Оградительные сооружения

Ograditel'nie_M_2.dwg

оградительное сооружение
направление волновых лучей во время сильных штормов
прямая параллельная береговой линии
Схема транспортировки массива - гиганта
Оградительное сооружение в виде одиночного мола из массивов - гигантов
Причальное сооружение в виде расположенных фронтально с уступом причалов из металлического шпунта
направление господствующих ветров
Оградительное сооружение в составе порта
Отметка верха берм. массивов
Масштаб вертикальный: 1:100
горизонтальный: 1:10000
Продольный разрез по оси мола
Мол в зоне стоячих волн
Мол в зоне разбивающихся волн
Оградительное сооружение откосного типа
Продольный разрез головы мола
Схема для расчёта напряжений
под подошвой сооружения
под каменной постелью
Оградительное сооружение вертикального типа
Схема для расчёта устойчивости на плоский сдвиг
по подошве сооружения
вместе с каменной постелью
Эпюра давления разбивающихся волн на вертикальную стенку
Эпюра давления прибойных волн на вертикальную стенку
Профиль дна и каменной постели вдоль оси мола
Эпюра давления от стоячих волн на вертикальную стенку

Оградительные_М.doc

Московский Государственный Строительный Университет
Кафедра Водного Хозяйства и Морских Портов
«Оградительные сооружения»
Студентка: Пашова Е.А.
Руководитель проекта: Губина Н.А.
ПРОЕКТИРОВАНИЕ ПРИЧАЛЬНОГО ФРОНТА3
1. Определение размеров разворотного круга4
2. Расположение и размеры входа в порт4
3. Навигационная и проектная глубины на акватории порта5
ОЦЕНКА ВОЛНОВОГО РЕЖИМА ПОРТА.6
1. Расчёт элементов волн в глубоководной зоне.6
2. Расчёт элементов волн в мелководной зоне.7
3. Расчёт элементов волн в прибойной зоне.9
4. Расчёт высоты наката на откос.10
4. Расчёт элементов волн на ограждённой акватории.10
ПРОЕКТИРОВАНИЕ КАМЕННОЙ ПОСТЕЛИ11
ОСНОВНЫЕ ГАБАРИТЫ ОГРАДИТЕЛЬНЫХ СООРУЖЕНИЙ12
1. Оградительное сооружение вертикального типа12
1.2. Подводная стенка13
2. Оградительное сооружение откосного типа13
СТАТИЧЕСКИЕ РАСЧЁТЫ ОГРАДИТЕЛЬНОГО СООРУЖЕНИЯ ВЕРТИКАЛЬНОГО ТИПА15
1. Расчёт волновых нагрузок16
1.1. Расчёт нагрузок от действия стоячих волн16
1.2. Расчёт нагрузок от действия разбивающихся волн17
1.3. Расчёт нагрузок от действия прибойных волн18
2. Проверка устойчивости на плоский сдвиг по подошве сооружения18
3. Проверка устойчивости на плоский сдвиг вместе с каменной постелью19
4. Проверка прочности грунтового основания20
4.1. Определение напряжений под подошвой сооружения21
4.2. Определение напряжений под каменной постелью21
5. Расчёт общей устойчивости сооружения22
6. Проверка возможности размыва дна перед сооружением22
7. Проверка устойчивости берменных массивов23
РАСЧЁТ ОСНОВНЫХ ЭЛЕМЕНТОВ И ЧАСТЕЙ ОГРАДИТЕЛЬНОГО СООРУЖЕНИЯ25
СПИСОК ИСПОЛЬЗОВАННОЙ ЛИТЕРАТУРЫ:27
Проектирование каменной постели
Исходя из особенностей проектирования сооружений гравитационного типа вертикального профиля главное назначение постели в основании оградительных сооружений – создание ровной поверхности обеспечение большей равномерности распределения давления на поверхности естественного основания уменьшение этого давления и предохранение грунтов от размыва под подошвой стенки и в непосредственной близости от неё.
При сжимаемых но достаточно плотных грунтах основания (по заданию грунт основания – глина) постель состоит из обратного фильтра толщина которого не менее 0.5 м и каменной призмы с минимальной высотой (включая высоту обратного фильтра) 1.5 2 м.
При проектировании каменной постели прежде всего необходимо провести пикетаж по всей длине мола начиная от головы и построить продольный профиль дна и берега с нанесёнными максимальным минимальным и нулевым уровнями воды в море.
Уклоны откосов каменной постели зависят от крупности камня и волновых скоростей и практически составляют 1:2 1:3 для откоса со стороны моря и 1:1.25 1:2 – для тылового. Предварительно принимаем уклон откоса со стороны моря равным 1:2 со стороны акватории порта – 1:2.
Продольный профиль дна и берега с необходимыми для проектирования постели уровнями представлен на рис. 4.
Основные габариты оградительных сооружений
При проектировании оградительных сооружений прежде всего необходимо назначить основные габаритные размеры сооружения.
1. Оградительное сооружение вертикального типа
Оградительные сооружения вертикального типа состоят из подводной стенки надстройки и каменной постели.
Основные элементы оградительных сооружений вертикального типа включают в себя (рис. 6):
берма каменной постели;
Надстройка состоит из мощной монолитной плиты и сборно–монолитного парапета. Основное назначение надстройки – обеспечение надёжной связи между отдельными частями подводной стенки что особенно важно при возведении её из бетонных массивов.
Надстройка играет существенную роль в увеличении общей устойчивости сооружения поскольку она находится выше уровня воды и в расчёт вводится её вес без учёта взвешивания. Надстройка воспринимает наибольшее волновое давление что также необходимо учитывать при проектировании и расчёте оградительных сооружений.
Толщину плиты принимаем tпл = 2 м.
Надстройку необходимо надёжно связать с подпорной стенкой. Для этого в колодцы бетонных массивов устанавливают арматурные каркасы анкеры и т.д.
Сечение парапета проверяется расчётом на воздействие волнового давления. Ширину парапета поверху принимаем 2 м. Возвышение парапета над гребнями стоячих волн при недопустимости перелива должно составлять 0.5 м. Возвышение свободной волновой поверхности h м у вертикальной стены отсчитываемое от расчётного уровня воды определяется по формуле:
w = 2p `T – круговая частота волны;
`T – средний период волны с;
`l – средняя длина волны`l = 98.76 м.
h – высота волны 1%–ой обеспеченности у головы мола h = 6.56 м.
При подходе к стене вершины волны возвышающимся над расчётным уровнем на hmax м принимаем coswt = 1 тогда
Принимаем отметку парапета равной +8.9 м.
1.2. Подводная стенка
Подводная стенка по заданию выполняется из массивов–гигантов. Для назначения размеров массива–гиганта необходимо знать глубину в районе установки М–Г тогда ширина М–Г равна (0.7–0.9) db где db. – глубина у головы мола db = 15.0 м Во избежание растрескивания М–Г и соприкасания его с соседними массивами при неравномерной деформации основания его длину обычно принимают в пределах 20–25 м. Принимаем следующие размеры М–Г: ширина –11.8 м длина – 20.7 м. Ящик М–Г для повышения жесткости разделяется внутренними перегородками. В отсеках в целях затопления устраиваются отверстия для задвижек (кингстоны). Из условия долговечности толщину наружной стены dw принимаем равной 0.4 м – со стороны акватории и 0.26 м – со стороны территории порта; толщина перегородок равна – 0.2 м толщина днища – 0.4 м. Буксировку и установку ящиков производят при волнении не более 2 баллов и при благоприятном прогнозе погоды не менее чем на 2 суток.
Благодаря меньшей стоимости и более простой технологии работ применяем песчано–гравийное заполнение.
Схема оградительного сооружения вертикального типа представлена на рис. 5.
2. Оградительное сооружение откосного типа
Тип оградительного сооружения откосного типа выбирается в зависимости от расчётной высоты волны. В нашем случае при hрасч. = 6.56 м применяем оградительное сооружение откосного типа из наброски массивовых блоков на каменной постели.
При проектировании сооружения откосного профиля и крепления откосов из рваного камня обыкновенных и фасонных бетонных или железобетонных блоков вес отдельного элемента G или Gz т соответствующую состоянию его предельного равновесия от действия ветровых волн необходимо определять:
При расположении блока на участке откоса от верха сооружения до глубины z = 0.7h по формуле:
то же при z > 0.7h по формуле:
kfr – коэффициент принимаемый по таблице 12 (СНиП 2.06.04–82 стр. 9). Принимаем для обыкновенных бетонных блоков kfr = 0.021;
gm – объёмный вес бетона gm = 2.4 тм3;
ctgj – заложение откоса при заложении 1:1 ctgj = 1;
h2% – высота волны у головы 2%–ой обеспеченности определяемая по формуле:
kt – коэффициент трансформации kt = 1.025;
kr – коэффициент рефракции kr = 0.933;
– средняя высота волны = 4.23 м.
По найденному весу бетонных массивов подбираем их размеры исходя из условия что высота массива (h) равна ширине а длинна составляет полторы высоты.
Таким образом значение высоты h находим из следующей зависимости:
Выполняем наброску из массивовых блоков размером 2.52.53.75.
Для оградительных сооружений откосного типа возводимых из наброски бетонных массивов нормы рекомендуют определять отметку гребня по следующей зависимости:
Отметка гребня оградительного сооружения откосного типа отсчитывается от максимального уровня воды.
Ширина гребня Bг при наброске бетонных массивов составляет Bг = 2L где L – наибольший размер массива. L = 1.5h = 1.5.2.5 = 3.75 м следовательно Bг = 2.3.75 = 7.5 м. Принимаем ширину гребня равной Bг = 7. 5 м.
Ширина сооружения на уровне поверхности воды B при наброске бетонных массивов составляет B = 4L где L – наибольший размер массива. L = 1.5h = 1.5.5.5 = 3.75 м следовательно B = 4.3.75 = 15.0 м. Принимаем ширину гребня равной B = 15.0 м.
Схема оградительного сооружения откосного типа с предварительно назначенными размерами представлена на рис. 5.
Статические расчёты оградительного сооружения вертикального типа
При больших горизонтальных нагрузках действующих на портовые гидротехнические сооружения возникают неравномерные напряжения в их основании особенно у сооружений гравитационного типа что влечёт за собой развитие неравномерных осадок и смещений сооружений оказывающихся в ряде случаев определяющими при назначении размеров этих сооружений. В таких случаях используются расчёты по предельным состояниям позволяющим учесть перераспределение напряжений в основании по мере увеличения смещений.
При расчётах набережных берегоукрепительных или оградительных сооружений рассматривают две группы предельных состояний.
К первой группе предельных состояний определяющих потерю несущей способности расчётной системы (полная непригодность сооружения к эксплуатации) относятся:
потеря общей устойчивости сооружения или его части совместно с грунтом основания в том числе сдвиг по подошве конструкции по контакту каменной постели с грунтом или по иной поверхности;
потеря устойчивости на опрокидывание гравитационных сооружений при скальных грунтах основания;
разрушение элементов конструкции или узлов соединения;
перемещения конструкций от которых зависит прочность сооружения в целом.
Ко второй группе предельных состояний определяющих непригодность сооружений к нормальной эксплуатации относятся:
недопустимые перемещения осадки или крен;
образование или недопустимое раскрытие трещин в железобетонных элементах конструкции.
Все расчёты по первой группе предельных состояний выполняются на основные и особые сочетания расчётных нагрузок при расчётных сопротивлениях материала конструкции и грунта основания; расчёты по второй группе производят только для основных сочетаний нормативных нагрузок при нормативных сопротивлениях материалов.
1. Расчёт волновых нагрузок
1.1. Расчёт нагрузок от действия стоячих волн
Расчёт сооружений на воздействие стоячих волн со стороны открытой акватории (рис. 6) должен производиться при глубине до дна db > 1.5h и глубине над бермой dbr > 1.25h. Для расчёта выбираем сечение у головы мола на глубине db = 13.2 м (при высоте волны h = 6.43 м db = 13.2 м > 1.5h = 9.65 м) при этом глубина над бермой в этом сечении составляет dbr = 8.9 м что больше чем 1.25h = 8.04 м.
При этом в формулах для свободной волновой поверхности и волнового давления вместо глубины до дна db м необходимо применять условную расчётную глубину db м определяемую по формуле:
df – глубина над подошвой сооружения df = 10.7 м;
db – глубина до дна db = 13.2 м;
kbr – коэффициент принимаемый по графикам рис. 2 (СНиП 2.06.04–82 стр. 1). При df db = 0.81 и bbr `l = 0.071 принимаем kbr = 0.725.
Возвышение или понижение свободной волновой поверхности h м у вертикальной стены отсчитываемое от расчётного уровня воды определяется по формуле:
`l – средняя длина волны`l = 98.2 м.
k = 2×3.14 98.2 = 0.064
При максимальном значении горизонтальной линейной волновой нагрузки Pxc кНм для гребня волны возвышающегося над расчётным уровнем на hc м coswt определяем по формуле:
Так как d `l = 0.13 0.2 по рекомендациям СНиП 2.06.04–82 принимаем coswt = 1.
При максимальном значении горизонтальной линейной волновой нагрузки Pxt кНм для подошвы волны расположенной ниже расчётного уровня на ht м принимаем значение coswt = –1 тогда:
В мелководной зоне горизонтальную линейную нагрузку на вертикальную стену Px тм при гребне или ложбине стоячей волны (см. рис. 6) необходимо принимать по эпюре волнового давления при этом величина p тм2 на глубине z м должна определяться по таблице 1 (СНиП 2.06.04–82 стр. 3).
Заглубление точек z м
Значение волнового давления p кПа
Здесь k2 k3 k4 k5 k8 k9 – коэффициенты определяемые по графикам рис.3 4 5 (СНиП 2.06.04–82 стр. 3) определяемые по найденным значениям`l d = 7.38 и h `l = 0.07.
1.2. Расчёт нагрузок от действия разбивающихся волн
Расчёт сооружений на воздействие разбивающихся волн со стороны открытой акватории должен производиться при глубине над бермой dbr 1.25h. и глубины до дна db ³ 1.5h. Для расчёта выбираем сечение на глубине db = 9.4 м (при высоте волны h = 6.03 м db = 9.4 м > 1.5h = 9.05 м) при этом глубина над бермой в этом сечении составляет dbr = 5.3 м что меньше чем 1.25h = 7.54 м (рис. 7).
Горизонтальную линейную нагрузку на вертикальную стену Pxc тм от разбивающихся волн необходимо принимать по площади эпюры бокового волнового давления при этом величина p тм2 для значений ординат z м следует определять по формулам:
z1 = – h = – 6.03 мp1 = 0;
здесь h – высота волны в рассматриваемом сечении h = 6.03 м;
`l – средняя длина волны`l = 91.56 м.
Вертикальную линейную нагрузку Pzc тм от разбивающихся волн следует принимать равной площади эпюры взвешивающего волнового давления и определить по формуле:
a – ширина сооружения a = 11.8 м;
m – коэффициент принимаемый по таблице 5 (СНиП 2.06.04–82 стр. 6). При a (db – df) = 11.8 (9.4 – 7.1) = 5.13 принимаем значение коэффициента m = 0.807.
1.3. Расчёт нагрузок от действия прибойных волн
Расчёт сооружений на воздействие прибойных волн со стороны открытой акватории должен производиться при глубине db . dcr на примыкающем к стене участке дна протяжённостью не менее 0.5`l м. Для расчёта выбираем сечение на глубине db = 6.0 м (при критической глубине dcr = 8.9 м db = 6.0 м dcr = 8.9 м) высота прибойной волны hsur = 4.5 м средняя длина прибойной волны`l = 78.48 м (рис. 7). При этом возвышение вершины максимальной прибойной волны hcsur м над расчётным уровнем следует определять по формуле:
hsur – высота прибойной волны hsur = 4.5 м;
dcr – критическая глубина dcr = 8.9 м;
df – глубина над подошвой сооружения df = 3.5 м.
Горизонтальную линейную нагрузку на P при этом величины p тм2 для значений ординат z м должны определяться по формулам:
z1 = – hsur = – 4.5 мp1 = 0;
Вертикальную линейную нагрузку Pzc тм от прибойных волн следует принимать равной площади эпюры взвешивающего волнового давления (с высотой p3) и определить по формуле:
здесь a – ширина сооружения a = 11.8 м.
2. Проверка устойчивости на плоский сдвиг по подошве сооружения
Критерием обеспечения устойчивости гидротехнического сооружения на сдвиг является условие:
E R – расчётные значения соответственно обобщённых сдвигающих сил и сил предельного сопротивления;
gр – коэффициент перегрузки принимаемый равным 1.05;
gc – коэффициент условной работы принимаемый равным 1.0;
gn – коэффициент надёжности по степени ответственности сооружений принимаемый равным для I класса сооружений 1.25.
Расчётная схема для определения устойчивости представлена на рис. 8.
E – равнодействующая волнового давления от действия стоячих волн E = P
fтр – коэффициент трения бетона по камню fтр = 0.6;
g0 – собственный вес оградительного сооружения:
g – взвешенная волновая нагрузка от воздействия стоячих волн g = Pzc .
g = 5546.2 – 298.1 = 5248.1 т
R = 5248.1 . 0.6 = 3148.86 т.
Устойчивость сооружения на плоский сдвиг при действии стоячих волн по плоскости A – A обеспечена.
3. Проверка устойчивости на плоский сдвиг вместе с каменной постелью
Проверку устойчивости сооружения на сдвиг вместе с каменной постелью необходимо провести по двум плоскостям AD и BD в этом случае к удерживающим силам следует отнести также вес каменной постели в контуре ограниченном плоскостями сдвига (рис. 8).
Условие устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости AD:
gп – вес каменной постели заключённой в контуре ACD:
a – угол наклона плоскости AD к горизонту a = 7°;
fтр – коэффициент трения камня по камню fтр = 1.
Устойчивость сооружения на плоский сдвиг по плоскости AD обеспечена.
Условие устойчивости сооружения на сдвиг по плоскости BD:
E – равнодействующая волнового давления при продлении эпюры до поверхности естественного основания E = 1353.8 т;
gп – вес каменной постели в контуре ABCD:
g – сумма вертикальных сил g = 5248.1 т;
fтр – коэффициент трения камня по грунту основания fтр = tgj где j – угол внутреннего трения грунта основания при j = 17° fтр = tg17° = 0.306;
c – удельное сцепление грунта основания для суглинка c = 50 кПа = 5.0 тм2;
F – площадь подошвы каменной постели по отрезку BD F = 18.13 . 20.7 = 378.81 м2.
Устойчивость сооружения на плоский сдвиг по плоскости BD обеспечена.
4. Проверка прочности грунтового основания
Проверка прочности грунтового основания заключается в определении нормальных краевых напряжений под подошвой сооружения и под каменной постелью. Напряжения определяются по обычным зависимостям сопротивления материалов для внецентренного сжатия в предположении что сооружение и грунт являются абсолютно жёстким телом.
4.1. Определение напряжений под подошвой сооружения
Определение напряжений под подошвой сооружения осуществляется по следующей формуле:
F – площадь подошвы сооружения F = L.B (B – ширина сооружения B = 11.8 м L – длина секции массива – гиганта L = 20.7 м) F = 20.7.11.8 = 244.26 м2;
W – момент сопротивления подошвы сооружения относительно оси проходящей через центр тяжести. W = L2.B6 = W = 20.72.11.86 = 842.7 м3;
M – суммарный момент всех внешних сил относительно оси проходящей через центр тяжести.
Mопр и Mуд – соответственно опрокидывающий и удерживающий моменты определяемые по формулам:
M = 11202.46 – 4363.94 = 6939.52 тм.
R – несущая способность каменной постели R = 50 тм2 = 5 кгсм2.
Условие выполнено следовательно несущая способность каменной постели достаточна.
Эпюра нормальных краевых напряжений под подошвой сооружения представлена на рис. 9.
4.2. Определение напряжений под каменной постелью
Нормальные напряжения в плоскости подошвы каменной постели могут быть определены по условному методу исходящему из предположения о распределении давления в каменной постели под углом 45° (рис. 9).
Нормальные напряжения в плоскости контакта постели с грунтом определяются по формуле:
B – ширина подошвы сооружения B = 11.8 м;
tп – высота каменной постели tп = 2.5 м;
gkвзв – объёмный вес материала каменной постели под водой gkвзв = 1.2 тм3;
R1 – расчётное сопротивление грунта основания R1 = 30 тм2 =3 кгсм2.
Условие выполнено следовательно несущая способность грунта основания достаточна.
Эпюра нормальных краевых напряжений под каменной постелью представлена на рис. 9.
5. Расчёт общей устойчивости сооружения
Расчёт устойчивости по схеме плоского сдвига является основным для портовых гидротехнических сооружений и единственным для гравитационных конструкций на несвязных грунтах основания при выполнении условия:
N0 – безразмерный критерий (число моделирования) характеризующий степень развития пластических деформаций в грунте под сооружением для глин принимаем равным 3;
g – расчётный объёмный вес грунта основания находящегося во взвешенном состоянии и определяющийся по формуле:
gсух –объёмный вес грунта основания в сухом состоянии;
gв – объёмный вес воды;
Условие выполняется следовательно пластические деформации под наиболее нагруженной гранью сооружения незначительны и возможность потери устойчивости основания по схеме глубинного или смешанного сдвига практически исключается.
6. Проверка возможности размыва дна перед сооружением
Данная проверка заключается в определении максимальных донных скоростей при воздействии стоячих разбитых и прибойных волн.
Максимальную донную скорость vbmax мс перед вертикальной стеной (от воздействия стоячих волн) на расстоянии 0.25`l от передней грани необходимо определять по формуле:
`l – средняя длина волны рассматриваемом сечении`l = 98.2 м.
h – высота волны 1%–ой в рассматриваемом сечении h = 6.43 м;
ksl – коэффициент принимаемый по таблице 3 (СНиП 2.06.04–82 стр. 5). При отношении`lh = 15.27 принимаем ksl = 0.7527.
Максимальную скорость воды vfmax мс над поверхностью бермы перед вертикальной стеной при разбивающихся волнах необходимо определять по формуле:
df – глубина над подошвой сооружения df = 6.29 м;
h – высота волны 1%–ой в рассматриваемом сечении h = 6.03 м.
Максимальная донная скорость прибойной волны vbmax мс перед вертикальной стеной со стороны открытой акватории должна определяться по формуле:
df – глубина над подошвой сооружения df = 3.5 м;
hsur – высота прибойной волны hsur = 4.5 м.
Допустимые значения неразмывающих донных скоростей vbadm мс для грунта крупностью фракций d10 мм (d10= 3 мм) следует принимать по рис. 7 (СНиП 2.06.04–82 стр. 5).
Так как донные скорости превышают допустимые значения скоростей необходимо предусматривать защиту от размыва основания в виде отсыпки камня толщиной 1.5 м и шириной`l4.
7. Проверка устойчивости берменных массивов
Эпюра взвешивающего волнового давления на берменные массивы должна приниматься трапецеидальной (рис. 10) с ординатами pbri тм2 определяемыми (при i = 1 2 или 3) по формуле:
kbr – коэффициент принимаемый по таблице 4 (СНиП 2.06.04–82 стр. 5). При d `
pf – волновое давление на уровне подошвы сооружения.
Критерием устойчивости берменных массивов является условие:
Mопр и Mуд – соответственно опрокидывающий и удерживающий моменты (см. рис. 10) определяемые по формулам:
Условие выполнено следовательно устойчивость берменных массивов обеспечена.
Расчёт основных элементов и частей оградительного сооружения
В дополнение к общим расчётам гравитационных сооружений молы и волноломы из массивов – гигантов следует проверить плавучесть и остойчивость массива – гиганта при транспортировке.
Проверка плавучести ящика массива – гиганта заключается в вычислении осадки T м по формуле:
Q0 – объёмное водоизмещение ящика на плаву Q0 = Ggw где G – вес ящика массива – гиганта G = 1679.4 т gw – удельный вес воды gw = 1 тм3.
Q0 = 1679.4 1 = 1679.4 м3.
q – объём консольных выступов q = 0;
B и L – ширина и длина ящика B = 11.8 м L = 20.7 м.
Таким образом осадка массива – гиганта при транспортировке составит:
Так как возвышение массива – гиганта над уровнем воды составляет более 2.5 м (4.42 м) транспортировку необходимо производить с балластом. Для определения слоя воды t который необходимо залить чтобы получить необходимую осадку необходимо решить обратную задачу задавшись осадкой массива.
T = H – 2.0 м = 11.3 – 2 = 9.3 м здесь H – высота массива – гиганта.
Определим вес М – Г с балластом:
Вес необходимого балласта определим из выражения:
Слой воды балласта t определяется отношением веса балласта к суммарной площади всех отсеков М – Г:
Проверка остойчивости плавающего ящика сводится к определению метацентрической высоты:
rm – метацентрический радиус м rm = LB312V (V – объём подводной части ящика М – Г V = BLT = 11.8 . 20.7 . 9.3 = 2271.62 м3) тогда rm = 20.7 . 11.8312 . 2271.62 = 1.25 м;
yw и yc – ордината центра водоизмещения и центра тяжести массива – гиганта соответственно при совмещении оси x с подошвой М – Г (см. рис. 11).
Для ящиков массивов – гигантов которые буксируют на малые расстояния при тихой погоде допускается m ³ 0.15 0.2.
Таким образом плавучесть и остойчивость массива – гиганта обеспечена.
Список использованной литературы:
СНиП 2.06.04–82. Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения (волновые ледовые и от судов). Москва 1983;
СНиП 2.03.01–84. Бетонные и железобетонные конструкции. Москва 1985;
Порты и портовые сооружения: учеб. для вузов П60 Г.Н. Смирнов Б.Ф. Горюнов Е.В. Курлович С.Н. Левачёв А.Г. Сидорова Е.А. Корчагин; под ред. Г.Н. Смирнова. – 2-е изд. перераб. и доп. – Москва: Стройиздат 1993;
Порты и портовые сооружения: учебное издание под ред. Смирнов Г.Н. Аристархов В.В. Левачёв С.Н. Сидорова А.Г. Корчагин Е.А.. Москва: Издательство АСВ 2003;
Простейшие кладки под ред. А.Г. Александров. Изд. Георг. 2000 г.
Указания по проектированию гидротехнических сооружений из кладки массивов разной массы. РД 31.31 (1–ая редакция). Москва 1979г;
Справочник по гидравлическим расчетам» под ред. П.Г. Киселева издательство «Энергия» Москва 1970г.