Реферат Проектирование гравитационной платформы типа монопод
Работа добавлена на сайт bukvasha.net: 2015-10-28Поможем написать учебную работу
Если у вас возникли сложности с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой - мы готовы помочь.
Предоплата всего
от 25%
Подписываем
договор
Московский Государственный Строительный Университет
Кафедра Водного Хозяйства и Морских Портов
Курсовой проект
На тему:
«Проектирование гравитационной платформы типа монопод»
Выполнил:
Студент: Кошелев В.А.
Факультет: ГСС
Курс: IV
Группа: 5
Руководитель проекта: Носков Б.Д.
Москва 2009
Содержание:
Введение: 2
Исходные данные: 2
1. Определение основных размеров сооружения.. 3
1.1. Определение площади верхнего строения.. 3
1.2. Диаметр опорной колонны... 3
1.3. Определение размеров опорной базы... 4
2. Определение параметров волны... 4
3. Определение нагрузок, действующих на сооружение.. 6
3.1. Волновые нагрузки.. 7
3.1.1. Волновая нагрузка на вертикальную обтекаемую преграду. 7
3.1.2. Волновая нагрузка на блок основания. 9
3.2. Нагрузки ото льда.. 10
3.3. Ветровые нагрузки.. 10
4. Расчёт общей устойчивости.. 12
4.1. Расчёт устойчивости сооружения на опрокидывание. 12
4.2. Расчёт устойчивости на сдвиг. 13
4.3. Расчёт устойчивости сооружения по несущей способности грунта основания.. 14
4.4. Определение напряжений под подошвой сооружения.. 15
5. Расчёт опорной колонны... 15
5.1. Расчёт прочности кольцевого сечения.. 15
5.2. Конструирование ненапрягаемой арматуры... 17
6. Расчёт опорного блока.. 18
6.1. Определение нагрузок и изгибающих моментов.. 18
6.1.1. Случай 1. Транспортировка опорного блока к месту установки. 18
6.1.2. Случай 2. Установка опорного блока на дно. 19
6.2. Определение площади сечения ненапрягаемой арматуры в опорном блоке 21
7. Расчёт верхнего строения.. 22
7.1. Расчёт настила.. 23
7.1.1. Определение пролётных и опорных моментов, поперечных сил и опорных реакций 23
7.1.2. Подбор сечения настила. 24
7.2. Расчёт рамы... 24
7.2.1. Определение усилий в стержнях рамы.. 24
7.2.2. Подбор сечений элементов фермы.. 27
8. Расчёт рёбер опорной базы... 29
8.1. Расчёт рёбер на восприятие сил при погружении их в грунт. 29
8.2. Армирование рёбер. 29
Заключение. 31
Список использованной литературы: 31
Введение:
В настоящее время нефть и газ составляют более 70% от всех видов источников энергии в мировом масштабе. Около 70 стран мира производят интенсивную разведку месторождений углеводородов на шельфе мирового океана. В экономически развитых странах ежегодные затраты на освоение запасов нефти и газа на шельфе превышают 50 млрд. долларов.
Наша страна обладает самыми обширными площадями шельфа, которые составляют около 22% от их общей площади на планете. Примерно 70% данной площади являются перспективными по добыче нефти и газа. Основная часть разведанных месторождений находится на шельфе арктических и дальневосточных морей, которые характеризуются суровыми климатическими условиями и, в первую очередь, тяжелыми ледовыми режимами. Подъём экономики России требует увеличения добычи нефти и газа, которое невозможно осуществить без устройства морских месторождений. Разведочные работы на континентальном шельфом шельфе стали причиной рождения нового типа флота в нашей стране – нефтегазопромыслового.
Освоение морских запасов нефти и газа требует строительства ледостойких морских нефтегазопромысловых гидротехнических сооружений. Их строительство невозможно без создания новых высокоразвитых инфраструктур в районах, прилегающих к обустраиваемым месторождениям. В состав инфраструктур будут несомненно входить новые порты или специализированные районы в существующих портах, которые необходимо реконструировать.
Отраслям морского гидротехнического строительства, связанным с морским транспортом и морской нефтегазодобычей, предстоит подъём. Ответственность морских гидротехнических сооружений высока, следовательно, нельзя допустить их повреждения и аварий в процессе строительства и эксплуатации под воздействием факторов внешней среды.
Целью данного курсового проекта является проектирование по исходным данным гравитационной платформы типа монопод и проверка её на устойчивость при воздействии различного вида ветровых, волновых и ледовых нагрузок и их сочетаний. Данное сооружение является уникальной конструкцией и представляет собой двухпалубную нефтегазопромысловую платформу с размещением на ней жилых и административных помещений, а также буровой вышки и целого спектра промышленного добывающего оборудования. Такие типы платформ, как монопод, применяются в случаях, когда месторождения находятся на глубинах от 60 до 150 м в условиях умеренной ледовой ситуации.
Исходные данные:
Тип сооружения – монопод;
Глубина моря d =
Колебания уровня
Средняя высота волны
Период волны
Скорость ветра Vw = 28 м/с;
Толщина льда hльда =
Технологическая нагрузка – 2 т/м2;
Грунт – 2;
Количество скважин n = 6.
1. Определение основных размеров сооружения
1.1. Определение площади верхнего строения
Площадь верхнего строения вычисляется по формуле:
n – количество скважин в платформе, n = 6.
Тогда площадь верхнего строения равна:
В связи с тем, что верхнее строение имеет двухпалубную конструкцию, вычисляем площадь каждой палубы S1:
Расстояние между верхней и нижней палубами принимаем равным 6 м.
Каждая палуба имеет форму квадрата, со стороной а:
1.2. Диаметр опорной колонны
Диаметр опорной колонны выбирается в зависимости от количества скважин в платформе:
По заданию имеем 6 скважин с диаметром 0.9 м, расстояние между осями скважин составляет не менее 2 м, расстояние от оси скважины до стенки колонны – не менее 1 м, толщины стенки составляет 0.4 м.
Согласно заданным параметрам подбираем диаметр опорной колонны.
Принимаем диаметр опорной колонны равным D = 10.0 м.
1.3. Определение размеров опорной базы
Принимаем опорную базу в виде квадрата со стороной основания B =
2. Определение параметров волны
Определив размеры верхнего строения, опорной базы и диаметр опорной колонны, необходимо найти расчётную отметку расположения нижней палубы верхнего строения, т.е. высоту над расчётным уровнем воды с учётом превышения взволнованной поверхности.
Расчётную высоту волны i %–ной обеспеченности hi, м, в мелководной зоне с уклонами дна 0.002 и более следует определять по формуле:
kt – коэффициент трансформации, kt = 1;
kr – коэффициент рефракции, kr = 1;
kl – обобщенный коэффициент потерь;
Обобщенный коэффициент потерь kl определяется по заданным значениям величины относительной глубины
Средняя длина волны
Относительная глубина:
С учётом найденного значения
Коэффициент ki, принимается по графику (СНиП 2.06.04–82, приложение 1, рис. 2) для безразмерной величины
Vw – скорость ветра, Vw = 30 м/с;
g – ускорение свободного падения, g = 9.81 м/с2.
Тогда
При обеспеченности 1% принимаем k1% = 2.11, а при обеспеченности 0.1% – k0.1% = 2.5.
Определив все необходимые коэффициенты, находим расчетную высоту волны, при обеспеченности 1%:
при обеспеченности 0.1%:
Превышение взволнованной поверхности над расчетным уровнем hс, м, следует определять по безразмерной величине hс/hi (СНиП 2.06.04–82, приложение 1, рис.3,) для данного значения безразмерной величины
hi – расчётная высота волны, при обеспеченности 0.1%, h0.1% = 8.5 м;
При вычисленных значениях
Тогда hс = 0.64×8.5=5.5 м.
Исходя из полученных расчётом данных, определяем отметку верхнего строения над уровнем воды:
3. Определение нагрузок, действующих на сооружение
При проектировании сооружения на нагрузки и их сочетания, характерные для наиболее продолжительного эксплуатационного периода, необходимо рассмотреть следующие сочетания нагрузок:
– максимальные нагрузки, определяемые естественными факторами, и максимальные технологические нагрузки, характерные для данного сооружения;
– нагрузки, определяемые естественными факторами, характерными для уровней, не препятствующих работе на сооружении, и технологических нагрузок, соответствующие проводимым операциям;
– максимальные нагрузки, определяемые естественными факторами, и минимальные технологические нагрузки, характерные для данного сооружения.
Для каждого элемента конструкции должны быть рассмотрены такие возможные нагрузки и их сочетания, которые вызывают в данном элементе напряжения и деформации.
Наиболее сложными вопросами расчёта гидротехнических сооружений континентального шельфа являются вопросы, связанные с определением нагрузок, вызываемых естественными факторами. К таким нагрузкам относятся следующие: волновые, ветровые и ледовые.
В условиях незащищённых акваторий эти нагрузки достигают значительных величин и являются определяющими при расчёте сооружений. Они по своей природе имеют вероятностный характер, что ещё более осложняет задачу их определения, кроме того, они направлены параллельно дну и относятся к тем нагрузкам, которые наиболее сложно воспринимаются сооружениями.
3.1. Волновые нагрузки
3.1.1. Волновая нагрузка на вертикальную обтекаемую преграду
Максимальную силу от воздействия волн Qmax1, кН, на вертикальную обтекаемую преграду с поперечным размером D = 10.0 м определяем из ряда значений, получаемых при различном положении преграды относительно вершины волны c =
x/
l по формуле:
Qi,
max и Qv,
max – соответственно инерционный и скоростной компоненты силы от воздействия волн, кН, определяемые по формулам:
d
i и d
v – коэффициенты сочетания инерционного и скоростного компонентов максимальной силы от воздействия волн, принимаемые соответственно по графикам (СНиП 2.06.04–82, стр.10, 1 и 2 на рис. 15);
b – диаметр преграды, b = 10.0 м;
h – расчётная высота волны, при обеспеченности 1%, h1% = 7.2 м;
kv – коэффициент, принимаемый по таблице в зависимости от отношения D/
l, где D – диаметр опоры (СНиП 2.06.04–82, стр.10, таблица 13),
следовательно, принимаем коэффициент kv = 0.98;
a
i и a
v – инерционный и скоростной коэффициенты глубины, принимаемые соответственно по графикам (СНиП 2.06.04–82, стр.10, а и б рис. 16), a
i = 0.88, a
v = 1.59;
b
i и b
v – инерционный и скоростной коэффициенты формы преграды с поперечным сечением в виде круга, эллипса или прямоугольника, принимаемые по графикам (СНиП 2.06.04–82, стр.11, рис. 17), принимаем b
i = 1, b
v = 0.64;
g – ускорение свободного падения, g = 9.81 м/с2;
r – плотность воды, r = 1000 кг/м3 = 1 т/м3.
Расчёт максимальной силы от воздействия волн Qmax1, ведётся в табличной форме:
Таблица 1
| c | d i | d v | Qmax1, кН |
| -0.5 | 0 | -0.52 | -215.4 |
| -0.4 | -0.42 | -0.36 | -2158.4 |
| -0.3 | -0.8 | -0.05 | -3848.0 |
| -0.2 | -1.01 | 0.06 | -4807.1 |
| -0.1 | -0.8 | 0.53 | -3607.8 |
| 0 | 0 | 0.9 | 372.8 |
| 0.1 | 0.8 | 0.53 | 4046.8 |
| 0.2 | 1.01 | 0.06 | 4856.8 |
| 0.3 | 0.8 | -0.05 | 3806.6 |
| 0.4 | 0.42 | -0.36 | 1860.2 |
| 0.5 | 0 | -0.52 | -215.4 |
По данным таблицы строим график зависимости Qmax1 от c и определяем то значение c, при котором Qmax1 будет максимальна.
Принимаем c = 0.2, при этом d
i = 1.01, d
v = 0.06, Qmax1 = 4856.8 кН = 485.68 т.
Линейную нагрузку от волн q, кН/м, находить нет необходимости в связи с тем, что нас интересует именно равнодействующая max сила от воздействия волн, приложенная на вертикальную обтекаемую преграду на некотором расстоянии zQ,
max от расчётного уровня воды.
Расстояние zQ,
max, м, от расчётного уровня воды до точки приложения максимальной силы от воздействия волн на вертикальную обтекаемую преграду Qmax определяем по формуле:
d
i и d
v – коэффициенты сочетания инерционного и скоростного компонентов максимальной силы от воздействия волн, принимаемые соответственно по графикам (СНиП 2.06.04–82, стр.10, 1 и 2 на рис. 15), принимаем d
i = 0.91 и d
v = 0.9;
zQ,
i и zQ,
v – ординаты точек приложения соответственно инерционного и скоростного компонентов сил, м, определяемые по формулам:
z
i,
rel и z
v,
rel – относительные координаты точек приложения инерционного и скоростного компонентов сил принимаемых по графикам (СНиП 2.06.04–82, стр.13, рис. 21), z
i,
rel = 0.08 z
v,
rel = 0.055;
m
i и m
v – инерционный и скоростной коэффициенты фазы, принимаемые по графикам (СНиП 2.06.04–82, стр.14, рис. 22),
m
i = 0.987 и m
v = 1.5, тогда
Найдя значения zQ,
i и zQ,
v определяем zQ,
max:
Зная максимальную силу от воздействия волн и точку её приложения можно определить момент, возникающий в основании сооружения: с учётом колебания уровня воды принимаем zQ,
max = 9.3 м, а т.к. глубина воды 25 м, то плечо приложения силы от воздействия волн составит.
тогда момент возникающий в основании сооружения составит:
3.1.2. Волновая нагрузка на блок основания
Максимальную горизонтальную силу от воздействия волн Qxmax2, кН, на затопленный блок основания сооружения определяем по формуле:
h – расчетная высота волны, при обеспеченности 1%, h = 7.2 м;
D – ширина блока основания, D = 80 м;
d – глубина моря в месте установки платформы, d = 25 м;
c – возвышение блока над дном, c = 8.5 м;
k – волновое число, k = 2
p/
l, где
l – средняя длина волны, l = 126.5 м, тогда
e
x,
max – коэффициент максимальной горизонтальной силы от воздействия волн на блок основания e
x,
max = 1.04;
g – ускорение свободного падения, g = 9.81 м/с2;
r – плотность воды, r = 1000 кг/м3 = 1 т/м3.
Определяем максимальную горизонтальную силу от воздействия волн Qmax2:
Максимальную вертикальную силу Qzmax, кН, определяем по формуле:
Максимальный общий опрокидывающий момент Mmax, кНм, на блок основания от совместного действия горизонтальной и вертикальной составляющих волновой нагрузки определяем по формуле:
m
x и m
z – коэффициенты опрокидывающего момента соответственно от горизонтальной и вертикальной волновых нагрузок на блок основания, определяемые по графикам, принимаем m
x = 0.167, m
z = 1.284.
3.2. Нагрузки ото льда
Силу от воздействия движущихся ледяных полей на сооружение с вертикальной передней гранью в виде треугольника, многогранника или цилиндрического очертания при прорезании ими льда Fc,
p, МН определяем по формуле:
но так как при этом нагрузка Fc,
p, определённая по этой формуле, не может быть больше нагрузки при остановке ледяного поля опорой Fb,
p, МН, то в качестве расчётной принимаем формулу:
m1 – коэффициент формы опоры в плане, определяемый по таблице (СНиП 2.06.04–82, стр.25, таблица 29), для опор с передней гранью в виде многогранника (или полуциркульного), m1 = 0.90;
b – диаметр преграды, b = 10.0 м;
hd – толщина ледяного поля, hd = 1.1 м;
Rb – нормативное сопротивление льда смятию, МПа, определяемый по формуле:
kb – коэффициент, принимаемый по таблице (СНиП 2.06.04–82, стр.25, таблица 28), kb = 1.56;
Rc – нормативное сопротивление льда сжатию, МПа, определяемая по таблице (СНиП 2.06.04–82, стр.24, таблица 27) в зависимости от среднесуточной температуры воздуха ta, °С, и солёности льда S, %. Принимаем Rc = 1.05 МПа.
Тогда:
Определяем Fb,
p, МН:
Плечо приложения нагрузки от ледяного поля h = d = 25 м, тогда момент составит:
3.3. Ветровые нагрузки
Нагрузка от ветра составляет заметную долю в общей нагрузке на гидротехническое сооружение на шельфе. Особенно когда рассматриваются глубоководные сооружения. В этом случае равнодействующая ветровой нагрузки приложена на большом расстоянии от дна и тем самым создаётся значительный момент, оказывающий существенное влияние на распределение усилий в элементах конструкции сооружения, напряжения в основании и общую устойчивость сооружения.
Ветровые нагрузки складываются из 2–ух составляющих:
1. Нагрузка на саму палубу;
2. Нагрузка на конструкции и сооружения на верхней палубе, которую условно заменяется нагрузкой равной 20т, приложенной на высоте 10м над уровнем верхней палубы, (см. рис. 5).
Величина нагрузки на 1 м2 палубы вычисляется по формуле:
где V(
t,
z) – скорость ветра на уровне центра площади, на которую определяется нагрузка от ветра.
V(
t,10) – скорость ветра на высоте 10 м над поверхностью моря, осреднённая за определённый интервал времени;
kb – коэффициент, зависящий от высоты, принимаем kb = 1.0, тогда
Тогда сила, действующая на всю палубу, будет равна:
A – контурная площадь, равная площади проекции элемента конструкции по её наружному контуру на плоскость, перпендикулярную действию ветра, м2.
Суммарная ветровая нагрузка будет определяться как сумма двух её составляющих:
Суммарный момент от действия ветровой нагрузки будет равен:
4. Расчёт общей устойчивости
Расчёт общей устойчивости проводится при наихудшем сочетании нагрузок.
Сравнивая моменты, создаваемые волновой и ледовой нагрузками, приходим к выводу, что расчётным сочетанием будет сочетание: лёд–ветер.
4.1. Расчёт устойчивости сооружения на опрокидывание
Схема к определению нагрузок, действующих на сооружение представлена в табличной форме (таблица 2).
Таблица 2
| Наименование нагрузки и формула для её определения | Величина нагрузки, т |
| Вертикальные нагрузки | |
| Вес сооружения | |
| | 2700 |
| | 540 |
| | 680 |
| | 22677 |
| Вертикальная составляющая волновой нагрузки | |
| Qzmax | 179 |
| Силы давления на подошву сооружения | |
| | – 10745 |
| Суммарная вертикальная нагрузка S V | 16031 |
| Горизонтальные нагрузки | |
| Волновая, ледовая и ветровая нагрузки | |
| | 486 |
| | 1603 |
| | 1622 |
| | 10 |
| | 20 |
| Суммарная горизонтальная нагрузка S H | 3741 |
Суммарных опрокидывающий момент при сочетании нагрузок лёд–ветер находится по формуле:
M(
Fb,
p) – момент от воздействия ледяного поля на сооружение, M(
Fb,
p) = 405.5 МН.м = 40550 т.м;
S
M(
Fw) – суммарный момент от действия ветровой нагрузки, S
M(
Fw) = 15.13 МН.м = 1513 т.м;
0.8 – коэффициент сочетания нагрузок.
4.2. Расчёт устойчивости на сдвиг
Критерием обеспечения устойчивости сооружения на сдвиг является условие:
F, R – расчётные значения соответственно обобщённых сдвигающих сил и сил предельного сопротивления;
g
ld – коэффициент сочетания нагрузок, принимаемый для основного сочетания нагрузок равным 1.0;
g
c – коэффициент условной работы, принимаемый равным 1.0;
g
n – коэффициент надёжности по степени ответственности сооружений, принимаемый равным, для I класса сооружений, 1.25.
å
V – сумма сил, нормальных к подошве сооружения, å
V = 16031 т;
j – угол внутреннего трения грунта основания, j = 30°;
4.3. Расчёт устойчивости сооружения по несущей способности грунта основания
Расчёт основания производится по формуле:
N – расчётная нагрузка на основание, N = S
V = 16031 т;
Ф – несущая способность основания;
Kн – коэффициент надёжности, зависящий от ответственности сооружения и рассматриваемого расчётного случая, принимаем Kн = 1.25.
Несущая способность грунта основания и средняя предельная вертикальная нагрузка на него связаны соотношением:
qu – несущая способность основания, для супеси принимаем qu = 3 кг/см2 = 30 т/м2;
А – приведённая (эффективная) площадь фундамента, зависящая от формы фундамента и эксцентриситета вертикальной нагрузки.
Приведённая площадь фундамента определяется из условия, что точка приложения равнодействующей всех действующих на сооружение сил является центром симметрии новой площади нагружения, и напряжения под подошвой сооружения считаются равномерными.
Приведём действующие на сооружение нагрузки к схеме, соответствующей действию вертикальной нагрузки, приложенной с эксцентриситетом е (рис. 8).
Определяем приведённые размеры подошвы фундамента.
При прямоугольной форме подошвы фундамента:
S
M – суммарный опрокидывающий момент, S
M = 417.6 МН.м = 41760 т.м;
å
V – сумма сил, нормальных к подошве сооружения, å
V = 16031 т.
Несущая способность грунта основания:
Определяем коэффициент надежности:
4.4. Определение напряжений под подошвой сооружения
Контактные напряжения в подошве сооружения определяются по формуле:
å
V – сумма сил, нормальных к подошве сооружения, å
V = 16031 т.
А – приведённая (эффективная) площадь фундамента, A = 5984 м2.
Считаем, что напряжения под подошвой сооружения – равномерные.
5. Расчёт опорной колонны
5.1. Расчёт прочности кольцевого сечения
Нагрузки, действующие на опорную колонну:
Расчётные характеристики бетона опорной колонны:
– класс бетона – B30;
– Rb = 17.0 МПа;
– Rbt = 1.2 МПа;
– Rb, ser = 22.0 МПа;
– Rbt, ser = 1.8 МПа;
– Eb = 29000 МПа.
Напрягаемая арматура в колонне класса К–19, ненапрягаемая продольная и поперечная арматура класса A–III.
Канатная арматура класса K–19 состоит из 19 пучков, каждый из которых, в свою очередь, изготавливают из 7 проволок одного диаметра, навивая на центральную прямолинейную проволоку остальные. Диаметр проволок канатов от 2 до 5 мм (принимаем диаметр одной проволоки равный 3 мм).
Арматура класса A–III – стержневая, периодического профиля.
Расчётные характеристики арматурных сталей, таблица 3:
| Класс арматуры | Расчетные сопротивления, МПа | Модуль упругости стали Es, МПа | |||
| I группа | II группа | ||||
| Rs | Rs, w | Rs, c | Rs, ser | ||
| К – 19 | 1175 | 940 | 500 | 1410 | 180000 |
| A – III | 365 | 290 | 365 | 390 | 200000 |
Предварительное напряжение арматуры с учётом всех потерь s
sp = 470 кН.
Количество продольных напрягаемых стержней – 30 шт.
Расчётная длина колонны – оболочки l1 = 38 м.
Принимаем в качестве продольной напрягаемой арматуры 30Æ45 K–19 с As = 282.09 см2.
Диаметр окружности, проходящей через центр тяжести напрягаемых стержней, ds = 9.6 м.
Погонная интенсивность продольной арматуры:
Отношение внутреннего диаметра опорной колонны к внешнему:
Приведённый момент инерции колонны:
Критическая сила:
коэффициент:
Расчёт внецентренно сжатых элементов кольцевого сечения при соотношении внутреннего и наружного радиусов R1/
R2
³ 0.5 c арматурой, равномерно распределённой по длине окружности, производится из условия:
Вычисляем значение относительного угла, ограничивающего сжатую зону кольцевого сечения:
Напряжение в рабочей арматуре опорной колонны с учётом коэффициента g
s6 = 1.15 (для арматуры класса K–19):
Величина относительной площади сжатой зоны бетона вычисляется по формуле:
N – суммарная вертикальная нагрузка, N = 4099 т;
As – площадь сечения всей продольной арматуры, As = 282.09 см2;
s
sp – величина предварительного напряжения, s
sp = 540.5 МПа;
Вычисляем площадь сечения бетона опорной колонны:
Вычисляем коэффициенты:
r = 1.1 (для арматуры класса K-19);
Определяем несущую способность сечения. Для этого вычисляем Zs:
так как Zs < ds/2 = 4.8 м, то оставляем Zs без изменения.
В этом случае принимаем j
s = 0.249, а значение x
cir оставляем без изменений.
Полу сумма внутреннего и наружного радиусов:
Несущая способность сечения определяется по формуле:
Следовательно, прочность опорной колонны по нормальному сечению обеспечена.
5.2. Конструирование ненапрягаемой арматуры
Ненапрягаемую арматуру устраиваем в виде сварной сетки, выполняемой из арматурной стали класса A–III.
Продольные стержни принимаем Æ16 с шагом 300 мм;
Поперечные – Æ12 с шагом 200 мм.
Сетку устраиваем по внешнему и внутреннему диаметрам колонны.
На рис. 10 показана схема расположения арматуры в опорной колонне.
6. Расчёт опорного блока
6.1. Определение нагрузок и изгибающих моментов
Расчёт прочности опорного блока производится по двум случаям: во время транспортировки (рис. 11) и во время установки блока на дно (рис. 13).
6.1.1. Случай 1. Транспортировка опорного блока к месту установки
Осадка сооружения при транспортировке считается из условия равенства выталкивающей силы Архимеда и веса сооружения.
В свою очередь сила Архимеда определяется по формуле:
Vоп.бл. – вес опорного блока, Vоп.бл. = 22677 т;
h – максимальная осадка сооружения, м;
B – ширина блока основания, B = 80 м;
g – удельный вес воды, g = 10 т/м3.
Максимальная осадка опорного блока будет равна:
Тогда гидростатическое давление определяется по формуле:
Расчётная схема секции опорного блока представляется в виде плиты, опёртой по контуру, с опиранием в виде полного защемления (рис. 12).
Определение моментов производится по формулам и таблицам, заимствованным из серии ПСП Е – 401 «Справочные данные для расчёта плит, опёртых по контуру» 1946г., составленным для плит, опёртых по контуру с треугольной нагрузкой (рис. 12).
значения коэффициентов j
x, j
y, jб, jн, jв определяются по таблица при отношении lx/ly = 1:
| lx/ly | j x | j y | jб | jн | jв |
| 1 | 0.092 | 0.0103 | 0.0224 | 0.0281 | 0.0166 |
Тогда значения моментов равны:
6.1.2. Случай 2. Установка опорного блока на дно
В этом случае гидростатическое давление, действующее на секцию опорного блока, уменьшается за счёт заполнения секций блока водой (рис. 13) и составляет:
d – глубина моря в месте установки платформы, d = 25 м;
t – высота секции опорного блока, t = 7.7 м;
g – удельный вес воды, g = 10 т/м3.
Расчётная схема секции опорного блока представляется в виде плиты, опёртой по контуру, с опиранием в виде полного защемления (рис. 14).
Определение моментов производится по формулам и таблицам, заимствованным из серии ПСП Е – 401 «Справочные данные для расчёта плит, опёртых по контуру» 1946г., составленным для плит, опёртых по контуру с прямоугольной нагрузкой (рис. 14).
значения коэффициентов j
x, j
y, k определяются по таблицам при отношении lx/ly = 1:
| lx/ly | j x | j y | k |
| 1 | 0.0180 | 0.0180 | 0.500 |
Тогда значения моментов равны:
6.2. Определение площади сечения ненапрягаемой арматуры в опорном блоке
Расчёт площади сечения арматуры производится по моментам, определённым в случае установки блока на дно, так как они много больше моментов, определённых в случае транспортировки.
Во внешних стенках, верхней и нижней плитах опорного блока продольная и поперечная арматура ставится в два ряда. Продольная арматура верхнего ряда подбирается по моменту Mx, поперечная – My, продольная арматура нижнего ряда подбирается по моменту Ma = Mb, поперечная – Mc = Md.
Площадь сечения ненапрягаемой арматуры определяется из условия прочности нормальных сечений.
Расчёт:
1) Определение площади продольной арматуры верхнего ряда.
Исходные данные: Mx = 1866 кН
×м = 1866×106 Н
×мм; h = 400 мм; b = 7740 мм; a = 50 мм. Бетон тяжёлый класса B30, g
b2 = 0.9; Rb = 17.0×0.9 = 15.3 МПа, a = 0.85. Арматура из стали класса A–V при d > 10 мм, Rs = 680 МПа, s
sR = Rs = 680 МПа, m
min = 0.01.
1.
2.
3. По таблице находим x = 0.14.
4.
5. g
b2 = 0.9 < 1.
6.
7. x = 0.14 < 0.499.
8. По таблице находим z = 0.93.
9.
10.
11. m = 0.0031 < m
min = 0.01.
12.
13. Принимаем 34 Æ 32 A–V с As = 273.46 см2, шаг равен 230 мм.
2) Вследствие примерного равенства моментов Mx и My и ширины плиты принимаем площадь поперечной арматуры верхнего ряда такую же, как и продольную 34 Æ 32 A–V с As = 273.46 см2и шагом 230 мм.
3) Определение площади продольной арматуры нижнего ряда.
Исходные данные: Mx = 1866 кН
×м = 4318×106 Н
×мм; h = 400 мм; b = 7740 мм; a = 50 мм. Бетон тяжёлый класса B30, g
b2 = 0.9; Rb = 17.0×0.9 = 15.3 МПа, a = 0.85. Арматура из стали класса A–V при d > 10 мм, Rs = 680 МПа, s
sR = Rs = 680 МПа, m
min = 0.01.
1.
2.
3. По таблице находим x = 0.365.
4.
5. g
b2 = 0.9 < 1.
6.
7. x = 0.365 < 0.499.
8. По таблице находим z = 0.8175.
9.
10.
11. m = 0.0082 < m
min = 0.01.
12.
13. Принимаем 34 Æ 32 A–V с As = 273.46 см2, шаг равен 230 мм.
4) Вследствие примерного равенства моментов Ma = Mb и Mc = Md и ширины плиты принимаем площадь поперечной арматуры верхнего ряда такую же, как и продольную 34 Æ 32 A–V с As = 273.46 см2и шагом 230 мм.
В перегородках опорного блока устраиваем продольную и поперечную арматуру конструктивно из расчёта армирования 1% на погонный метр. Вычисляем необходимую площадь армирования:
Принимаем 8 Æ 18 A–V с As = 20.36 см2, шаг равен 250 мм.
7. Расчёт верхнего строения
Схема расположения ферм верхнего строения представлена на рисунке 15.
7.1. Расчёт настила
Настил представляет собой балку прокатного профиля двутаврового сечения, загруженную равномерно распределённой технологической нагрузкой, собранной с 2 метров. Нагрузка воспринимаемая настилом передаётся на второстепенные фермы, которые, в свою очередь, передают её на несущую ферму.
Расчётная схема настила (рис. 16) представляет собой двух пролётную неразрезную балку.
7.1.1. Определение пролётных и опорных моментов, поперечных сил и опорных реакций
Расчёт ведётся в соответствии с таблицами и формулами для расчёта многопролётных балок. Результатом расчёта является найденные моменты и усилия, и построенная эпюра моментов, представленная на рисунке 17.
7.1.2. Подбор сечения настила
Подбор сечения осуществляется по необходимому моменту сопротивления W, см3, который определяется следующим образом:
Mmax – максимальный момент в сечении, Mmax = 13.5 т
×м = 135 кН
×м;
l – гибкость, принимаем l = 100;
E – модуль упругости стали, E = 2.1×105 МПа = 2.1×108 кН/м2.
Требуемый момент сопротивления:
что соответствует двутавру № 36, который имеет момент сопротивления W = 743 см3. Принимаем этот профиль в качестве настила.
7.2. Расчёт рамы
Производим расчёт крайней второстепенной рамы, шарнирно закреплённой к несущей раме, определяем значения продольных усилий в стержнях и подбираем сечения для каждого элемента рамы.
7.2.1. Определение усилий в стержнях рамы
Расчёт рамы производим по методу вырезания узлов. Расчётная схема представлена в виде плоской раскосной фермы с параллельными поясами и нисходящими раскосами (рис. 18). Вся нагрузка, действующая на ферму, прикладывается к её узлам, к которым прикрепляются элементы поперечной конструкции, передающие нагрузку на ферму. Так как точки приложения нагрузок, передаваемых ферме от прогонов настила, не совпадают с узлами фермы, равномерно распределяем нагрузку по узлам фермы.
Производим расчёт рамы:
| Узел 1: | |
| | S Y = 0 R1 + 94.6 – 8.6 = 0 R1 = 8.6 – 94.6 = –86 S X = 0 R4 = 0 |
| Узел 2: | |
| | S Y = 0 R1 + 8.6 + R3cos27° = 0 R3 = –(R1 + 8.6)/cos27° = –(–86 + 8.6)/0.891 = 86.54 S X = 0 R2 + R3cos63° = 0 R2 = – R3cos63° = –86.54×0.454 = –38.7 |
| | |
| Узел 3: | |
| | S Y = 0 R5 – 8.6 + R3cos27° = 0 R5 = 8.6 – R3cos27° = 8.6 – 86.54×0.891 = –68.8 S X = 0 R8 – R4 – R3cos63° = 0 R8 = R4 + R3cos63° = 0 + 86.54×0.454 = 38.7 |
| Узел 4: | |
| | S Y = 0 R5 + 8.6 + R7cos27° = 0 R7 = –(R5 + 8.6)/cos27° = –(–68.8 + 8.6)/0.891 = 67.31 S X = 0 R6 – R2 + R7cos63° = 0 R6 = R2 – R7cos63° = –38.7 – 67.31×0.454 = –68.8 |
| Узел 5: | |
| | S Y = 0 R9 – 8.6 + R7cos27° = 0 R9 = 8.6 – R7cos27° = 8.6 – 67.31×0.891 = –51.6 S X = 0 R12 – R8 – R7cos63° = 0 R12 = R8 + R7cos63° = 38.7 + 67.31×0.454 = 68.8 |
| Узел 6: | |
| | S Y = 0 R9 + 8.6 + R11cos27° = 0 R11 = –(R9 + 8.6)/cos27° = –(–51.6 + 8.6)/0.891 = 48.08 S X = 0 R10 – R6 + R11cos63° = 0 R10 = R6 – R11cos63° = –68.8 – 48.08×0.454 = –90.6 |
| Узел 7: | |
| | S Y = 0 R13 – 8.6 + R11cos27° = 0 R13 = 8.6 – R11cos27° = 8.6 – 48.08×0.891 = –34.4 S X = 0 R16 – R12 – R11cos63° = 0 R16 = R12 + R11cos63° = 68.8 + 48.08×0.454 = 90.3 |
| Узел 8: | |
| | S Y = 0 R13 + 8.6 + R15cos27° = 0 R15 = –(R13 + 8.6)/cos27° = –(–34.4 + 8.6)/0.891 = 28.85 S X = 0 R14 – R10 + R15cos63° = 0 R14 = R10 – R15cos63° = –90.6 – 28.85×0.454 = –103.2 |
| Узел 9: | |
| | S Y = 0 R17 – 8.6 + R15cos27° = 0 R17 = 8.6 – R15cos27° = 8.6 – 28.85×0.891 = –17.2 S X = 0 R20 – R16 – R15cos63° = 0 R20 = R16 + R15cos63° = 90.3 + 28.85×0.454 = 103.2 |
| Узел 10: | |
| | S Y = 0 R17 + 8.6 + R19cos27° = 0 R19 = –(R17 + 8.6)/cos27° = –(–17.2 + 8.6)/0.891 = 9.62 S X = 0 R18 – R14 + R19cos63° = 0 R18 = R14 – R19cos63° = –103.2 – 9.62×0.454 = –107.5 |
| Узел 11: | |
| | S Y = 0 R21 + 8.6 = 0 R21 = – 8.6 S X = 0 R22 – R18 = 0 R22 = R18 = –107.5 |
| Узел 12: | |
| | S Y = 0 R21 – 8.6 + R19cos27° + R23cos27° = 0 R23 = –(R21 – 8.6 + R19cos27°)/cos27° = = –(–8.6 – 8.6 + 9.62×0.891)/0.891 = 9.62 S X = 0 R24 + R23cos63° – R20 – R19cos63° = 0 R24 = R20 + R19cos63° – R23cos63° = = 103.2 + 9.62×0.454 – 9.62×0.454 = 103.2 |
Вследствие того, что рама симметрична относительно центральной оси, допускается определить продольные усилия в левой части рамы и приравнять их к соответствующим усилиям в стержнях правой части рамы.
Результаты расчётов сведены в таблицу 4, где усилия со знаком «–» являются сжимающими, а со знаком «+» – растягивающими.
Таблица 4:
| № стержня | Номера узлов | Продольные усилия в стержнях Ri, т | № стержня | Номера узлов | Продольные усилия в стержнях Ri, т | ||
| 1 | 1 | 2 | –86 | 22 | 11 | 14 | –107.5 |
| 2 | 2 | 3 | –38.7 | 23 | 12 | 14 | 9.62 |
| 3 | 2 | 4 | 86.54 | 24 | 12 | 13 | 103.2 |
| 4 | 1 | 4 | 0 | 25 | 13 | 14 | –17.2 |
| 5 | 3 | 4 | –68.8 | 26 | 14 | 15 | –103.2 |
| 6 | 3 | 6 | –68.8 | 27 | 13 | 15 | 28.85 |
| 7 | 3 | 5 | 67.31 | 28 | 13 | 16 | 90.3 |
| 8 | 4 | 5 | 38.7 | 29 | 15 | 16 | –34.4 |
| 9 | 5 | 6 | –51.6 | 30 | 15 | 18 | –90.3 |
| 10 | 6 | 7 | –90.3 | 31 | 16 | 18 | 48.08 |
| 11 | 6 | 8 | 48.08 | 32 | 16 | 17 | 68.8 |
| 12 | 5 | 8 | 68.8 | 33 | 17 | 18 | –51.6 |
| 13 | 7 | 8 | –34.4 | 34 | 18 | 19 | –68.8 |
| 14 | 7 | 10 | –103.2 | 35 | 17 | 19 | 67.31 |
| 15 | 7 | 9 | 28.85 | 36 | 17 | 20 | 38.7 |
| 16 | 8 | 9 | 90.3 | 37 | 19 | 20 | –68.8 |
| 17 | 9 | 10 | –17.2 | 38 | 19 | 22 | –38.7 |
| 18 | 10 | 11 | –107.5 | 39 | 20 | 22 | 86.54 |
| 19 | 10 | 12 | 9.62 | 40 | 20 | 21 | 0 |
| 20 | 9 | 12 | 103.2 | 41 | 21 | 22 | –86 |
| 21 | 11 | 12 | –8.6 | | | | |
7.2.2. Подбор сечений элементов фермы
Подбор сечений сжатых элементов.
Предельное состояние сжатых элементов ферм определяется их устойчивостью, поэтому проверка несущей способности этих элементов выполняется по формуле:
g
c – коэффициент условной работы, g
c = 0.95.
Формула содержит два неизвестных: площадь сечения A и коэффициент j, являющийся функцией гибкости l = lef /
i и типа сечения.
Для подбора сечения необходимо наметить тип сечения, задаться гибкостью стержня, определить по соответствующим таблицам коэффициент j и найти требуемую площадь сечения по формуле:
При предварительном подборе принимаем l = 100.
По требуемой площади подбирается по сортаменту подходящий профиль, определяются его фактические геометрические характеристики A, ix, находятся l
x = lx /
ix. По полученной гибкости уточняется коэффициент j и проводится и проводится проверка устойчивости по формуле:
Если гибкость стержня предварительно была задана неправильно и проверка показала перенапряжение или значительное (более 5 – 10%) недонапряжение, то проводят корректировку сечения, принимая промежуточное между предварительно заданным и фактическим значениями гибкости.
Подбор сечения растянутых элементов.
Предельное состояние растянутых элементов определяется либо их разрывом d > d
u, где d
u – временное сопротивление стали, либо развитием чрезмерных пластических деформаций d > d
y, где d
y – предел текучести.
Как правило несущая способность элементов из стали проверяется исходя из условия развития пластических деформаций по формуле:
Требуемая площадь растянутого элемента определяется по формуле:
Затем по сортаменту выбирается профиль, имеющий большее ближайшее значение площади. Проверка принятого сечения в этом случае является формальной.
Подбор сечений элементов ферм выполняется в табличной форме (таблица 5). Элементы рассчитываются по максимальным возникающим усилиям, и для каждого из них принимается сталь C345 с расчётным сопротивлением Ry = 31.5 кН/см2. Принимаем сечение в виде трубы.
Таблица 5:
| № элемента | Элемент | Расчётное усилие, кН | Условная гибкость l ’ | j | Требуемая площадь сечения | Площадь сечения, см2 | Диаметр D, мм | Толщина стенки t, мм |
| 1 | В. пояс | –1075 | 3.91 | 0.50255 | 71.5 | 79.6 | 325 | 8 |
| 2 | Н. пояс | 1032 | | | 34.5 | 40.2 | 168 | 8 |
| 3 | Стойка | –860 | 3.91 | 0.5025 | 57.2 | 58.5 | 273 | 7 |
| 4 | Раскос | 865.4 | | | 28.9 | 33.4 | 159 | 7 |
Продолжение таблицы 5:
| Расчетная длина l, см | Радиус инерции i, см | Максимальная гибкость l max | Условная гибкость l ’ | j | Проверка несущей способности |
| 300 | 11.2 | 26.79 | 1.05 | 0.9645 | 14 < Ry×g c= 29.9 кН/см2 |
| | | | | | |
| 600 | 9.42 | 63.69 | 2.49 | 0.8043 | 18.3 < Ry×g c= 29.9 кН/см2 |
| | | | | | |
Узловые сопряжения трубчатых ферм должны обеспечивать герметизацию внутренней полости ферм, чтобы предотвратить возникновение там коррозии.
В трубчатых фермах наиболее рациональны бесфасоночные узлы с непосредственным примыканием стержней решетки к поясам. Стержни центрируют по геометрическим осям.
8. Расчёт рёбер опорной базы
Для всех видов гравитационных сооружений исключительно важным является сопряжение с грунтом основания. Сооружения континентального шельфа устанавливаются прямо на дно, без какой-либо предварительной его подготовки. В связи с этим в их конструкциях предусматриваются специальные устройства в виде рёбер, расположенных снизу опорной базы сооружения.
Устройство рёбер позволяет передать нагрузку от сооружения на более глубокие и плотные слои грунта, обеспечивает лучший контакт между опорной базой и грунтом, так как образованное замкнутое пространство под подошвой сооружения заполняется цементным раствором и создаёт защиту сооружения от подмыва.
8.1. Расчёт рёбер на восприятие сил при погружении их в грунт
Рёбра должны быть рассчитаны на восприятие сил, возникающих при их погружении в грунт при установке сооружения на дно.
Такими силами являются расчётное сопротивление грунта основания по боковой поверхности рёбер Ft и расчётное сопротивление грунта основания под нижним концом рёбер Fk. Их сумма определяет несущую способность рёбер Fd.
Несущая способность Fd рёбер, погружаемых без выемки грунта, работающих на сжимающую нагрузку, следует определять как сумму сил расчётных сопротивлений грунтов основания под нижним концом рёбер и на их боковой поверхности по формуле:
g
c – коэффициент условной работы, принимаем g
c = 1.0;
R – расчётное сопротивление грунта под нижним концом ребра, принимаемое по таблице 1, стр. 7, СНиП 2.02.03–85, R = 110 т/м2;
A – площадь опирания рёбер на грунт, A = 190.72 м2;
u – наружный периметр поперечного сечения рёбер, u = 640 м;
fi – расчётное сопротивление грунта основания на боковой поверхности, принимаемое по таблице 2, стр. 8, СНиП 2.02.03–85, fi = 1.8 т/м2;
hi – толщина слоя грунта, соприкасающегося с боковой поверхностью ребра, hi = 3 м;
g
cR и g
cf – коэффициенты условной работы грунта соответственно под нижним концом и на боковой поверхности ребра, учитывающее влияние способа погружения рёбер на расчетные сопротивления грунта и принимаемые по таблице 3, стр. 8–9, СНиП 2.02.03–85, g
cR = 1.1, g
cf = 0.8.
Для погружения рёбер опорного блока в грунт необходимо выполнение условия: превышения веса сооружения G суммы сил сопротивления Fd, возникающих при их погружении:
Условие выполняется, следовательно, веса сооружения достаточно для погружения рёбер опорного блока в грунт.
8.2. Армирование рёбер
На погружённые в грунт ребра действует пассивное давление грунта, создающее момент в месте примыкания ребра к опорному блоку (рис. 19).
Ордината эпюры пассивного давления будет равна:
gгр. – удельный вес грунта основания, gгр. = 1.5 т/м3;
h – высота ребра, h = 3 м;
lп – коэффициент бокового давления грунта, определяемый по формуле:
j – угол внутреннего трения грунта основания, j = 30°, тогда
Равнодействующая давления грунта будет равна:
Момент, создаваемый этой равнодействующей:
Определение необходимой площади армирования:
Исходные данные: Mx = 405 кН
×м = 405×106 Н
×мм; h = 400 мм; b = 3000 мм; a = 50 мм. Бетон тяжёлый класса B30, g
b2 = 0.9; Rb = 17.0×0.9 = 15.3 МПа, a = 0.85. Арматура из стали класса A–V при d > 10 мм, Rs = 680 МПа, s
sR = Rs = 680 МПа, m
min = 0.01.
1.
2.
3. По таблице находим x = 0.075.
4.
5. g
b2 = 0.9 < 1.
6.
7. x = 0.075 < 0.499.
8. По таблице находим z = 0.9625.
9.
10.
11. m = 0.002 < m
min = 0.01.
12.
13. Принимаем 12 Æ 32 A–V с As = 96.516 см2.
Так как класс арматурной стали и диаметр стержней арматуры рёбер и стенок опорного блока совпадают, то продолжаем арматуру опорного блока в рёбрах.
Заключение.
В соответствии с полученным заданием была запроектирована гравитационная нефтяная платформа типа «монопод».
Верхнее строение запроектировано в виде двух палуб размером 30 ´ 30 м, разделённых пространственным каркасом из труб, высотой 6 м. Верхнее строение опирается на железобетонную колонну с внешним диаметром – 10 м, а внутренним – 9.2 м и длиной 29.5 м. Опорный блок в виде квадрата со стороной основания 80 м, высотой 8.5 м. Толщина внешней стенки блока составляет 0.4 м, внутренних перегородок – 0.2 м. Верхнее строение находится на высоте 7 м от расчетного уровня моря.
Список использованной литературы:
1. Сооружения континентального шельфа / под ред. Б.Д. Носкова, Московский Инженерно Строительный Институт им. В.В. Куйбышева. – М.: МИСИ, 1985;
2. Проектирование и расчёт железобетонных и каменных конструкций / под ред. Н.Н. Попова и А.В, Забегаева, Москва, издательство «Высшая школа», 1989;
3. Учебное пособие. Воздействие волн и льда на морские нефтегазопромысловые сооружения континентального шельфа / под ред. Рогачко С.И., Пиляев С.И. Московский Государственный Строительный Университет. М.: МГСУ, 2002;
4. Металлические конструкции / под ред. Веденникова;
5. Железобетонные конструкции / под ред. Алмазов В.А., Попов Н.Н.;
6. СНиП 2.06.04–82. Нагрузки и воздействия на гидротехнические сооружения (волновые, ледовые и от судов). Москва, 1983;
7. СНиП 2.03.01–84. Бетонные и железобетонные конструкции. Москва, 1985;
8. СНиП 2.06.08–87. Бетонные и железобетонные конструкции гидротехнических сооружений. Москва, 1988;
9. СНиП 2.02.03–85. Свайные фундаменты. Москва, 1986.
