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ライナープレート小判立坑の設計
ライナープレート小判立坑の設計
1.設計条件 (1)形 式 小判形支保工 (2)立坑寸法 3.000 m(B)×5.826 m(L)×12.00 m(H) ライナー天端 H' = 0.500 (m) (3)縦 梁 本 数 n = 4 (本) (4)切 梁 段 数 n = 5 (本) (5)土質条件 単位体積重量 γt = 18.0 (kN/m3) 土圧係数 K = 0.5(静止土圧係数) (6)上載荷重 q = 10.0 (kN/m2) (7)許容応力度 (仮設材) ライナープレート σca = 180 (N/mm2) H 形 鋼 σsa = 210 (N/mm2)
2.立坑に作用する外圧の計算 立坑に作用する外圧強度は道路橋示方書(下部構造編ケーソン基礎の設計)により 次式によって算定する。 Ph = K・(γt・H + q) ここで K : 静止土圧係数 K γt : 土の単位体積重量 (kN/m3) q : 上載荷重 (kN/m2) H : 立坑深度 (m)
GL = 10.000(m)
9.500 18.500
46.250
100.250
113.600
1.000
3.000
6.000
1.500
q = 10.0(kN/m2)
12.000
土圧
0.500
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2
深度
(m)
層厚
(m)
単位重量
大気中
(kN/m3)
静止
土圧係数
0.000 ~ 0.500 0.500 18.00 0.5
0.500 ~ 1.500 1.000 18.00 0.5
1.500 ~ 4.500 3.000 18.50 0.5
4.500 ~ 10.500 6.000 18.00 0.5
10.500 ~ 12.000 1.500 17.80 0.5
3.小判形立坑の設計
3-1.外枠の設計
Ph(kN/m2)
Ph(kN/m2)
Ph(kN/m2)
Ph(kN/m2)
CL
a
a'
b
b'
c
c'
d
d'
r
1.500 0.9420
0.9420
0.9420 1.500
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3
3-2.節点の曲げモーメント
ψa = - Cab
10
3l +
10.558
πr
= - -0.0739・Ph
10
3×0.9420 +
10.558
π×1.500
= 0.0128・Ph(kN・m/m)
ψb = - 1
3 ・ψa
= - 1
3 ×0.0128・Ph
= -0.0043・Ph(kN・m/m)
Cab = - 1
12 ・Ph・l
2
= - 1
12 ・Ph×0.94202
= -0.0739・Ph(kN・m/m) Cab = -Cba = Cbc
Mab = 4
l ・ψa +
2
l ・ψb + Cab
= 4
0.9420 ×0.0128・Ph +
2
0.9420 ×-0.0043・Ph - 0.0739・Ph = -0.0287・Ph(kN・m/m)
Maa' = 10.558
πr ・ψa
= 10.558
π×1.500 ×0.0128・Ph = 0.0287・Ph(kN・m/m)
Mba = 4
l ・ψb +
2
l ・ψa + Cba
= 4
0.9420 ×-0.0043・Ph +
2
0.9420 ×0.0128・Ph + 0.0739・Ph = 0.0828・Ph(kN・m/m)
Mbc = 2
l ・ψb + Cbc
= 2
0.9420 ×-0.0043・Ph + - 0.0739・Ph = -0.0828・Ph(kN・m/m)
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4
3-3.材端せん断力
Saa' = 4
πr ・Maa'
= 4
π×1.500 ×0.0287・Ph
= 0.0244・Ph(kN/m)
Sab = Ph・l
2 -
Mab + Mba
l
= Ph×0.9420
2 -
-0.0287・Ph + 0.0828・Ph
0.9420
= 0.4136・Ph(kN/m)
Sba = Ph・l
2 +
Mab + Mba
l
= Ph×0.9420
2 +
-0.0287・Ph + 0.0828・Ph
0.9420
= 0.5284・Ph(kN/m)
Sbc = Ph・l
2
= Ph×0.9420
2
= 0.4710・Ph(kN/m)
3-4.支点反力 Ra = Saa' + Sab = 0.0244・Ph + 0.4136・Ph = 0.4380・Ph(kN/m) Rb = Sba + Sbc = 0.5284・Ph + 0.4710・Ph = 0.9994・Ph(kN/m)
3-5.軸 力 N = r・Ph = 1.500×Ph(kN/m)
3-6.スパン中央部の曲げモーメント a~a'間:MCL = Saa'・r - Maa' = 0.0244・Ph・1.500 - 0.0287・Ph = 0.0079・Ph(kN・m/m)
a~b 間:Mx1 = Sab・X1 - 1
2 ・Ph・X1
2 + Mab
= 0.4136・Ph・0.4136 - 1
2 ・Ph・0.4136
2 - 0.0287・Ph
= 0.0568・Ph(kN・m/m)
X1 = Sab
Ph =
0.4136・Ph
Ph = 0.4136(kN/m)
b~c 間:Mm = 1
8 ・Ph・l
2 + Mbc
= 1
8 ・Ph・0.9420
2 - 0.0828・Ph
= 0.0281・Ph(kN・m/m)
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5
3-7.外枠断面の決定
(1).深度 0.500 ~ 8.500(m)間の計算
最大曲げモーメント Mmax = 0.0828・Ph = 0.0828×82.250 = 6.810(kN・m/m) 軸 力 N = 1.500・Ph = 1.500×82.250 = 123.375(kN/m) これに対しライナープレート t=2.7(mm)を用いると、 断面積 AL = 39.76(cm2/m) 断面係数 ZL = 46.00(cm3/m) 断面二次モーメント IL = 141(cm4/m) ・座屈に対する検討
qa = 2・E・I
r3
ここで r:立坑半径 r = 1.500(m) I:ライナープレートの断面二次モーメント I = 141(cm4/m)
∴ qa = 2×200000000×141×10-8
1.5003
= 167.111(kN/m2) > Ph = 82.250(kN/m2) -O.K.- ・ライナープレートの発生応力度の検討
σ = N
AL +
Mmax
ZL
= 123.375×103
39.76×102 +
6.810×106
46.00×103
= 179.073(N/mm2) < σca = 180(N/mm2) -O.K.-
(2).深度 8.500 ~ 11.500(m)間の計算
最大曲げモーメント Mmax = 0.0828・Ph = 0.0828×109.150
Rbb'=0.9994Ph b
Raa'=0.4380Ph a
0.0079Ph
N = 1.500Ph
0.0287Ph
0.0568Ph
0.0828Ph
0.0281Ph
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= 9.038(kN・m/m) 軸 力 N = 1.500・Ph = 1.500×109.150 = 163.725(kN/m) これに対しライナープレート t=2.7(mm)を使用し、 補強材 H-100×100×6×8 を 3.0 (m)間隔に用いると、 ライナープレート 断面積 AL = 39.76(cm2/m) 断面係数 ZL = 46.00(cm3/m) 断面二次モーメント IL = 141(cm4/m) 補強材 断面積 AH = 21.59(cm2/m) 断面係数 ZH = 75.6(cm3/m) 断面二次モーメント IH = 378(cm4/m) ・座屈に対する検討
qa = 2・E・I
r3
ここで r : 立坑半径 r = 1.500(m) IL: ライナープレートの断面二次モーメント IL = 141(cm4/m)
IH: H形鋼の断面二次モーメント
設置間隔 =
378
3.0 = 126.000(cm4/m)
I = IL + IH = 141 + 126.000 = 267.000(cm4/m)
∴ qa = 2×200000000×267.000×10-8
1.5003
= 316.444(kN/m2) > Ph = 109.150(kN/m2) -O.K.- ・ライナープレートの発生応力度の検討 ライナープレートとH形鋼の荷重分担は、 モーメントは断面二次モーメント比、軸力は断面積の比率で配分する。
ML = Mmax・IL
IL + IH =
9.038×141
141 + 126.000 = 4.773(kN・m/m)
NL = N・AL
AL + AH =
163.725×39.76
39.76 + 7.197 = 138.631(kN/m)
したがって、ライナープレートに発生する応力度は
σ = NL
AL +
ML
ZL
= 138.631×103
39.76×102 +
4.773×106
46.00×103
= 138.628(N/mm2) < σca = 180(N/mm2) -O.K.-
・H形鋼の発生応力度の検討 MH = Mmax - ML = 9.038 - 4.773 = 4.265(kN・m/m) NH = N - NL = 163.725 - 138.631 = 25.094(kN/m) したがって、H形鋼に発生する応力度は
σ = NH
AH +
MH
ZH
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7
= 25.094×103
7.197×102 +
4.265×106
25.200×103
= 204.113(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
(3).深度 11.500 ~ 12.000(m)間の計算
最大曲げモーメント Mmax = 0.0828・Ph = 0.0828×113.600 = 9.406(kN・m/m) 軸 力 N = 1.500・Ph = 1.500×113.600 = 170.400(kN/m) これに対しライナープレート t=2.7(mm)を使用し、 補強材 H-100×100×6×8 を 2.5 (m)間隔に用いると、 ライナープレート 断面積 AL = 39.76(cm2/m) 断面係数 ZL = 46.00(cm3/m) 断面二次モーメント IL = 141(cm4/m) 補強材 断面積 AH = 21.59(cm2/m) 断面係数 ZH = 75.6(cm3/m) 断面二次モーメント IH = 378(cm4/m) ・座屈に対する検討
qa = 2・E・I
r3
ここで r : 立坑半径 r = 1.500(m) IL: ライナープレートの断面二次モーメント IL = 141(cm4/m)
IH: H形鋼の断面二次モーメント
設置間隔 =
378
2.5 = 151.200(cm4/m)
I = IL + IH = 141 + 151.200 = 292.200(cm4/m)
∴ qa = 2×200000000×292.200×10-8
1.5003
= 346.311(kN/m2) > Ph = 113.600(kN/m2) -O.K.- ・ライナープレートの発生応力度の検討 ライナープレートとH形鋼の荷重分担は、 モーメントは断面二次モーメント比、軸力は断面積の比率で配分する。
ML = Mmax・IL
IL + IH =
9.406×141
141 + 151.200 = 4.539(kN・m/m)
NL = N・AL
AL + AH =
170.400×39.76
39.76 + 8.636 = 139.993(kN/m)
したがって、ライナープレートに発生する応力度は
σ = NL
AL +
ML
ZL
= 139.993×103
39.76×102 +
4.539×106
46.00×103
= 133.883(N/mm2) < σca = 180(N/mm2) -O.K.-
・H形鋼の発生応力度の検討
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MH = Mmax - ML = 9.406 - 4.539 = 4.867(kN・m/m) NH = N - NL = 170.400 - 139.993 = 30.407(kN/m) したがって、H形鋼に発生する応力度は
σ = NH
AH +
MH
ZH
= 30.407×103
8.636×102 +
4.867×106
30.240×103
= 196.155(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
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4.縦梁の設計 腹起し材に支持された単純梁として計算する。
4-1.縦梁に作用する荷重 縦梁に作用する荷重は、作用荷重強度が最大となる 2支点の荷重を用いる。
A
B
C
D
E
0.500
3.000
3.000
3.000
2.000
13.9929.494
18.489
41.600
46.222
68.709
95.693
100.190
113.532
12.00
0.500
q = 10.0(kN/m2)
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4-2.断面力の計算
(1).最上段切梁から上の断面力
・縦梁に作用する荷重 縦梁に作用する荷重は外枠 c点の支点反力を基に片持梁として計算する 外枠設計の支点反力 Rcより縦梁に作用する荷重は次の通りである 縦梁に作用する荷重
作用点 土圧強度
Ph(kN/m2)
外枠の支点反力
Rb
作用強度
P(kN/m)
a 9.500 0.9994 9.494
b 14.000 0.9994 13.992
Σp = Rb = 5.872(kN) ・断面力の計算 断面力
土層 作用荷重
Q(kN)
荷重の合力
ΣQ(kN)
a 点のモーメント
M(kN・m/m)
a ~ b 5.872 5.872 1.374
合計 5.872 1.374
Mmax = 1.374(kN・m/m)
(2).1 段切梁~2 段切梁間の断面力
0.500
13.992
9.494a
b
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・縦梁に作用する荷重 縦梁に作用する荷重は外枠 c点の支点反力を基に単純梁として計算する 外枠設計の支点反力 Rcより縦梁に作用する荷重は次の通りである 縦梁に作用する荷重
作用点 土圧強度
Ph(kN/m2)
外枠の支点反力
Rb
作用強度
P(kN/m)
a 14.000 0.9994 13.992
c 18.500 0.9994 18.489
b 41.625 0.9994 41.600
・断面力の計算 断面力
土層 作用荷重
Q(kN)
荷重の合力
ΣQ(kN)
a 点のモーメント
M(kN・m/m)
a ~ c 8.120 8.120 2.124
c ~ b 75.111 83.231 143.482
合計 83.231 145.606
b 点の反力 Rb = Ma / L = 145.606 / 3.000 = 48.535(kN) a 点の反力 Ra = ΣQ - Rb = 83.231 - 48.535 = 34.696(kN) ・最大曲げモーメントの計算 c 点~b点のモーメントは c点からの距離を x とすると、次式によって表される。
3.000
18.489
13.992a
c
41.600b
0.500
2.500
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12
Mx = Ra・x - Qc
2 ・x2 -
Qb - Qc
6・L' ・x3 + Mc - ΣQ・x
最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qb - Qc
2・L' ・x2 - Qc・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qb - Qc
2・L' = -
18.489 - 13.992
2×0.500 = -4.497
B = -Qc = -13.992 C = Ra - ΣQ = 34.696 - 0.000 = 34.696
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -13.992± -13.9922 - 4・-4.497・34.696
2・-4.497
= 1.628(m) 上式により x = 1.628(m)となり層厚 0.500(m)の範囲に解が無い。 よって、この層には最大曲げモーメントは生じない。
M = Ra・L - Qc
2 ・L2 -
Qb - Qc
6 ・L2 + Mc - ΣQ・L
= 34.696×0.500 - 13.992
2 ×0.5002 -
18.489 - 13.992
6 ×0.5002 + 0.000 - 0.000×0.500
= 15.412(kN・m/m) ・最大曲げモーメントの計算 c 点~b点のモーメントは c点からの距離を x とすると、次式によって表される。
Mx = Ra・x - Qc
2 ・x2 -
Qb - Qc
6・L' ・x3 + Mc - ΣQ・x
最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qb - Qc
2・L' ・x2 - Qc・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qb - Qc
2・L' = -
41.600 - 18.489
2×2.500 = -4.622
B = -Qc = -18.489 C = Ra - ΣQ = 34.696 - 8.120 = 26.576
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -18.489± -18.4892 - 4・-4.622・26.576
2・-4.622
= 1.122(m) 従って、最大曲げモーメントは 1.122(m)の位置に生じる。 最大曲げモーメントは次式により求める。
M = Ra・x - Qc
2 ・x2 +
A
3 ・x3 + Mc - ΣQ・x
= 34.696×1.122 - 18.489
2 ×1.1222 +
-4.622
3 ×1.1223 + 15.412 - 8.120×1.122
= 31.416(kN・m/m)
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13
(3).2 段切梁~3 段切梁間の断面力
・縦梁に作用する荷重 縦梁に作用する荷重は外枠 c点の支点反力を基に単純梁として計算する 外枠設計の支点反力 Rcより縦梁に作用する荷重は次の通りである 縦梁に作用する荷重
作用点 土圧強度
Ph(kN/m2)
外枠の支点反力
Rb
作用強度
P(kN/m)
a 41.625 0.9994 41.600
c 46.250 0.9994 46.222
b 68.750 0.9994 68.709
・断面力の計算 断面力
土層 作用荷重
Q(kN)
荷重の合力
ΣQ(kN)
a 点のモーメント
M(kN・m/m)
a ~ c 21.956 21.956 5.585
c ~ b 143.664 165.620 263.124
合計 165.620 268.709
b 点の反力 Rb = Ma / L = 268.709 / 3.000 = 89.570(kN) a 点の反力 Ra = ΣQ - Rb = 165.620 - 89.570 = 76.050(kN) ・最大曲げモーメントの計算 d 点~e点のモーメントは d点からの距離を x とすると、次式によって表される。
3.000
46.222
41.600a
c
68.709b
0.500
2.500
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Mx = Ra・x - Qd
2 ・x2 -
Qe - Qd
6・L' ・x3 + Md - ΣQ・x
最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qe - Qd
2・L' ・x2 - Qd・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qe - Qd
2・L' = -
46.222 - 41.600
2×0.500 = -4.622
B = -Qd = -41.600 C = Ra - ΣQ = 76.050 - 0.000 = 76.050
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -41.600± -41.6002 - 4・-4.622・76.050
2・-4.622
= 1.558(m) 上式により x = 1.558(m)となり層厚 0.500(m)の範囲に解が無い。 よって、この層には最大曲げモーメントは生じない。
M = Ra・L - Qd
2 ・L2 -
Qe - Qd
6 ・L2 + Md - ΣQ・L
= 76.050×0.500 - 41.600
2 ×0.5002 -
46.222 - 41.600
6 ×0.5002 + 0.000 - 0.000×0.500
= 32.632(kN・m/m) ・最大曲げモーメントの計算 d 点~e点のモーメントは d点からの距離を x とすると、次式によって表される。
Mx = Ra・x - Qd
2 ・x2 -
Qe - Qd
6・L' ・x3 + Md - ΣQ・x
最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qe - Qd
2・L' ・x2 - Qd・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qe - Qd
2・L' = -
68.709 - 46.222
2×2.500 = -4.497
B = -Qd = -46.222 C = Ra - ΣQ = 76.050 - 21.956 = 54.094
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -46.222± -46.2222 - 4・-4.497・54.094
2・-4.497
= 1.061(m) 従って、最大曲げモーメントは 1.061(m)の位置に生じる。 最大曲げモーメントは次式により求める。
M = Ra・x - Qd
2 ・x2 +
A
3 ・x3 + Md - ΣQ・x
= 76.050×1.061 - 46.222
2 ×1.0612 +
-4.497
3 ×1.0613 + 32.632 - 21.956×1.061
= 62.219(kN・m/m)
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15
(4).3 段切梁~4 段切梁間の断面力
・縦梁に作用する荷重 縦梁に作用する荷重は外枠 c点の支点反力を基に単純梁として計算する 外枠設計の支点反力 Rcより縦梁に作用する荷重は次の通りである 縦梁に作用する荷重
作用点 土圧強度
Ph(kN/m2)
外枠の支点反力
Rb
作用強度
P(kN/m)
a 68.750 0.9994 68.709
b 95.750 0.9994 95.693
・断面力の計算 断面力
土層 作用荷重
Q(kN)
荷重の合力
ΣQ(kN)
a 点のモーメント
M(kN・m/m)
a ~ b 246.603 246.603 390.143
合計 246.603 390.143
b 点の反力 Rb = Ma / L = 390.143 / 3.000 = 130.048(kN) a 点の反力 Ra = ΣQ - Rb = 246.603 - 130.048 = 116.555(kN) ・最大曲げモーメントの計算 e 点~f点のモーメントは e点からの距離を x とすると、次式によって表される。
Mx = Ra・x - Qe
2 ・x2 -
Qf - Qe
6・L' ・x3 + Me - ΣQ・x
3.000
95.693
68.709a
b
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最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qf - Qe
2・L' ・x2 - Qe・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qf - Qe
2・L' = -
95.693 - 68.709
2×3.000 = -4.497
B = -Qe = -68.709 C = Ra - ΣQ = 116.555 - 0.000 = 116.555
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -68.709± -68.7092 - 4・-4.497・116.555
2・-4.497
= 1.541(m) 従って、最大曲げモーメントは 1.541(m)の位置に生じる。 最大曲げモーメントは次式により求める。
M = Ra・x - Qe
2 ・x2 +
A
3 ・x3 + Me - ΣQ・x
= 116.555×1.541 - 68.709
2 ×1.5412 +
-4.497
3 ×1.5413 + 0.000 - 0.000×1.541
= 92.545(kN・m/m)
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(5).4 段切梁~5 段切梁間の断面力
・縦梁に作用する荷重 縦梁に作用する荷重は外枠 c点の支点反力を基に単純梁として計算する 外枠設計の支点反力 Rcより縦梁に作用する荷重は次の通りである 縦梁に作用する荷重
作用点 土圧強度
Ph(kN/m2)
外枠の支点反力
Rb
作用強度
P(kN/m)
a 95.750 0.9994 95.693
c 100.250 0.9994 100.190
b 113.600 0.9994 113.532
・断面力の計算 断面力
土層 作用荷重
Q(kN)
荷重の合力
ΣQ(kN)
a 点のモーメント
M(kN・m/m)
a ~ c 48.971 48.971 12.336
c ~ b 160.292 209.263 202.866
合計 209.263 215.202
b 点の反力 Rb = Ma / L = 215.202 / 2.000 = 107.601(kN) a 点の反力 Ra = ΣQ - Rb = 209.263 - 107.601 = 101.662(kN) ・最大曲げモーメントの計算 f 点~g点のモーメントは f点からの距離を x とすると、次式によって表される。
2.000
100.190
95.693a
c
113.532b
0.500
1.500
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18
Mx = Ra・x - Qf
2 ・x2 -
Qg - Qf
6・L' ・x3 + Mf - ΣQ・x
最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qg - Qf
2・L' ・x2 - Qf・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qg - Qf
2・L' = -
100.190 - 95.693
2×0.500 = -4.497
B = -Qf = -95.693 C = Ra - ΣQ = 101.662 - 0.000 = 101.662
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -95.693± -95.6932 - 4・-4.497・101.662
2・-4.497
= 1.014(m) 上式により x = 1.014(m)となり層厚 0.500(m)の範囲に解が無い。 よって、この層には最大曲げモーメントは生じない。
M = Ra・L - Qf
2 ・L2 -
Qg - Qf
6 ・L2 + Mf - ΣQ・L
= 101.662×0.500 - 95.693
2 ×0.5002 -
100.190 - 95.693
6 ×0.5002 + 0.000 - 0.000×0.500
= 38.682(kN・m/m) ・最大曲げモーメントの計算 f 点~g点のモーメントは f点からの距離を x とすると、次式によって表される。
Mx = Ra・x - Qf
2 ・x2 -
Qg - Qf
6・L' ・x3 + Mf - ΣQ・x
最大曲げモーメントの生じる点は Mx' = 0 とおいて、x を解くことによって求めることが出来る。
Mx' = - Qg - Qf
2・L' ・x2 - Qf・x + Ra - ΣQ = 0
A = - Qg - Qf
2・L' = -
113.532 - 100.190
2×1.500 = -4.447
B = -Qf = -100.190 C = Ra - ΣQ = 101.662 - 48.971 = 52.691
x = -B± B2 - 4・A・C
2・A
= -100.190± -100.1902 - 4・-4.447・52.691
2・-4.447
= 0.514(m) 従って、最大曲げモーメントは 0.514(m)の位置に生じる。 最大曲げモーメントは次式により求める。
M = Ra・x - Qf
2 ・x2 +
A
3 ・x3 + Mf - ΣQ・x
= 101.662×0.514 - 100.190
2 ×0.5142 +
-4.447
3 ×0.5143 + 38.682 - 48.971×0.514
= 52.329(kN・m/m)
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4-3.断面の決定 Mmax = 92.545(kN・m/m)に対し H-250×250×9×14(Z=708(cm3))を用いれば、
σ = Mmax
Z =
92.545×106
708×103 = 130.713(N/mm2) < 210(N/mm2) -O.K.-
以上より、縦梁として H-250×250×9×14 を用いる。
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5.腹起しの計算 腹起しは、切梁に支持された梁として計算する。
(1).第 1 段腹起しに作用する荷重 縦梁の A点反力を受けるものとすると、
ここで b 点縦梁の A点反力
RAb = RAb'
RAb' ・RAb =
0.9994
0.9994 ×(5.872 + 34.696) = 40.568(kN)
a 点縦梁の A点反力
RAa = RAa'
RAb' ・RAb =
0.4380
0.9994 ×(5.872 + 34.696) = 17.779(kN)
支点反力 RN = RAa + RAb = 17.779 + 40.568 = 58.347(kN) 最大曲げモーメント
M = RN×(D + L
2 ) - RAa×(L1 +
L1
2 ) - RAb×
L1
2
= 58.347×(0.000 + 2.8260
2 ) - 17.779×(0.9420 +
0.9420
2 ) - 40.568×
0.9420
2
= 38.215(kN・m) ここで D :0.000(m) 縦梁と切梁の芯のずれ L :2.8260(m) L1:0.9420(m) 断面の決定 Mmax = 38.215(kN・m)に対して H-200×200×8×12(Z=366(cm3))を 1 本用いると、
σ = Mmax
Z・設置本数
= 38.215×106
366×103×1 = 104.413(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
L1=0.9420 L1=0.9420 L1=0.9420
L=2.8260
RAa RAb RAb RAa
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(2).第 2 段腹起しに作用する荷重 縦梁の B点反力を受けるものとすると、
ここで b 点縦梁の B点反力
RBb = RBb'
RBb' ・RBb =
0.9994
0.9994 ×(48.535 + 76.050) = 124.585(kN)
a 点縦梁の B点反力
RBa = RBa'
RBb' ・RBb =
0.4380
0.9994 ×(48.535 + 76.050) = 54.601(kN)
支点反力 RN = RBa + RBb = 54.601 + 124.585 = 179.186(kN) 最大曲げモーメント
M = RN×(D + L
2 ) - RBa×(L1 +
L1
2 ) - RBb×
L1
2
= 179.186×(0.000 + 2.8260
2 ) - 54.601×(0.9420 +
0.9420
2 ) - 124.585×
0.9420
2
= 117.359(kN・m) ここで D :0.000(m) 縦梁と切梁の芯のずれ L :2.8260(m) L1:0.9420(m) 断面の決定 Mmax = 117.359(kN・m)に対して H-250×250×9×14(Z=708(cm3))を 1 本用いると、
σ = Mmax
Z・設置本数
= 117.359×106
708×103×1 = 165.761(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
L1=0.9420 L1=0.9420 L1=0.9420
L=2.8260
RBa RBb RBb RBa
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(3).第 3 段腹起しに作用する荷重 縦梁の C点反力を受けるものとすると、
ここで b 点縦梁の C点反力
RCb = RCb'
RCb' ・RCb =
0.9994
0.9994 ×(89.570 + 116.555) = 206.125(kN)
a 点縦梁の C点反力
RCa = RCa'
RCb' ・RCb =
0.4380
0.9994 ×(89.570 + 116.555) = 90.337(kN)
支点反力 RN = RCa + RCb = 90.337 + 206.125 = 296.462(kN) 最大曲げモーメント
M = RN×(D + L
2 ) - RCa×(L1 +
L1
2 ) - RCb×
L1
2
= 296.462×(0.000 + 2.8260
2 ) - 90.337×(0.9420 +
0.9420
2 ) - 206.125×
0.9420
2
= 194.170(kN・m) ここで D :0.000(m) 縦梁と切梁の芯のずれ L :2.8260(m) L1:0.9420(m) 断面の決定 Mmax = 194.170(kN・m)に対して H-300×300×10×15(Z=1150(cm3))を 1 本用いると、
σ = Mmax
Z・設置本数
= 194.170×106
1150×103×1 = 168.843(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
L1=0.9420 L1=0.9420 L1=0.9420
L=2.8260
RCa RCb RCb RCa
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23
(4).第 4 段腹起しに作用する荷重 縦梁の D点反力を受けるものとすると、
ここで b 点縦梁の D点反力
RDb = RDb'
RDb' ・RDb =
0.9994
0.9994 ×(130.048 + 101.662) = 231.710(kN)
a 点縦梁の D点反力
RDa = RDa'
RDb' ・RDb =
0.4380
0.9994 ×(130.048 + 101.662) = 101.550(kN)
支点反力 RN = RDa + RDb = 101.550 + 231.710 = 333.260(kN) 最大曲げモーメント
M = RN×(D + L
2 ) - RDa×(L1 +
L1
2 ) - RDb×
L1
2
= 333.260×(0.000 + 2.8260
2 ) - 101.550×(0.9420 +
0.9420
2 ) - 231.710×
0.9420
2
= 218.271(kN・m) ここで D :0.000(m) 縦梁と切梁の芯のずれ L :2.8260(m) L1:0.9420(m) 断面の決定 Mmax = 218.271(kN・m)に対して H-300×300×10×15(Z=1150(cm3))を 1 本用いると、
σ = Mmax
Z・設置本数
= 218.271×106
1150×103×1 = 189.801(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
L1=0.9420 L1=0.9420 L1=0.9420
L=2.8260
RDa RDb RDb RDa
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(5).第 5 段腹起しに作用する荷重 縦梁の E点反力を受けるものとすると、
ここで b 点縦梁の E点反力
REb = REb'
REb' ・REb =
0.9994
0.9994 ×107.601 = 107.601(kN)
a 点縦梁の E点反力
REa = REa'
REb' ・REb =
0.4380
0.9994 ×107.601 = 47.158(kN)
支点反力 RN = REa + REb = 47.158 + 107.601 = 154.759(kN) 最大曲げモーメント
M = RN×(D + L
2 ) - REa×(L1 +
L1
2 ) - REb×
L1
2
= 154.759×(0.000 + 2.8260
2 ) - 47.158×(0.9420 +
0.9420
2 ) - 107.601×
0.9420
2
= 101.360(kN・m) ここで D :0.000(m) 縦梁と切梁の芯のずれ L :2.8260(m) L1:0.9420(m) 断面の決定 Mmax = 101.360(kN・m)に対して H-300×300×10×15(Z=1150(cm3))を 1 本用いると、
σ = Mmax
Z・設置本数
= 101.360×106
1150×103×1 = 88.139(N/mm2) < σsa = 210(N/mm2) -O.K.-
L1=0.9420 L1=0.9420 L1=0.9420
L=2.8260
REa REb REb REa
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6.切梁材の設計
(1).第 1 段切梁の設計 切梁に働く軸力 N = RN = 58.347(kN)(腹起し材の支点反力)に対し H-200×200×8×12(A=51.53(cm2,i=4.22(cm))を 1 本用いると、)
σ = N
A・設置本数 =
58.347×103
51.53×102×1 = 11.323(N/mm2) < σsa = 173.847(N/mm2) -O.K.-
ここで σsa:許容圧縮応力度で、
lk
ly =
2000.000
42.200 = 47.393 <= 93
ここで lk:座屈長さ lk = 2000.000(mm) ly:断面二次半径 ly = 42.200(mm)
∴σsa = 210 - {1.23( lk
ly - 18)} = 173.847(N/mm2)
以上により切梁に H-200×200×8×12 を用いる。
(2).第 2 段切梁の設計 切梁に働く軸力 N = RN = 179.186(kN)(腹起し材の支点反力)に対し H-200×200×8×12(A=51.53(cm2,i=4.22(cm))を 1 本用いると、)
σ = N
A・設置本数 =
179.186×103
51.53×102×1 = 34.773(N/mm2) < σsa = 176.760(N/mm2) -O.K.-
ここで σsa:許容圧縮応力度で、
lk
ly =
1900.000
42.200 = 45.024 <= 93
ここで lk:座屈長さ lk = 1900.000(mm) ly:断面二次半径 ly = 42.200(mm)
∴σsa = 210 - {1.23( lk
ly - 18)} = 176.760(N/mm2)
以上により切梁に H-200×200×8×12 を用いる。
(3).第 3 段切梁の設計 切梁に働く軸力 N = RN = 296.462(kN)(腹起し材の支点反力)に対し H-200×200×8×12(A=51.53(cm2,i=4.22(cm))を 1 本用いると、)
σ = N
A・設置本数 =
296.462×103
51.53×102×1 = 57.532(N/mm2) < σsa = 179.676(N/mm2) -O.K.-
ここで σsa:許容圧縮応力度で、
lk
ly =
1800.000
42.200 = 42.654 <= 93
ここで lk:座屈長さ lk = 1800.000(mm) ly:断面二次半径 ly = 42.200(mm)
CSD
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26
∴σsa = 210 - {1.23( lk
ly - 18)} = 179.676(N/mm2)
以上により切梁に H-200×200×8×12 を用いる。
(4).第 4 段切梁の設計 切梁に働く軸力 N = RN = 333.260(kN)(腹起し材の支点反力)に対し H-200×200×8×12(A=51.53(cm2,i=4.22(cm))を 1 本用いると、)
σ = N
A・設置本数 =
333.260×103
51.53×102×1 = 64.673(N/mm2) < σsa = 179.676(N/mm2) -O.K.-
ここで σsa:許容圧縮応力度で、
lk
ly =
1800.000
42.200 = 42.654 <= 93
ここで lk:座屈長さ lk = 1800.000(mm) ly:断面二次半径 ly = 42.200(mm)
∴σsa = 210 - {1.23( lk
ly - 18)} = 179.676(N/mm2)
以上により切梁に H-200×200×8×12 を用いる。
(5).第 5 段切梁の設計 切梁に働く軸力 N = RN = 154.759(kN)(腹起し材の支点反力)に対し H-200×200×8×12(A=51.53(cm2,i=4.22(cm))を 1 本用いると、)
σ = N
A・設置本数 =
154.759×103
51.53×102×1 = 30.033(N/mm2) < σsa = 179.676(N/mm2) -O.K.-
ここで σsa:許容圧縮応力度で、
lk
ly =
1800.000
42.200 = 42.654 <= 93
ここで lk:座屈長さ lk = 1800.000(mm) ly:断面二次半径 ly = 42.200(mm)
∴σsa = 210 - {1.23( lk
ly - 18)} = 179.676(N/mm2)
以上により切梁に H-200×200×8×12 を用いる。
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27
7.計算結果 外枠設計
補強リング 深度
(m)
板厚
(mm) 鋼材名 間隔(m)
側圧
(kN/m2)
円形部対座屈許容外圧
(kN/m2)
直線部使用可能深度
(m)
8.500 2.7 - - 82.250 167.111 8.547
11.500 2.7 H-100×100×6×8 3.0 109.150 316.444 12.000
12.000 2.7 H-100×100×6×8 2.5 113.600 346.311 12.000
発生応力度 許容応力度 深度
(m) ライナープレート(N/mm2) 補強リング(N/mm2) ライナープレート(N/mm2) 補強リング(N/mm2)
8.500 179.073 - 180 210
11.500 138.628 204.113 180 210
12.000 133.883 196.155 180 210
縦梁の検討 [H-250×250×9×14]
支点反力 段位置
RA(kN) RB(kN)
最大曲げモーメント
(kN・m)
発生応力度
(N/mm2)
許容応力度
(N/mm2)
最上段~1段目 - 5.872 1.374 1.941 210
1 段目~2段目 34.696 48.535 31.416 44.373 210
2 段目~3段目 76.050 89.570 62.219 87.880 210
3 段目~4段目 116.555 130.048 92.545 130.713 210
4 段目~5段目 101.662 107.601 52.329 73.911 210
腹起しの検討
使用部材 段 深度
(m) 名称 本数(本)
支点反力
(kN)
曲げモーメント
(kN・m)
発生応力度
(N/mm2)
許容応力度
(N/mm2)
1 1.000 H-200×200×8×12 1 58.347 38.215 104.413 210
2 4.000 H-250×250×9×14 1 179.186 117.359 165.761 210
3 7.000 H-300×300×10×15 1 296.462 194.170 168.843 210
4 10.000 H-300×300×10×15 1 333.260 218.271 189.801 210
5 12.000 H-300×300×10×15 1 154.759 101.360 88.139 210
切梁の検討
使用部材 段 深度
(m) 名称 本数(本)
軸力
(kN)
発生応力度
(N/mm2)
許容応力度
(N/mm2)
1 1.000 H-200×200×8×12 1 58.347 11.323 173.847
2 4.000 H-200×200×8×12 1 179.186 34.773 176.760
3 7.000 H-200×200×8×12 1 296.462 57.532 179.676
4 10.000 H-200×200×8×12 1 333.260 64.673 179.676
5 12.000 H-200×200×8×12 1 154.759 30.033 179.676