составляющая равнодействующей R' (сумма всех горизонтальных сил, действующих на сооружение) Р 600 кН; объемный вес камня под водой ук ~ 10,5 кН/м3; объемный вес грунта основания V = 10,5 кН/м3 угол внутреннего трения грунта основания ср --- 22°; сцепление грунта с 14 кН/м2; высота постели 1гп 3 м; ширина бермы I 3,2 м.
Выполняя обычные вычисления, находим: отах ~ 250 кН/м2; oniin = — 83,3 кН/м2; Go — 100 кН; b — 12 м; В ~ 10 м; о 200 кН/м2; т = ~ 60 кН/м2.
1. Зададимся 6^ = 0,1ср = 2°12'. Найдя из графиков (рис. 2, 3, 4 приложения) коэффициенты А1?; А2?; N Ас; АС{); /; z, получаем: А1=-=: 31,87 тыс. кН; А2 ~= 36,28 тыс. кН; А3 7,66 тыс. кН; tz5 — 4,705; т — 0,0673; tg ф = =-••• 0,625; 7?Пр р 7 6,3 тыс. кН.
6300 cos 2° 12'
Таким образом, о1гр.р — -----j-g-----
6300 sin 2°12' = ------—-------24,2 кН,м-.
2. Зададимся 62 — 0,Зср — 6°36'. Аналогично получаем: Щ = 16,39 тыс. кН; А2 — 18,88 тыс. кН; А3 = 3,80 тыс. кН; а$ = 4,705; т — — 0,0653; tg ф = = 0,6233; 7?пр.р —-5,22 тыс,
3. Зададимся д3 — 0,5(р ~ 11°. 10,33 тыс. кН; А3 = 1,99 тыс. кН; 7?пр.р ~ ~ 4,19 тыс. кН; Фпр.р ~ 376
14
— t 22°~ = 599 «H/м2; тпр.р
кН;
опр.р 483,9 кН/м2; тпр.р = 60 кН/м2. Находим — 9,04 тыс. кН; А2 = а5 = 4,705; т = — 0,0617; tg = 0,604; кН/м2; тлр.р 80 кН/м2.
Рис. 1. Сооружение на возвышающейся постели
381
Рис. 2. Графики для нахождения коэффициентов t, i, N
Рис. 4. Графики для нахождения коэффициентов /VG&, N3
—•1 j—•—1—1—1—'—и 1 ----1---5
О 10 20 30 W 50 бОвпррЖ о 10 20 306прр$ц1
Рис. о. Графики несущей способности к примерам с возвышающейся постелью
Из построенного участка графика несущей способности (рис. 5, а) для величины о = 200 кН/м2 получаем тпр.р = 80 кН/м2. Следовательно, коэффи-тпр т) 80 циент запаса = ------— = жт = 1,3.
т т 60 ’
Пример 2. Выполним расчет по условиям примера 1 для несвязного грунта (с - 0).
1. Зададимся д{ — 0,Зф = 6°36'. Получаем: Лх = 9,73 тыс. кН; А2 = = 11,72 тыс. кН; А3 = 1,98 тыс. кН; а5 = 4,705; т — — 0,0582; tg ф = 0,584; 7?пр.р ™ 3,02 тыс. кН; опр.р — 300 кН/м2; тпр.р = 34,7 кН/м2.
2. б/ — 0,5(р = 11°. Имеем: Aj = 5,11 тыс. кН; Л2 = 6,1 тыс. кН; Л3 = = 918 кН: /тг= —0,051; tg ip = 0,544; /?ир.р = 2,27 тыс. кН; опр.р = 223 кН/м2; тПр.р -- 43,3 кН/м2.
3. дз = 0,7ф = 15°24'. Находим: Л] = 2,59 тыс. кН; Л2 2,70 тыс. кН; Л3 =-- 364 кН; т — — 0,0383; tg ф = 0,464; 7?Пр.р = 1,56 тыс. кН; оПр.р ~ = 150,6 кН/м2; тпр.р -= 41,4 кН/м2.
Из графика (рис. 5, б) для о = 200 кН/м2 получаем тпр р = 44 кН/м2. 4,4
Следовательно, kx — -g- = 0,73, т. е. устойчивость сооружения не обеспечена.
Пример 3. Сооружение основано на комбинированной постели, грунт несвязный (с = 0), bQ = 6 м; о^ах = 394 кН/м2; oI'lin = 12 кН/м2; G' ~ 1200 кН; Р = 600 кН; ук = 10,5 кН/м3; у — 11 кН/м3; ф = 29°30'; hn = 3 м; /п = 2 м; /—6м (рис. 6, а).
Вычисляем: атах — 200 кН/м2; crmirL ~ 55 кН/м2; О() = 126 кН; b = 16 м; В 13 м; о 157 кН/м2; т — 46 кН/м2.
1. Зададимся д{ = 0,Зф = 8°5Г. Получаем: Лх — 413 тыс. кН; Л2 = = 589,1 тыс. кН; Л3 = 126,6 тыс. кН; а5 =- 76,4; т = — 0,0041; tg ф = = 0,563; 7?Пр.р = 16,71 тыс. кН; опр.р — 1272 кН/м2; тпр.р = 198 кН/м2.
2. д2 --- 0,5ф = 14°45'. Имеем: Лх -- 203,7 тыс. кН; Л2 = 291,7 тыс. кН; Л3 — 56,85 тыс. кН; т — — 0,0037; tg ф — 0,535; 7?Пр.р — 11,18 тыс. кН; Ощр.р " 830 кН/м2; Тпр.р =219 кН/м2.
3. д3 — 0,7ф = 20°39'. Находим: Лх = 94,05 тыс. кН; Л2 = 127,27 тыс. кН; Л3 25,2 тыс. кН; т = —0,0036; tg ф = 0,524; 7?Пр.р — 7,1 тыс. кН; опр.р — = 512 кН'м2; тпр.р = 194 кН/м2.
4. д^ — 0,9ф = 26°33'. Получаем: Лх = 34,3 тыс. кН; Л2 = 36,86 тыс. кН; Л3 = 6,62 тыс. кН; т = — 0,002575; tg ф = 0,446; /?Пр.р ~ 4,01 тыс. кН; спр.р = 254 кН/м2; тпр.р = 138 кН/м2.
Из графика (рис. 6, б) для от = 157 кН/м2 находим тпр.р = 95 кН/м2.
~ 95
Таким образом, коэффициент запаса kx = — 2,06.
Пр имер 4. Сооружение основано на заглубленной постели: 6 м;
атах ^ 397 кН/м2; с^п = 91 кН/м2; С'= 1465 кН; Р = 500кН;ук= 10,5кН/м3; у — 11 кН/м3; ф = 17°; с ~ 19 кН/м2; 3 м. В данном случае Со 0 (рис. 7, а). Вычисляем: атах — 230 кН/м2; amiri ~ 77 кН/м2; b 12 м; В = — 10 м; О' — 184 кН/м2; т = 63 кН/м2.
13 Удовиченко, Яковлев. 385
Рис. 6. Расчетная схема и графики несущей способности к примерам с комбинированной постелью
Рис. 7. Расчетная схема и графики несущей способности к примерам с заглубленной постелью
1. Зададимся = 0,5ф = 8° 30'. Получаем: Ai - 8,62 тыс. кН; А2^ = 9,6 тыс. кН; А3 = 1,87 тыс. кН; tg ф = 0,74; 7?пр<р : " 4,73 тыс. кН; о11р.р — 405 кН/м2; тпр.р =70 кН/м2.
2. §2 = 0,7ф = 11°54'. Имеем: Ах = 4,6 тыс. кН; А2 = 5,09 тыс. кН; А3 = = 1,004 тыс. кН; 7?Пр.р — 3,74 тыс. кН; оПр.р = 304 кН/м2; тпр.р = 77 кН/м2.
3. 63 = 0,9ф = 15°18'. Находим: А1 = 1,72 тыс. кН; А2 = 1,87 тыс. кН; А3 = 381,2 кН; 7?Пр.р = 2,93 тыс. кН; оПр.р ~ 220 кН/м2; тпр.р = 77 кН/м2.
Из графика (рис. 7, б) для о = 184 кН/м2 находим тпр.р = 74 кН/м2. 74
Следовательно, kx — gjy =71,48.
Пример 5. Сооружение основано на заглубленной постели, грунт несвязный (с = 0); 60 = 6 м; °гпах = кН/м2; o^in = 91 кН/м2; G' = 1465 кН; Р = 700 кН; ук = 10,5 кН/м3; у = 11 кН/м3; ф = 29°30'; /п = 3 м; 60 = 0 (см. рис. 7, а).
Вычисляем: отах = 230 кН/м2; omin = 77 кН/м2; h = 12 м; В = 10 м; о = 184 кН/м2; т = 70 кН/м2.
1. Зададимся = 0,5ф = 14°45'. Получаем: Ах = 139,6 тыс. кН; А2 — = 202 тыс.кН; А3 = 44,5 тыс. кН; tg ф = 0,583; 7?пр Р = 8,07 тыс. кН; опр р = = 779 кН/м2; тпр.р = 206 кН/м2.
2. 62 = 0,7ф = 20°39'. Находим: Ах = 62,3 тыс. кН; А2 = 84 тыс. кН; А3 = 20,2 тыс. кН; tg ф = 0,583; 7?пр р = 4,88 тыс. кН; опр р = 457 кН/м2; Тпр.р = 158 кН/м2.
3. 63 = 0,9ф = 26°33'. Имеем: А± = 18,65 тыс. кН; А2 = 24,6 тыс. кН; А3 = 6,17 тыс. кН; tg ф = 0,583; 7?пр р = 2,81 тыс. кН; опр р = 252 кН/м2; -гпр.р = 126 кН/м2.
Из графика (рис. 7, б) для о = 184 кН/м2 получаем тпр р = 108 кН/м2. 108
Таким образом = -уу = 1,54.
Таблица 1
Расчетные характеристики естественных песчаных и глинистых грунтов с, кН/м2, ф, град
Грунт Характеристика грунта с, кН/м2 Ф, град Пористость грунта
0,41 — 0,5 0,51 — 0,6 0,61 — 0,7 0,71 — 0,8 0,81 — 0,95
Песчаный
гравелистый С — — -— — —
крупный Ф 41 38 36 — —
средней крупности С — — — — —
ф 38 36 33 — —
мелкий с 1 — — — —
пылеватый ф 36 34 30 — —
с 2 1 — — —
Глинистый при IFP, %: ф 34 32 28 — —
9.5-12,4 с 3 1 — .— —
ф 23 22 21 — —
12,5—15,4 с 14 7 4 2 —
ф 22 21 20 19 —
15,5-18,4 — 19 11 8 4
— — 20 19 18 17
18,5—20,4 с — — 28 19 10
ф — — 18 17 16
13*
п Объем пор грунта
Примечание. п~-------------—-----------------
Объем минеральной части грунта
IFp — влажность грунта на границе раскатывания
387
Таблица 2
Значения коэффициента активного давления грунта
ф , гряд 6, град Значения коэффициента при угле наклона стенки к вертикали а, град
-30 —20 — 10 0 10 20 30
10 0 0,570 0,610 0,660 0,704 0,730 0,780 0,830
5 0,522 0,572 0,622 0,663 0,713 0,753 0,783
10 0,498 0,548 0,599 0,650 0,690 0,741 0,772
15 0 0,414 0,476 0,526 0,589 0,624 0,688 0,748
5 0,391 0,452 0,504 0,560 0,602 0,662 0,727
10 0,374 0,445 0,482 0,540 0,587 0,645 0,719
15 0,362 0,420 0,476 0,534 0,583 0,642 0,717
20 0 0,310 0,370 0,430 0,490 0,550 0,610 0,690
5 0,291 0,351 0,408 0,467 0,527 0,588 0,673
10 0,274 0,335 0,386 0,447 0,508 0,569 0,660
15 0,269 0,329 0,383 0,442 0,506 0,570 0,657
20 0,266 0,319 0,381 0,436 0,505 0,574 0,660
25 0 0,226 0,280 0,350 0,406 0,480 0,542 0,633
5 0,214 0,270 0,328 0,389 0,463 0,532 0,614
10 0,203 0,260 0,313 0,376 0,447 0,519 0,599
15 0,197 0,251 0,306 0,370 0,440 0,509 0,602
20 0,191 0,247 0,302 0,368 0,433 0,513 0,606
25 0,188 0,243 0,305 0,373 0,438 0,523 0,618
30 0 0,160 0,210 0,270 0,333 0,410 0,490 0,580
5 0,151 0,201 0,257 0,323 0,398 0,478 0,567
10 0,142 0,192 0,244 0,313 0,388 0,470 0,556
15 0,135 0,186 0,238 0,305 0,383 0,466 0,549
20 0,128 0,183 0,236 0,303 0,378 0,464 0,553
25 0,125 0,181 0,238 0,309 0,379 0,468 0,563
30 0,127 0,185 0,245 0,315 0,384 0,473 0,577
35 0 0,112 0,156 . 0,210 0,271 0,352 0,426 0,535
5 0,110 0,152 0,205 0,261 0,341 0,421 0,522
10 0,102 0,148 0,193 0,254 0,333 0,414 0,514
15 0,093 0,144 0,186 0,250 0,322 0,410 0,507
20 0,088 0,137 0,181 0,248 0,319 0,402 0,511
25 0,084 0,139 0,183 0,251 0,332 0,405 0,519
30 0,086 0,142 0,186 0,254 0,326 0,408 0,533
40 0 0,070 0,110 0,160 0,218 0,300 0,370 0,480
5 0,068 0,106 0,154 0,211 0,289 0,361 0,468
10 0,066 0,102 0,151 0,206 0,279 0,359 0,466
15 0,065 0,098 0,150 0,203 0,270 0,358 0,465
20 0,064 0,096 0,149 0,202 0,266 0,362 0,468
25 0,062 0,094 0,147 0,205 0,271 0,364 0,479
30 0,064 0,095 0,152 0,208 0,277 0,371 0,494
388
Таблица 3
Значения коэффициента пассивного сопротивления грунта
Значения коэффициента % при угле наклона стены
6, град к вертикали а, град
ф, град — 30 —20 — 10 0 10 20 30
10 0 1,20 1,25 1,33 1,42 1,51 1,62 1,76
5 1,27 1,36 1,46 1,56 1,68 1,81 1,97
10 1,34 1,44 1,54 1,66 1,79 1,94 2,21
15 0 1,32 1,40 1,50 1,69 1,93 2,08 2,34
5 1,44 1,56 1,68 1,87 2,15 2,39 2,71
10 1,60 1,63 1,86 2,03 2,36 2,69 3,10
15 1,68 1,84 2,03 2,20 2,53 2,91 3,48
20 0 1,45 1,60 1,80 2,04 2,33 2,79 3,18
о 1,56 1,76 2,00 2,28 2,64 3,13 3,36
10 1,71 1,95 2,22 2,55 2,98 3,52 4,22
15 1,84 2,09 2,40 2,78 3,26 3,87 4,67
20 2,00 2,26 2,61 3,04 3,58 4,28 5,20
25 0 1,58 1,75 2,15 2,46 3,00 3,68 4,30
5 1,75 1,98 2,38 2,88 3,41 4,25 5,13
10 1,93 2,26 2,64 3,25 3,84 4,88 5,95
15 2,-13 2,50 2,94 3,62 4,33 5,54 6,82
20 2,28 2,72 3,21 3,98 4,89 6,28 7,71
25 2,49 2,98 3,55 4,35 5,52 7,13 8,67
30 0 1,72 2,02 2,43 3,00 3,70 4,71 6,10
5 1,91 2,30 2,81 3,47 4,37 5,63 7,49
10 2,15 2,60 3,23 4,00 5,12 6,68 8,87
15 2,40 2,96 3,66 4,62 5,91 7,85 10,46
20 2,62 3,28 4,10 5,16 6,70 8,88 11,97
25 2,87 3,64 4,58 5,78 7,56 10,10 13,69
30 3,22 4,04 5,10 6,55 8,55 11,44 15,61
35 0 1,90 2,28 2,90 3,69 4,70 6,46 9,00
5 2,21 2,68 3,43 4,37 5,83 7,93 11,80
10 2,50 3,13 4,02 5,13 7,11 9,53 14,88
15 2.82 3,58 4,64 5,95 8,48 11,22 18,12
20 3,17 4,07 5,34 6,82 9,96 13,28 21,02
25 3,53 4,64 6,14 7,86 11,57 15,71 23,61
30 3,93 5,26 7,04 8,96 13,34 18,50 26,60
40 0 2,14 2,66 3,42 4,60 6,25 8,86 13,00
5 2,50 3,16 4,20 5,72 8,03 11,50 17,56
I 10 2,74 3,76 5,02 6,91 9,85 14,30 22,50
15 3,23 4,35 5,90 8,22 11,89 17,39 27,42
20 3,66 5,00 6,87 9,68 14,03 20,75 32,80
25 4,19 5,74 7,99 11,35 16,64 24,95 39,30
30 4,75 6,58 9,24 13,25 19,50 29,41 46,20
389
Таблица 4
Значения ординат уменьшения активного давления грунта от действия сил сцепления
Значения <?ас при удельном сцеплении с, кН/м2
Ф, град 10 15 20 25 30 35 40 45 50
7 16,4 24,5 32,7 40,9 49,1 57,3 65,4 73,6 81,8
8 15,9 23,9 32,1 39,9 47,9 55,9 63,8 71,8 79,8
9 15,5 23,3 31,0 38,8 46,5 54,3 62,0 69,8 77,6
10 15,1 22,7 30,2 37,8 45,3 52,9 60,4 68,0 75,6
11 14,8 22,2 29,6 37,0 44,4 51,8 59,2 66,6 74,0
12 14,4 21,5 28,7 35,9 43,1 50,2 57,4 64,6 71,8
13 14,0 21,3 28,0 35,0 42,0 49,0 56,0 63,0 70,0
14 13,6 20,5 27,3 34,1 41,0 47,8 54,6 61,4 68,2
15 13,3 20,0 26,6 33,3 39,9 46,6 53,2 59,9 66,6
16 13,0 19,5 26,0 32,5 39,0 45,5 54,3 58,5 65,0
17 12,7 19,0 25,4 31,7 38,0 44,4 50,7 57,0 63,4
18 12,4 18,6 24,7 30,9 37,1 43,3 49,5 55,7 61,9
19 12,1 18,2 24,1 30,3 36,4 42,4 48,5 — —
20 11,8 17,7 23,6 29,5 35,4 — — — —
21 11,5 17,3 23,0 28,8 34,5 — — — —
22 11,2 16,9 22,5 28,1 33,7 — — — —.
23 11,0 16,6 22,1 27,6 33,2 — — — —
24 10,7 16,1 21,5 26,8 32,2 — —• — —
Таблица 5
Значение коэффициента пассивного сопротивления грунта от сил сцепления
ф° 10 15 20 25 30 35 40
^п.с 2,67 3,43 4,35 5,45 7,10 8,53 11,10
Таблица. 6
Модули упругости и деформации бетона
Наименование модулей упругости и деформации Значения модулей упругости и деформации кН/м2, при марке бетона
100 1 150 1 200 250 300 1 400 | 500 1 600
Начальный модуль упругости (кратковременный, для элементов без трещин) с однознач-
ной эпюрой напряжений Начальный модуль упругости (кратковременный, для элементов без трещин) для расчета по методу предельных со- 19-10’ 24-Ю6 29-Ю6 32-10’ 34.108 38-106 41-108 43-10®
стояний 390 19-10’ 23.10s 26-Ю8 29-10’ 32-Ю6 35-10® 38-106 40-10®
Таблица 7
Моменты в двух пролетной раме с жестким защемлением стоек в грунте по схемам нагрузок (рис. 8)
*р п = ~ /Ст 0,05 0,1 0,2 0,3 0,33 0,4 0,5 0,6 0,75 1,0 Множитель
S >> ма—мс 0,0781 0,0735 0,0658 0,0595 0,0579 0,0544 0,0500 0,0463 0,0417 0,0357
и 44ы = Mb% 0,0860 0,0882 0,0921 0,0953 0,0961 0,0978 0,1000 0,1019 0,1042 0,1071
I схема *р п = -— 1 ст 1,25 1,50 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 5,0 6,0 — Множитель
МЙ = Л!С 0,0313 0,0278 0,0227 0,0192 0,0166 0,0147 0,0132 0,0109 0,0093 — Яэ1'2
Л4Ь1 — М&2 0,1094 0,1111 0,1136 0,1134 0,1167 0,1176 0,1184 0,1196 0,1204 — — ЯэР
S z*p И = “Т1-гст 0,05 0,1 0,2 0,3 0,33 0,4 0,5 0,6 0,75 1,0 Множитель
00 Ом СЗ Ма 0,0788 0,0747 0,0676 0,0618 0,0601 0,0570 0,0528 0,0492 0,0447 0,0387 — <7э*2
Д Мы 0,0827 0,0820 0,0808 0,0798 0,0794 0,0787 0,0778 0,0770 0,759 0,0744 -<7э*2
сЗ •44^2 0,0833 0,0662 0,0113 0,0156 0,0167 0,0191 0,0222 0,0249 0,0283 0,0327 — <7э^
X мс 0,0006 0,0015 0,0018 0,0023 0,0024 0,0026 0,0028 0,0029 0,0030 0,0030 4~ <7э^2
Ма 0,0341 0,0306 0,0252 0,0215 0,0188 0,0167 0,0149 0,0124 0,0106 — <7э/2
Мы 0,0732 0,0722 0,0707 0,0696 0,0688 0,0681 0,0675 0,0667 0,0662 —
44^2 0,0362 0,0369 0,0429 0,0458 0,0479 0,0495 0,0509 0,0528 0,0542 — <7э^2
с 0,0029 0,0023 0,0026 0,0023 0,0021 0,0019 0,0017 0,0015 0,0014 — + <7э^2
Рис. 8. Схемы к расчету двух-пролетной рамы
схема I
Схема И
Г!—ГГП I I I ГП"1 I
Схема Ш
Схема IV
СГТ'111"11
Рис. 9. Схемы к расчету трехпролетной рамы
Таблица 8
II схема нагрузки I I схема нагрузки
Моменты в трехпролетной раме с жестким защемлением стоек
в грунте по схемам нагрузок (рис. 9)
*р и— *ст 0,05 0,1 0,2 0,3 0,33 0,4 0,5 0,6 0,75 1 Множитель
•а о 3 5:^ II II II б Н м ьО> ^555 0,0782 0,0858 0,0834 0,0738 0,0878 0,0838 0,0665 0,0905 0,0842 0,0607 0,0925 0,0848 0,0591 0,0929 0,0851 0,0557 0,0938 0,0856 0,0517 0,0949 0,0862 0,0482 0,0956 0,0868 0,0438 0,0955 0,0877 0,0381 0,0975 0,0890 |
z'p п ~ -— iCT 1,25 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 5,0 6,0 Множитель
о S II II II СЗ ’-н <м *2 0,0338 0,0981 0,0900 0,0303 0,0985 0,0909 0,0252 0,0990 0,0923 0,0215 0,0993 0,0933 0,0188 0,0995 0,0941 0,0167 0,0996 0,0947 0,0150 0,0996 0,0952 0,0125 0,0997 0,0959 0,0107 0,0998 0,0965 -— | — <7э*3
z*p п = —— 1С,$ 0,05 0,1 0,2 0,3 0,33 0,4 0,5 0,6 0,75 1,0 Множитель
to М р II II II ° ° йГ to со **• 0,0805 0,0808 0,0026 0,0778 0,0787 0,0049 0,0728 0,0753 0,0089 0,0682 0,0727 0,0121 0,0069 0,0721 0,0130 0,0640 0,0707 0,0149 0,0603 0,0690 0,0172 0,0570 0,0675 0,0193 0,0526 0,0658 0,0219 0,0466 0,0636 0,0254
г*р П — “у— 1С,Т 1,25 1,5 2,0 2,5 3,0 3,5 4,0 5,0 6,0 Множитель
со м о о II II II _? 5 Л’ 0,0418 0,0619 0,0281 0,0379 0,0606 0,0303 0,0319 0,0587 0,0336 0,0275 0,0574 0,0359 0,0242 0,0565 0,0376 0,0216 0,0557 0,0390 0,0195 0,0551 0,0401 0,0163 0,0542 0,0417 0,0140 0,0536 0,0429 j — q^2-
394
Продолжение табл. 8
III схема нагрузки i ip п — 1ст 0,05 0,1 0,2 0,3 0,33 0,4 0,5 0,6 0,75 0,1 Множитель
с- <У w н р II II II й: ° ° л, to W 0,0024 0,0050 0,0808 0,0041 0,0090 0,0787 0,0063 0,0152 0,0754 0,0076 0,0197 0,0727 0,0078 0,0208 0,0721 0,0083 0,0231 0,0707 0,0086 0,0259 0,0690 0,0088 0,0281 0,0675 0,0088 0,0307 0,0558 0,0085 0,0339 0,0636 —ЧъР
ip П~ -у— 1 СТ 1,25 1,5 2,0 2,5 з,о 3,5 4,0 5,0 6,0 — Множитель
СГ су К> Н1 Q IIIIII О О >3 to со 0,0080 0,0362 0,0619 0,0076 0,0379 0,0606 0,0067 0,0403 0,0587 0,0060 0,0419 0,0574 0,0054 0,0430 0,0565 0,0049 0,0439 0,0557 0,0045 0,0445 0,0551 0,0038 0,0455 0,0542 0,0033 0,0452 0,0536 — + qJ-3 —q^3 -q9is
IV схема нагрузки | ip п — -— iCT 0,05 0,1 0,2 0,3 0,33 0,4 0,5 0,6 0,75 1,0 Множитель
Мы 0,0871 0,0847 0,0900 0,0860 0,0945 0,0879 0,0977 0,0907 0,0986 0,0913 0,1002 0,0927 0,1021 0,0943 0,1036 0,0957 0,1053 0,0976 0,1074 0,1001 —q3i2 —q^i2
Мы ^Ъ2 0,1089 0,1020 0,1099 0,1036 0,1114 0,1058 0,1123 0,1075 0,1130 0,1086 0,1135 0,1095 0,1138 0,1103 0,1143 0,1113 0,1147 0,1121 —’ q^2, —qai2
Таблица 9
Значения ординат К линии влияния опорного момента
6£7
Мг^КР1 10~4 при =
Отношение расстояния хм (от силы до нулевой опоры) к длине пролета х/1
ф 0.1 1 °.2 1 О'5 1 °'8 1 ! 1 1 1,2 | 1.5 | 1.8 | 2,0 | 2,2 | 2,5 | 2,8 | 3,0 | 3,2 | 3,5 | 3,8 | 4,0
Значения ординат К.
0,0 ±0,00 —514 —1004 —772 ±0,00 —634 —736 —308 ±0,00 172 201 86 ±0,00 —51 —67 —34 ±0,00
0,3 —519 —533 —398 215 1021 216 —389 —512 —459 —381 —253 —133 —70 —25 — И ±24 26
0,5 —732 —594 —233 524 1360 532 — 189 —461 —496 —474 —412 —256 — 176 —111 —40 4-ю 38
0,7 —898 —643 —127 729 1600 767 —21 —390 —484 —506 —453 —341 —259 —186 —93 —16 35
1,0 —1100 —716 —27 955 1870 1030 184 —278 —435 —509 —510 —426 —350 —274 —165 —58 12
2,0 —1556 —919 118 1370 2380 1560 653 51 —210 —383 —508 —516 —481 —429 -328 —211 —128
3,0 —1860 —1080 162 1570 2650 1870 959 308 1-0,00 —222 —423 —502 —507 —489 —430 —345 —282
4,0 -—2090 —1200 177 1700 2830 2090 1180 513 179 --74 -326 —460 - 501 —515 -501 —458 —-422
5,0 —2970 —1310 178 1790 2970 2250 1360 681 331 57 —231 —412 -482 —526 — 555 —554 —545
со СО —4000 —2400 ±0,00 2200 4000 3600 3000 2400 2000 1600 1000 400 ±0,00 —400 —1000 —1600 —2000
о сл
Таблица 10
Значения ординат К линии влияния опорного момента 6EI
М2=КР1Ю~4 при ср = ”р“ С (см. рис. 10 прил.)
Отношение расстояния хм (от силы до нулевой опоры) к длине пролета 1ы, х/1
0,0 0,2 0,5 0,8 1,0 1,2 1,5 1,8 | 1 2>° 1 2,2 | 2,5 | 2,8 | 3,0 | 3,2 | 3,5 | 3,8 1 4,0
Значения ординат К.
0,0 ±0,00 137 268 206 ±0,00 343 —803 —686 ±0,00 —686 —803 —343 ±0,00 206 268 137 ±0,00
0,3 —17 —121 —272 -407 —484 —535 —384 + 197 + 1003 197 —384 —535 —484 —407 —272 — 121 —17
0,5 —99 —226 —396 —513 —545 —521 —260 +456 1290 +456 —260 —521 —545 —513 —396 226 —99
0,7 —189 —315 —475 —562 —558 —482 —135 +646 1490 646 —135 —482 —558 —562 —475 —315 —189
1,0 —326 —432 —557 —594 —543 —410 +27 +875 1740 875 27 —410 —543 —594 —557 —432 —326
2,0 —736 —744 —717 —590 —421 —162 +454 + 1420 2320 1420 454 —162 —421 —590 —717 —744 —736
3,0 — 1070 —984 —816 —551 —292 ±53 +779 + 1820 2730 1820 779 53 —292 —551 —816 —984 —1070
4,0 1340 —1180 —888 —509 -179 -i-232 + 1040 +2130 3050 2130 1040 232 —179 —509 —888 -1180 —1340
5,0 —1570 —1330 —946 —471 —83 +381 + 1250 2390 3310 2390 1250 381 —83 —471 —946 1330 —1570
-4000 —3000 —1500 ±0,00 1000 2000 3500 5000 6000 5000 3500 2000 1000 ±0,00 — 1500 —3000 4000
Значе: НИЯ ор/ ^инат Ь С линии [ влиян 6Е/ ИЯ ОПО1 зной ре акции 1 'абли ц а 11
/?о^+Р/1О~4 при Ф= = Z3 с (см. р 1ИС. 10 прил.)
Отношение расстояния (от силы до нулевой опоры) к длине пролета I
Ф 0.0 1 0,2 I 0,5 I 0,8 1 1,0 I 1,2 | 1 ,5 | 1,8 | 2,0 | 2,2 | 2,5 | 2,8 | 3,0 | 3,2 | 3,5 1 з-8 1 4,0
Значения ординат К
о,о 9999 7486 3996 1229 ±0,00 —634 —736 —308 ±0,00 172 201 86 ±0,00 —51 —67 —34 ±0,00
0,3 9481 7467 4602 2215 1021 216 —389 —512 —459 —381 —253 — 133 —70 —25 11 24 26
0,5 9268 7406 4767 2524 1360 532 —189 —461 —496 —474 —412 —256 — 176 —111 —40 + 10 38
0,7 9102 7357 4873 2729 1600 ’767 —21 -390 —484 —506 —453 —341 —259 — 186 —93 —16 35
1,0 8900 7284 4973 2955 1870 1030 184 —278 —435 —509 —510 —426 —350 —274 —165 —58 12
2,0 8444 7081 5118 3370 2380 1560 653 51 -210 —383 —508 —516 —481 —429 —328 —211 —128
3,0 8140 6920 5162 3570 2650 1870 959 308 ±0,00 —222 —423 —502 —507 —489 —430 —345 —282
4,0 7910 6800 5177 3700 2830 2090 1180 513 179 —74 —326 —460 —501 —515 —501 —458 —422
5,0 7730 6690 5178 3790 2970 2250 1360 681 331 57 —234 —412 —482 —526 •—555 —554 —545
6000 5600 5000 4400 4000 3600 3000 2400 2000 1600 1000 400 ±0,00 —400 —1000 —1600 —2000
Значения ординат К линии влияния опорной реакции Т а б л и ц а 12
6Е/
1\Р 10~4 при с (см. рис. 10 прил.)
Отношение расстояния (от силы до нулевой опоры) к длине пролета /м, х/1
0,0 | 0,2 | 0,5 | 0,8 | 1,0 | 1,2 | 1,5 | 1,8 | 2,0 | 2,2 | 2,5 | 2,8 | 3,0 | 3,2 | 3,5 | 3,8 | 4,0
Значения ординат К
0,0 +0,00 3166 7276 9749 10000 8926 6070 1931 ±0,00 —1029 —1205 —514 ±0,00 309 402 206 ±0,00
0,3 1021 2946 5524 7164 7474 7033 5394 3220 1921 959 122 -269 —345 —357 —294 —169 —70
0,5 1365 2962 5070 6439 6735 6415 5118 3378 2282 1404 564 —9 —189 —291 —316 —246 —175
0,7 1607 2971 4779 5980 6242 5984 4907 3426 2458 1658 771 200 —40 — 190 —288 —283 —259
1,0 1874 3000 4497 5496 5717 5530 5059 3431 2610 1893 1047 442 157 —46 —227 —316 —350
2,0 2376 3094 4047 4670 4819 4718 4148 3318 2740 2186 1470 870 541 268 —61 —322 —480
3,0 2650 3176 3860 4309 4408 4313 3861 3204 2730 2264 1625 1056 722 427 44 —294 —506
4,0 2840 3220 3758 4091 4161 4152 3670 3104 2692 2277 1692 1152 823 521 114 —264 —496
5,0 2970 3290 3698 3949 3978 3881 3530 3028 2648 2276 1718 1195 881 581 164 —222 —480
оо 4000 3800 3500 3200 3000 2800 2500 2200 2000 1800 1500 1200 1000 800 500 200 ±0,00
Таблица 13
Значения ординат К линии влияния опорной реакции 6Е/
Р%=К/Р Ю“4 при ф=^-р- с (см. рис. 10 прил.)
Ф Отношение расстояния хм (от силы до нулевой опоры) к длине пролета /м, х/1
0,0 1 0,2 | 0,5 | 0,8 1 1 ’° 1 I'2 1 '-5 | 1,8 | 2,0 | 2,2 | 2,5 | 2,8 I 3,0 | 3,2 I з.б | 3’8 | 4,0
Значения ординат К
о,о 0,00 —823 —1606 —1235 ±0,00 2137 6071 9235 10000 9235 6071 2137 ±0,00 —1235 —1606 —823 ±0,00
0,3 —459 —267 157 1004 1919 3153 5126 6714 7076 6714 5126 3153 1919 1004 157 —267 —459
0,5 —495 -132 519 1439 2274 3318 4919 6153 6428 6153 4919 3318 2274 1439 519 —132 —495
0,7 —485 —29 730 1667 2457 3390 4796 5812 6052 5812 4796 3390 2457 1667 730 —29 —485
1,0 —436 +90 922 1869 2606 3424 4620 5463 5650 5463 4620 3424 2606 1869 922 90 —436
2,0 —212 358 1224 2121 2741 3368 4237 4828 4940 4828 4237 3368 2741 2121 1224 358 —212
3,0 —2 543 1354 2183 2727 3262 3978 4446 4540 4446 3978 3262 2727 2183 1354 543 о
4,0 168 702 1452 2203 2687 3166 3774 4179 4258 4179 3774 3166 2687 2203 1452 702 168
5,0 325 796 1519 2206 2654 3076 3626 3958 4042 3958 3626 3076 2654 2206 1519 796 325
со 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000 2000
Таблица 14
6Е/
Значения ординат Ki линии влияния при ср=-р- с и расположении распределенной нагрузки q на первом пролете
Mi^Ki q Z210~*; Ri = Ki q l Ю"4
<р м2 Ro R*
0,0 —670 —178 4330 6518 —1072
0,3 —181 —265 4818 5098 349
0,5 —50 —371 4950 4728 644
0,7 33 —441 5053 4492 816
1,0 112 —516 5111 4260 978
2,0 215 —671 5215 3898 1237
3,0 240 —771 5240 3750 1364
4,0 243 —846 5243 3668 1447
5,0 235 —907 5235 3624 1507
со ±0,00 —1500 5000 3500 2000
Таблица 15
о „ 6£7
Значения ординат Ki линии влияния при ср—с и расположении распределенной нагрузки q на втором пролете
Mi^KiqPWr*-, Ri^Ktql^-^
Ф Mi м2 Ro Ri R*
0,0 —490 —536 —490 5443 5716
0,3 —165 —187 —165 5144 4952
0,5 26 —49 26 4898 4759
0,7 173 66 173 4720 4614
1,0 362 257 362 4493 4457
2,0 796 618 796 4026 4105
3,0 1081 925 1081 3763 3864
4,0 1291 1171 1291 3589 3677
5,0 1457 1374 1457 3460 3527
со 3000 3500 3000 2500 2000
398
Таблица 16
О
6EI
Значения ординат Кг линии влияния при ф=-^— с и расположении распределенной нагрузки q на третьем пролете
Mi^Ktql2 Ю“4; Rr-=Ki q I IO"4
ф мг М2 Яо R2
0,0 134 —536 134 —804 —5716
0,3 —256 —187 —256 326 4952
0,5 —366 —49 —366 683 4759
0,7 —427 66 —427 920 4614
1,0 —471 217 —471 1160 4457
2,0 —454 618 —454 1526 4105
3,0 —366 925 —366 1658 3864
4,0 —271 1171 —272 1714 3677
5,0 — 182 1374 —182 1737 3527
со 1000 3500 1000 1500 2000
Таблица 17
6£7
Значения ординат Ki линии влияния при ц)=—^~ с и расположении распределительной нагрузки q на четвертом пролете Mt = Kiql2^-^ Ri=Kiq / Ю“4
ф Л12 Яо Ri Rz
0,0 —45 178 —45 268 —1072
0,3 ±0,00 —265 ±0,0 —266 349
0,5 —50 —371 —50 —272 644
0,7 — 100 —441 —100 —242 816
1,0 —166 —516 — 166 —184 978
2,0 —320 —671 —320 —30 1237
3,0 —418 —771 —418 65 1364
4,0 —488 —846 —488 ±129 1447
5,0 —541 —907 —541 176 1507 -
со —1000 — 1500 —1000 500 20С0
399
Таблица 18
6Е/
Значения ординат Кг линии влияния при ср=±з~~ с и расположении распределенной нагрузки q на всех четырех пролетах М^К^/Ю"4; Ri—Ktql Ю“4
ф м2 Ai А2
0,0 — 1071 —715 3929 11426 9289
0,3 —603 —904 4397 10302 10609
0,5 —439 —839 4561 10040 10799
0,7 —320 —750 4679 9890 10860
1,0 — 163 —598 4837 9728 10870
2,0 237 —105 5237 9421 10685
3,0 536 308 5536 9236 10456
4,0 774 649 5774 9101 10250
5,0 969 935 5969 8997 10068
со 3000 4000 8000 8000 8000
Таблица 19
6Е/
Значения ординат Кг линии влияния при ср=~р~ с и действии момента от консоли слева Мл л КгМл
AMO-*; /?г=-±-2 10-4
ф М 2 Ао Ai Аг
0,0 2678 —714 12678 —16070 4285
0,3 190 524 10190 —9856 —849
0,5 —633 644 9367 —8090 —1791
0,7 — 1221 639 8779 —6919 —2255
1,0 —1872 544 8128 —5712 —2509
2,0 —3155 53 6845 —3637 —2843
з,о —3891 —422 6109 —2640 —2727
4,0 —4402 —830 5598 —2026 —2558
5,0 —4782 —1176 5218 —1612 —2384
—8000 —5000 2000 1000 ±0.00
400
Таблица 20
О
Значения ординат Ki линии влияния при <р=-р— с и действии момента от консоли справа Л41Т
/Иг=/<гмп10-4; 10-*
ф АП A'lo А’о Кг
0,0 178 —714 178 — 1070 4285
0,3 8 524 8 507 —849
0,5 137 644 137 370 —1791
0,7 244 639 244 151 —2255
1,0 350 544 350 —156 —2509
2,0 417 53 417 -781 —2843
3,0 319 —422 319 —1061 —2727
4,0 184 —830 184 — 1198 —2558
5,0 46 — 1136 46 — 1268 —2584
оо —2000 —5000 —2000 — 1000 ±0,00
Значения коэффициента пассивного сопротивления грунта в обратном отпоре %'
(для определения А/ в расчетах тонких стенок)
При углах внутреннего трения грунта ср равных: 10, 15, 20, 25 30, 35, 40° соответственно X' равно: 1,42; 1,69; 2,04; 2,46; 3,0; 3,69; 4,6.
Таблица 21
Расчетные усилия от натяжения швартовов и мощность тумб для морских судов
Тип судна Глубина у причала, м
4,0| 4,5| 5,о| 5,5| 6,0| 7,о| 8,0| 8,5| 9,5(10,5| 1 1,511 3,0
Длина судна L, м
30 50 70 90 | 100 | 120 | 150 | 170 | 200 | 220 | 250 I 300
Усилия от натяжения швартовов, передающиеся на штормовую ' тумбу QT, , кН
Сухогрузное 60 100 160 220 200 240 | 260 360 1 240 1340 сю| о о| о | 420 I 620 I 560 1 800 | 620 1 960 700 980 I 760 11080
Пассажирское 60 80 140 200 180 220 240 340 220 260 360 440 400 580 520 740 600 860 640 900 660 900 720 980
Наливное (танкер) 40 60 100 160 140 200 200 260 260 380 340 480 420 500 500 720 520 740 540 760 580 820
Рыбопромысловое 40 60 120 180 140 200 200 280 280 400 360 500 460 650 540 780 560 820 620 880
Сухогрузное 40 40 60 100 80 100 100 140 140 200 180 220 200 300 240 360 360 260 260 390
Пассажирское 20 40 _60 80 60 100 80 100 100 120 120 180 160 200 200 280 220 320 240 340 260 390
Наливное (танкер) 20 20 40 60 60 80 _80| юо| 100 140 140| 180| 180 220 200 360 200 280 220 250
Усилия от натяжения ] швартовов, передающиеся на обычную тумбу QT, кН
Рыбопромысловое । 20 1 40| 60 1 80 I 100] 20 1 “бб|“8б 1 100 | 14б| Мощность штормовой тумбь 1401 180| I, кН 1601 240] 200 280| 200 320 | 220 320
Сухогрузное 100 100 I 250 | 250 1 250 I 450 J I 450 600 | 450 750 I 6001 |юоо| 750 1000
Пассажирское 100 100 250 250 250 450 450 600 600 750 600 1000 750 1000 .
Наливное (танкер) 100 100 100 250 250 250 250 450 450 600 600 750 600 1000
Рыбопромысловое Допуска Сухогрузное и пассажирское 100 100 !емая 1 250 250 1 : нагрузка 100 100 250 450 па обычную 1 —1 1 250| I 450| 450 1 600| 750 тумбу, к 250 ~ 250 н 600 1000 250 450
Наливное (танкер) и рыбопромысловое Примечания:!. Д. географических районов с ум 100 100 TOO 1 250 акиые, приведенные в числителе срепиыми ветрами, а данные в 31 250 250 250 1 450 , соответствуют нагрузкам для наменателе — для географических
районов с порывистыми ветрами.
2. При вычислении усилий от натяжения швартовов в таблице учтено только экрапирова-
1 . д наивысшим уровнем воды и углах а = 300 и [3=15°. *11ри наличии других экранирующих поверхностей и наклона усилия должны быть пересчитаны.
Мощность швартовных тумб определена по имеющимся типовым проектам.
При наличии у причала волнения с высотой волны более 2 м пли течений со скоростью 1 м/с нагрузки на причал от навала судов и натяжения швартовов увеличиваются па 2 0%.
ние судна причалом при возвышении кордона 1,5 м над наклона швартовов ~ ’’ ------
углов
3.
4. более
402
Таблица 22
Расчетные характеристики судов
Название судна Назначение Водоизмещение в полном грузу, тыс. т Наибольшая длина 1 судна Ширина судна по миделю Высота судна по борту Осадка средняя в грузу Осадка средняя порожнем
«Андижан» Грузовое 6,6 104,20 14,40 7,92 6,58 3,00
«Архангельск» То же 12,7 139,5 17,68 8,70 7,83 3,52
«Белорецк» » 20,3 160,38 21,19 12,73 9,66 3,28
«Красноград» » 17,4 147,35 19,70 12,05 9,15 3,2
«Ленинский комсомол» » 22,2 163,90 21,90 12,90 9,73 3,25
«Зоя Космодемьянская» Рудовоз 50,0 214,2 31,8 16,8 11,7 2,5
«М. Цхакая» То же 32,2 198,8 24,4 15,1 10,7 2,5
«Звенигород» » 22,9 187,2 22,8 14,0 9,5 2,6
«Джанкой» » 13,5 139,5 18,0 10,30 8,00 3,20
«Хасан» Лесовоз 4,8 90,54 13,06 6,50 5,64 1,97
«Днепрогэс» То же 10,4 130,91 16,83 9,53 7,63 2,81
«Первомайск» Углерудовоз 1,4 порожнем 87,0 12,18 5,863 5,40 2,25
«Чулым» То же 5 94,68 13,50 6,25 5,56 2,37
«Донбасс» » 7,6 108,35 14,63 8,05 6,67 2,81
«Углеуральск» » 11 133,70 17,00 9,50 7,42 2,93
«Анадырь» Грузопассажирское 6,9 100,59 14,05 8,75 6,04 3,33
«Украина» То же 6,9 131,90 17,6 9,22 5,723 4,37
«Белоостров» » 4,1 89,9 13,80 8,61 5,94 4,58
«Абхазия» » 6,9 131,59 18,25 8,15 5,51 4,73
«А. Можайский» » 14,5 152,40 17,38 11,56 7,86 5,86
«Советский Союз» » 26,3 205,20 24,00 14,32 8,65 6,55
«Белоруссия» Грузопассажирский паром 13,0 153,0 21,8 16,3 6,50 5,73
«Адлер» . Танкер 32,9 188,91 23,32 12,97 10,02 2,59
«София» То же 62,6 230,5 31,0 15,4 11,59 2,65
«Мир» » 51,8 214,8 28,3 14,6 10,88 2,77
«Дружба» » 53,3 214,9 29,2 14,78 10,91 2,85
«Леонардо да Винчи» » 64,2 227,8 31,0 15,5 11,82 3,09
«Дрогобыч» » 5,78 116,0 16,0 7,8 6,7 2,7
«Крым» » 150,7 295,0 45,0 25,4 17,0 3,2
«Варнемюнде» Универсальное 17,05 150,37 71,8 13-6 8,8 3,6
«Росток» То же 6,9 114,2 17,6 9,9 7,8 3,9
«Сестрорецк» Контейнеровоз 4,62 130,3 17,3 8,5 6,73 2,9
403
Таблица 23
Допускаемые давления на грунты основания
Грунт Допускаемые давления [о] —он при сочетаниях нагрузок и воздействий, кН/м2 Примечания
основных | особых
Скальные грунты
Скала в виде сплош- 1/7 от предела 1/5 от пре- Допускаемые давле-
ного или малотрещипо- прочности при дела проч- ния на скальные грун-
ватого массива без кар- сжатии в водо- ности при ты принимаются неза-
стовых пустот насыщенном сжатии в висимо от глубины за-
состоянии водонасы- ложения фундаментов
щенном состоянии и их размеров в плане
Скала сильно трещи- От 1500 до От 2100 до
новатая или разборная 600 в зависи- 900 в за-
скала в виде несмещен- мости от проч- висимости
ных отдельностей, об- ности породы от прочнос-
разующих подобие су- п размеров ти породы
хой кладки (не рухляк) отдельностей и размеров отдельностей
Полу скальные грунты
Мергель 750—250 1000—350
Окремненная глина
600—400
850—550
Допускаемые давления па полускальные грунты принимаются в зависимости от прочности и сжимаемости породы, независимо от глубины заложения фундаментов и их размеров в плане
Щебенистый и галечниковый с песчаным заполнением пор
Щебенистый и галечниковый с глинистым заполнением пор
Дресвяный и гравийный, образовавшиеся из кристаллических пород
Дресвяный п гравийный, образовавшиеся из осадочных горных пород
Крупнообломочные грунты
600 850
400—250 550—350
500 700
300 400
Допускаемые давления па щебенистые и галечниковые грунты с глинистым заполнением пор принимаются в зависимости от консистенции глинистого заполнения
404
Продолжение табл. 23
Грунт Допускаемые давления [о] = ан при сочетаниях нагрузок и воздействий, кН/м2 Примечания
основных | особых
Песчаные грунты (кварцевые)
Плотные Средней плотности 1 Плотные Средней плотности
Песок гравелистый и крупный независимо от влажности Песок средней крупности независимо от влажности Песок мелкий: маловлажный очень влажный и насыщенный водой Песок пылеватый: маловлажный очень влажный насыщенный водой Глин 450 350 300 250 250 200 150 ’истые ( четве 350 250 200 150 200 150 100 немакро. '.ртичных 650 500 450 350 400 300 200 порит ' от лож 500 400 300 200 350 250 150 ле) гр. ;ений унты
при в —о \ при В- 1 при В -- 0 1 I ndu
Супеси при коэффициенте пористости: 8-0,5 8 — 0,7 300 250 250 150 400 330 330 200 Определение допускаемых давлений для промежуточных значений 8 и В производится путем интерполяций сначала для значений В —0 и В—1, затем путем интерполяций по В между полученными значениями допускаемых давлений для В —0 и В—1
405
Продолженис табл. 23
Грунт Допускаемые давления [а] = дн при сочетаниях нагрузок и воздействий, кН/м2 Примечания
основных | особых
при В — 0 при В= 1 при В=0 при В= 1
Суглинки при коэффициенте пористости: 8 = 0,5 8 = 0,7 8=1,0 300 250 200 250 180 100 400 330 300 330 220 130 Допускаемые давления на глины и суглинки, обладающие структурной связностью (что встречается преиму- щественно в грунтах более древнего возраста, чем четвертичный), могут быть повышены пропорционально отношению сопротивления раздавливанию образцов грунта с ненарушенной и с нарушенной структурами при одинаковой влажности грунта
Глина при коэффициенте пористости: 8 = 0,6 8 = 0,8 8=1,1 500 300 250 300 200 100 700 400 330 400 280 130 Допускаемые давления на глинистые грунты твердой консистенции (В<4)) принимаются:
для -супесей равными величинами, указанных в столбце для В = 0
для суглинков Ги глин на 20% выше величин, указанных в таблице для соответствующих грунтов и коэффициентов пористости в столбце для В — 0
406
Таблица 24
Геометрические характеристики металлического шпунта
Номер шпунта типа Ларсен Размеры профиля, мм Масса 1 пог.м шпунта, кг Момент сопротивления 117 1 пог. м стенки, см3
b it t
1-а 400 130 7 32,8 300
(новый) 400 220 7,5 35,6 600
I 400 150 8,0 40,0 500
II 400 200 10,2 48,8 850
II (новый) 400 270 9,5 48,8 1100
III 400 247 14,2 62,0 1350
III (новый) 400 290 13,0 62,0 1600
IV (новый) 400 360 14,8 74,0 2200
V 420 360 20,5 100,0 3000
VI 420 440 22,0 121,8 4200
VII 460 460 26,0 142,6 5000
Расчетные сопротивления грунта основания в плоскости нижних концов опор
Таблица 25
Глубина Сопротивления (о, кН/м2) песчаных грунтов средней плотности
погружения I 1
сваи, м Граве- I TZ Средней .. _ листых Крупных крупности Мелких Пылеватых
При консистенции В
1 0 1 0.1 0,2 | 0,3 | 0,4 | 0,5 | 0,6
3 7500 7000 6500 4000 3000 2900 2000 1800 1200 1200 1000 600
4 8300 6600 5100 3800 3000 2500 1900 1600 1250 700
5 8800 6700 6200 4000 3100 2800 2000 1300 800
7 9700 6900 4300 3300 2200 1400 850
10 10500 7300 5000 3500 2400 1500 900
15 11700 7500 5600 9000 2800 1600 1000
20 12600 8200 6200 4500 3100 1700 1100
25 13400 8800 6800 5000 3400 1800 1200
30 14200 9400 7400 5500 3700 1900 1300
35 15000 10000 8000 6000 4000 2000 1400
П р и м с ч а н и я: 1. 1 богда значс шие а указ ано дробью •, числитель > относится к пескам,
а знаменатель — к глинам.
2. Для промежуточных глубин погружение свай и промежуточных значений консистенции В глинистых грунтов значение а определяют интерполяцией.
3. Значением с можно пользоваться при условии, если заглубление сваи пли цилиндрической оболочки в неразмываемый и несрезаемый грунт не менее 4 м.
4. Для плотных песчаных грунтов значение О' увеличивают на 30%.
407
Таблица 26
Поправочный коэффициент cci, вводимый в расчет лобового сопротивления грунта o'
Конструкция ножа; метод погружения, диаметр опоры, характеристика грунтовых усилий и длительность «отдыха»
«1
Кольцевой нож скошен внутрь под углом 30—45°; низкочастотный вибратор, жестко прикрепленный к головке опоры; Р :2м; опирание на мощный слой песка средней плотности или глинистые грунты с В 0,4
То же, погружение забивкой
Нож отсутствует; погружение дизель-молотом или низкочастотным вибратором без крепления к голове опоры; D 0,8 м, опирание па пески или тугопластичные глины и суглинки
Длительность «отдыха» не учитывается для:
супесей
суглинков глин
1,3
1,0
0,7
0,9
0,7
0,6
П р и меча и и е. При наличии под подошвой свай глин и суглинков мягкопластичной консистенции с В=0,5 лобовое сопротивление при «отдыхе» до 15 сут учитывать нс следует.
Т а б л и ц а 27
Расчетные сопротивления грунта основания на боковой поверхности опор fi, кН/м* 2 3 4
ритории срезкой, подсыпкой, намывом до 3 м следует принимать от уровня природного рельефа, а при срезке, подсыпке, намыве более 3 м — от условной отметки, расположенной на 3 м выше уровня срезки или на 3 м выше уровня природного рельефа при подсыпке и намыве.
2. Для промежуточных глубин расположения слоя и промежуточных значений консистенции глинистых грунтов значения fi определяют интерполяцией.
3. Для плотных песчаных грунтов значение fi увеличивают па 30%.
4. При определении fi пласты грунтов расчленяются на однородные слои толщиной нс более 2 м.
408
Таблица 28
Расчетные сопротивления грунта на боковой поверхности опоры при В^0,5 и длительном «отдыхе»
Грунт Консистенция грунта f 1, кН/м2
Супеси 0,5 -Г В < 0,75 28
0,75 < ; в : 1,0 14
Суглинки и глины 0,5 ' В < 0,75 28
0,75 < ; в < 1,0 20
В ' > 1,0 10
Примечал и е. Данные таблицы соответствуют «отдыху» опор свыше 3 мес. при «отдыхе» от 1 до 3 мес значение ft уменьшается на 30%, а при «отдыхе» от 15 сут до 1 мес — на 50%. Глубина заложения слоя грунта в табл. 28 не учтена.
Таблица 29
Поправочный коэффициент ос2, вводимый в расчет бокового сопротивления fi
Грунт При погружении вибратором
Пески 1,1
Супеси и пылеватые пески • 0,9
Суглинки с В > 0,5 0,7
Глины с В > 0.5 0,6
Суглинки и глины с В < 0,4 1,0
Примечание. При погружении опор подмывом при условии последующей добавки на последнем метре погружения без применения подмыва коэффициента а2, указанные в таблице, снижаются введением дополнительного коэффициента, равного 0,9.
409
СПИСОК ЛИТЕРАТУРЫ
1. Б а е в С. М., Обухов С. А. Методы оценки эффективности экономических решений на морском транспорте. М., «Транспорт», 1969. 144 с.
2. Б а к а л е й н и к о в А. М., Исаков И. М. Поперечные наклонные судоподъемники. Л., «Речной транспорт», 1955. 220 с.
3. Белки н С. И. Путешествия по кораблям. Л., «Судостроение». 1972. 307 с.
4. Б р ю м А. И. Технологическое проектирование морских портов. М., «Транспорт», 1971. 328 с.
5. В а х а р л о в с к и й Г. А., Кучерявенко П. Ф., Бузи к В.Ф. Современные доковые сооружения для крупных и средних судов. Л., «Судостроение», 1968. 255 с.
6. Водные пути и порты. Кустов А. И., Н и к и ф о р о в В. Ф. и др. М., «Транспорт»,-1967. 376 с.
7. Г о р я ч е в А. М., П о д р у г и н Е. М. Устройство и основы теории морских судов. Л., «Судостроение», 1971. 325 с.
8. Г о р ю н о в Б. Ф. Специализированные причалы морских портов. М., «Транспорт». 1968. 312 с.
9. Горюнов Б. Ф., Ш и х и е в Ф. М. Морские порты и портовые сооружения. М., «Транспорт», 1970. 448 с.
10. Г о р ю н о в Б. Ф., Корчагина А. Я. Причальные и отбойные палы. М., «Транспорт», 1965. 101 с.
И. Г у р е в и ч В. Б. Речные портовые гидротехнические сооружения. М., «Транспорт», 1969. 416 с.
12. Д у б р о в а Г. А. Методы определения распорного давления грунта при расчете гидротехнических сооружений. М.—Л., «Морской транспорт», 1947. 178 с.
13. 3 у р н а д ж и В. А., Николаев В. В. Механика грунтов, основания и фундаменты. М., «Высшая школа», 1967. 416 с.
14. Клейн Г. К- , Д о р о ш к с в и ч Н. М., С м и р е и к и и П. П. Основания и фундаменты. М., «Высшая школа», 1967. 264 с.
15. К о т о в М. Ф. Планирование, организация и технология портовых перегрузочных работ. М., «Транспорт», 1970. 312 с.
16. Л у б е н о в Р. В., С л а п а к М. М., Яковлев П. И. План порта и размеры его основных элементов. Рекламбюро ММФ, 1970. 135 с.
17. Л у б е н о в Р. В., Яковлев П. И. Морские причальные сооружения гравитационного типа. Одесса, 1968. 198 с. (ОИИМФ).
18. Л у б е н о в Р. В., Полухин В. А., Тюрин А. П. Внешние оградительные сооружения морских портов. Одесса, 1972. 105 с. (ОИИМФ).
19. Михайлов А. В. Внутренние водные пути. Стройиздат, 1973. 320 с.
20. Морские порты и портовые сооружения. Б р ю м А. И. и др. М., «Морской транспорт», 1959. 520 с.
410
21. Портовые гидротехнические сооружения. Под общ. ред. В. Е. Лях-ницкого. 4.1 и II. М.—Л., «Морской транспорт», 1956. 360 с.
22. Портовые гидротехнические сооружения. (Конструирование и расчет). Горюнов Б. Ф. и др. Под общ. ред. В. Е. Ляхницкого. М., «Морской транспорт», 1956. 538 с.
23. Портовые гидротехнические сооружения. Сиверцев И. Н. и Др.-H.II. Под общ. ред. В. Е. Ляхницкого. Л., «Речной транспорт», 1955. 388 с.
24. Порты и портовые сооружения. Джунковский Н. Н. и др. М., Стройиздат. 4.1. 1969. 343 с. Ч.Н. 1967. 448 с.
25. Пособие по проектированию морских причальных сооружений. (ВСН 3—67). М., 1969. ЦБНТИ ММФ. 4.1 — 232 с., ч. II — 161 с., ч. III — 52 с.
26. Р е н г а ч В. Н. Шпунтовые стенки. (Расчет и проектирование). Л. Стройиздат, 1970. 112 с.
27. Строительные нормы и правила (СНиП П-И. 2—62; Н-Б. 5—67; П-Б. 3—-62; Ш-Б.6—62; П-Б.1—62). М., Стройиздат,
28. Справочник по строительству портовых гидротехнических сооружений. Под общ. ред. Г. Н. Николаева. М., «Транспорт», 1972. 474 с.
29. Техническая эксплуатация портовых сооружений. Андреев Г. Б. и др. Под общ. ред. Б. Ф. Горюнова. М., «Транспорт», 1974. 352 с.
30. Трофи менков Ю. Г., О б о д о в с к и й А. А. Свайные фундаменты жилых зданий. М., Стройиздат, 1964. 183 с.
31. Указания по проектированию гидротехнических сооружений, подверженных волновым воздействиям (СН 288—64). М., Стройиздат, 1965. 131 с.
32. Устройство и оборудование морских портов. Шихиев Ф. М. и др. М., «Транспорт», 1969. 392 с.
33. Фри д' Е. Г. Устройство судна. Л., «Судостроение», 1970. 367 с.
34. Ц ы т о в и ч Н. А. Механика грунтов. М., «Высшая школа», 1973. 280 с.
35. Ц ы т о в и ч Н. А., Б е р е з а н ц е в В. Г., Далматов Б. И. Основания и фундаменты. М., «Высшая школа», 1970. 383 с.
36. Я ко в л ев П. И. Давление засыпки на гидротехнические сооружения в сложных случаях. М.» Рекламинформбюро, ММФ, 1974. 64 с. (ОИИМФ).
37. Я к о в л е в П. И. Методы расчета несущей способности оснований гидротехнических сооружений по теории предельного равновесия. М., Реклам-информбюро, ММФ, 1974. 68 с. (ОИИМФ).
ОГЛАВЛЕНИЕ
Введение....................................................... 3
Часть первая
КЛАССИФИКАЦИЯ ТРАНСПОРТНЫХ ГИДРОТЕХНИЧЕСКИХ СООРУЖЕНИЙ
Глава I. Морские и речные порты.................................. 6
§ 1. Назначение и классификация морских портов .... 6
§ 2. Основные элементы портов........................ 7
§ 3. Порты на внутренних водных путях................ 9
Глава II. Транспортные гидротехнические сооружения................И
§ 4. Оградительные сооружения.................... . 11
§ 5. Причальные сооружения морских и речных портов 13
§ 6. Берегозащитные сооружения.......................17
§ 7. Судоподъемные сооружения........................18
Глава III. Судоходные каналы................................... 20
§ 8. Характеристика и размеры каналов................20
§ 9. Заносимость каналов.............................22
Часть вторая
ОСНОВАНИЯ ГИДРОТЕХНИЧЕСКИХ СООРУЖЕНИЙ
Глава IV. Характеристика грунтов, распределение в них напряжений и предельное равновесие грунтов .................................. 24
. § 10. Характеристика грунтов и их строительные свойства 24
§ 11. Физические свойства грунтов.....................27
§ 12. Механические свойства грунтов...................32
§ 13. Распределение напряжений в основаниях сооружений 35
§ 14. Давление грунтов на портовые сооружения .... 40
§ 15. Взаимодействие сооружения с основанием ..... 48
§ 16. Предельное равновесие основания.................56
§ 17. Общие положения по расчету устойчивости оснований и сооружений..........................................57
§ 18. Расчет общей устойчивости оснований и откосов гидротехнических сооружений................................62
Глава V. Проектирование сооружений на естественных основаниях 76
§ 19. Определение контактных напряжений по подошве жесткого фундамента. Нормативное давление на грунт 76
§ 20. Вычисление полной осадки и крена сооружения ... 81
§ 21. Осадка фундамента во времени и горизонтальные смещения сооружений...................................86
412
Глава VI. Фундаменты глубокого заложения и свайные...................88
§ 22. Применение свай и свайных фундаментов..............88
§ 23. Фундаменты глубокого заложения.....................92
§ 24. Проектирование и расчет свай и свайных фундаментов 94
Часть третья ПРИЧАЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глава VII. Конструкции причальных сооружений и их проектирование 103
§ 25. Типы причальных сооружений........................103
§ 26. Проектирование причальных сооружений..............104
§ 27. Определение внешних размеров причала..............105
Глава VIII. Расчет причальных сооружений............................107
§ 28. Основные положения расчета........................107
§ 29. Расчет по предельным состояниям...................108
§ 30. Состав нагрузок и их сочетания....................109
§ 31. Нагрузки от собственного веса сооружения . . . .111
§ 32. Нагрузки на морской причал от складируемых грузов 112
§ 33. Нагрузки на речной причал от складируемых грузов 113
§ 34. Нагрузки на причал от колес портальных крапов и транспортных средств.................................114
Глава IX' Нагрузки от воздействия судов.............................116
§ 35. Нагрузки от навала судна..........................116
§ 36. Нагрузки от течения воды..........................120
§ 37. Нагрузки от натяжения швартовов...................121
§ 38. Нагрузки от навала судна при подходе к сооружению 123
Глава X. Нагрузки от воздействия льда и сейсмические................127
§ 39. Характеристика ледовых нагрузок...................127
§ 40. Нагрузки от воздействия льда......................130
§ 41. Сейсмические нагрузки ........................... 132
Глава XI. Расчет!давления грунта....................................134
’ § 42. Давление сыпучей среды на подпорные сооружения 134
§ 43. Основные положения теории Кулона..................135
§ 44. Влияние равномерно распределенной нагрузки . . . 137
§ 45. Активное давление напластований грунтов с различ-t „ ными характеристиками............................139
§ 46. Расчет на «условную вертикаль»....................143
§ 47. Определение распорного давления грунта по формулам Г. А. Дуброва........................................144
§ 48. Влияние каменной призмы и разгружающих устройств па величину активного давления ..................... 151
§ 49. Влияние сцепления связных грунтов на величину их активного давления...................................153
§ 50. Влияние крановой нагрузки на величину активного давления грунта .................................... 155
§ 51. Пассивное сопротивление грунта....................158
Глава XII. Конструкции гравитационных причальных сооружений . . 162
§ 52. Основные элементы конструкций гравитационного типа.................................................162
§ 53. Причальные сооружения ряжевой конструкции . . . 162
§ 54. Причальные сооружения из массивовой кладки и монолитные 163
§ 55. Причальные сооружения из массивов-гигантов . . . 165
§ 56. Причальные сооружения уголкового типа...167
§ 57. Причальные сооружения из оболочек большого диаметра ...............................................1/0
§ 58. Преимущества и недостатки гравитационных конструкций .................................................172
§ 59. Перспективные конструкции гравитационного типа 174
413
Глава XIII. Расчет набережной из массивовой кладки 176
§ 60. Общие положения. Расчетные данные.................176
§ 61. Первый расчетный случай...........................179
§ 62. Второй расчетный случай ...................... . 191
§ 63. Третий расчетный случай......................194
§ 64. Четвертый расчетный случай...................197
Глава XIV. Расчет набережных из массивов-гигантов и оболочек большого диаметра....................................198
§ 65. Расчет причала из массивов-гигантов ....... 198
§ 66. Расчет набережной из оболочек большого диаметра 200
Глава XV. Расчет уголковой набережной с внешней анкеровкой <, е в 203
§ 67. Общие положения. Расчетные данные . . .... 203
§ 68. Первый расчетный случай..205
§ 69. Второй расчетный случай..214
§ 70. Третий расчетный случай..217
Глава XVI. Расчет уголковых набережных с внутренней анкеровкой и контрфорсами.................................................... 223
§ 71. Расчет уголковой набережной с внутренней анкеровкой 223
§ 72. Расчет уголковой набережной с контрфорсами . . . 224
Глава XVII. Конструкции тонких причальных стенок e . t в . г в » 226 § 73. Общие положения. Основные элементы................226
§ 74. Типы и конструкции шпунта.......................227
§ 75. Больверк из металлического шпунта...............230
§ 76. Больверк из железобетонного прямоугольного шпунта 231
§ 77. Больверк из железобетонного таврового шпунта . . 231
§ 78. Больверк из колонн-оболочек..................... 232
§ 79. Типы анкерных опор..............................233
§ 80. . Условия применения и сравнение различных вариантов конструкций.......................................234
§ 81. Перспективные конструкции тонких стенок.........235
Глава XVIII. Расчет тонкой стенки из металлического шпунта » . » 236 § 82. Общие положения. Расчетные данные.............................236
§ 83. Расчет лицевой шпунтовой стенки...................239
§ 84. Расчет анкерных опор..............................247
Глава XIX. Расчет топких стенок других типов е . в 8 6 , , . . в 251 § 85. Расчет гибких тонких стенок из железобетонного шпунта............................................................ 251
§ 86. Расчет безанкерных тонких стенок................ 251
§ 87. Расчет жестких тонких стенок...........; ... в 252
§ 88. Влияние свай на величину давления грунта . 255
Глава XX. Конструкции причальных сооружений на свайных основаниях 258
§ 89. Общие сведения....................................258
§ 90. Причальные сооружения эстакадного типа на призматических сваях........................................260
§ 91. Причальные сооружения эстакадного типа на колоннах-оболочках ...................................... ..... 261
§ 92. Набережные стенки.................................265
§ 93. Причалы на специальных основаниях.................266
§ 94. Условия применения и сравнения различных вариантов конструкций.......................................267
§ 95. Перспективные конструкции причальных сооружений
на свайных основаниях........................ . . . 268
Глава XXI. Расчет причала эстакадного типа в поперечном направлении 269
§ 96. Общие положения. Расчетные данные . , г . . . 269
§ 97. Определение нагрузок, приходящихся па ригель 271
§ 98. Определение нагрузок на ригель от действия транспортных средств.......................................273
414
§ 99. Определение горизонтальных нагрузок на ригель 276
§ 100. Глубина защемления свай в грунте...............277
§ 101. Расчет упругого центра секции.................. 278 .
§ 102. Расчетные сочетания нагрузок ..................281
§ 103. Расчет рамы методом сил.......................283
Глава XXII. Расчет набережных эстакадного типа в продольном направлении ........................................................287
§ 104. Расчет одпопролетной рамы......................287
§ 105. Расчет двух- и трехпролетных рам по таблицам . . 290 § 106. Расчет продольного ригеля как многопролетной балки на упругосмещающихся опорах по таблицам . . . 290'
Глава XXIII. Расчет причальных сооружений па общую устойчивость по круглоцилиндрической поверхности скольжения . . . 295 § 107. Устойчивость земляных откосов и откосных сооружений. ...........................................................295
§ 108. Проверка общей устойчивости причала из массивовой кладки................................................298
Глава XXIV. Специальные типы причальных сооружений.............301
§ 109. Палы...........................................301
§ ПО. Рейдовые причалы...............................303
§ 111. Специализированные причалы.....................304
Глава XXV. Швартовные приспособления и отбойные устройства » * 6 306 § 112. Швартовные приспособления.......................306
§ 113. Отбойные устройства............................307
Часть четвертая ОГРАДИТЕЛЬНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глава XXVI. Типы оградительных сооружений * ................... 4 310
§ 114. Классификация оградительных сооружений .... 310 §115. Общие указания по проектированию оградительных сооружений............................................311
§ 116. Определение внешних размеров сооружений........312
Глава XXVII. Нагрузки на оградительные сооружения 313
§ 117. Классификация и терминология волн..............313
§ 118. Волновой режим у сооружения....................316
§ 119. Воздействие стоячих волн на вертикальную стенку 317
§ 120. Волновое давление со стороны огражденной акватории 321
§ 121. Особые случаи воздействия неразбитых воли .... 322
§ 122. Воздействие разбитых и прибойных волн на вертикальную стенку........................................223
§ 123. Донные скорости при воздействии волн на вертикальные сооружения........................................325
Глава XXVIII. Конструкции оградительных сооружений вертикального' типа..............................................................327
§ 124. Оградительные сооружения гравитационного типа 327
§ 125. Оградительные сооружения свайной конструкций . . 331
§ 126. Обзор некоторых зарубежных оградительных сооружений ................................................332
§ 127. Конструкции вертикального типа.................333
§ 128. Сравнение различных вариантов конструкций . . 334
§ 129. Перспективные конструкции оградительных сооружений вертикального типа..............................335
Глава XXIX. Расчет вертикальных оградительных сооружений гравитационного типа........................................ . . . о э 335
§ 130. Общие положения. Расчетные данные..............335
§ 131. Расчет вертикального оградительного сооружения . 337 415
§ 132. Расчет общей устойчивости сооружения............341
§ 133. Особенности применения метода расчета по предельным состояниям....................................342
Глава XXX. Конструкции оградительных сооружений откосного типа 343
§ 134. Сооружения из наброски камня..................343
§ 135. Сооружения из массивовой наброски..............344
§ 136. Сооружения из наброски фасонных блоков .... 345
§ 137. Головные и корневые участки оградительных сооружений откосного типа..................................346
§ 138. Сравнение различных вариантов конструкций . . . 346
Глава XXXI. Расчет откосных оградительных сооружений...............348
§ 139. Высота наката волн па откос.....................348
§ 140. Скорости и давления волн........................349
§ 141. Указания по расчету морских и речных откосных сооружений............................................353
Глава XXXII. Специальные типы оградительных сооружений .... 355
§ 142. Сквозные и плавучие волноломы...................355
§ 143. Пневматические и гидравлические волноломы . . . 356
§ 144. Условия применения, преимущества и недостатки различных типов откосных сооружений......................357
Часть пятая
БЕРЕГОЗАЩИТНЫЕ СООРУЖЕНИЯ
Глава XXXIII. Сооружения пассивной защиты берегов..................358
§ 145. Берегоукрепительные стенки......................358
§ 146. Сооружения полуоткосного типа...................360
§ 147. Сооружения ступенчатого типа....................361
§ 148. Берегозащитные сооружения откосного типа .... 363
Глава XXXIV. Сооружения активной защиты берегов....................364
§ 149. Берегозащитные волноломы.......................364
§ 150. Буны...........................................367
Глава XXXV. Расчет берегозащитных сооружений....................371 <
• § 151. Общие положения. Расчетные данные....371
§ 152. Расчет вертикальных берегозащитных стопок . . . 372
§ 153. Расчет подводного волнолома....................375
§ 154. Расчет буи.....................................378
Приложения.........................................................381
Список литературы..................................................410
ВИКТОР НИКОЛАЕВИЧ УДОВИЧЕНКО, ПЕТР ИВАНОВИЧ ЯКОВЛЕВ
МОРСКИЕ И РЕЧНЫЕ ГИДРОТЕХНИЧЕСКИЕ СООРУЖЕНИЯ
Редакторы И. В. Глубокова, Е. Д. Некрасова
Переплет художника А. Д. Смелякова Техн, редактор И. Б. Усанова Корректоры: Г. Н. Баберкина, В. А. Спиридонова
Сдано в набор 11/11—1976 г. Подписано к печати 24/IX—1976 г.
Бумага 60Х90’/ю» тип. № 2. 26,0 печ. л. 28,02 уч.-изд. л. Т-13871. Тираж 3000 экз.
Изд. № 1-1-2/10 № 6862 Цена 1 р. 03 к. Заказ 891
Изд-во «Транспорт» Москва, Басманный туп.. 6а
Московская типография № 4 Союзполиграфпрома при Государственном комитете Совета Министров СССР по делам издательств, полиграфии и книжной торговли, Москва, И-41, Б. Переяславская ул., дом. № 46