rekonstrukcja budowli mostowej w ciechowicach (gmina nędza) · 6.2 obliczenia...
Post on 01-Mar-2019
221 Views
Preview:
TRANSCRIPT
POLITECHNIKA OPOLSKA
WYDZIAŁ BUDOWNICTWA
Kierunek: inżynieria drogowo mostowa
Studia: stacjonarne
Rafał Gajda
Rekonstrukcja budowli mostowej
w Ciechowicach (gmina Nędza)
Praca magisterska
napisana pod
kierunkiem naukowym
Pani dr inż. Beata Stankiewicz
Opole 2010
PRACA DYPLOMOWA __________________________________________________________________________________________________________
SPIS TREŚCI
Wstęp
Rozdział I. Zakres rozwoju i charakterystyka mostów betonowych 5
1.1 Historia mostów betonowych 5
1.2 Aktualne tendencje w kształtowaniu mostów betonowych 28
Rozdział II. Historia przeprawy przez odrę w miejscowościach Ciechowice-
Grzegorzowice 38
2.1 Historia Ciechowic i Grzegorzowic 38
2.2 Most drewniany (1885-1921) 39
2.3 Most betonowy (1924-1945) 40
2.4 Przeprawa promowa (do dnia dzisiejszego) 42
Rozdział III. Potrzeba budowy nowego mostu 44
3.1 Usprawnienia komunikacyjne 44
3.2 Względy ekonomiczne 46
3.3 Zwiększenie atrakcyjności turystycznej regionu 46
Rozdział IV. Możliwości rekonstrukcji obiektu 48
4.1 Wykazanie braku możliwości wykorzystania elementów
starego mostu – przepisy prawne 48
4.2 Zmiana terenu zalewowego rzeki 49
Rozdział V. Opracowanie trzech wariantów przęsła mostowego i wybór
optymalnego rozwiązania 51
Rozdział VI. Projekt koncepcyjny 52
6.1 Opis techniczny 52
6.2 Obliczenia statyczno-wytrzymałościowe 56
6.2.1 Obciążenia mostu 56
6.2.2 Płyta pomostu 60
6.2.2.1 Obliczenia statyczne 60
6.2.2.2 Wymiarowanie przekroju poprzecznego płyty
pomostu 69
6.2.3 Przęsło mostu 76
6.2.3.1 Obliczenia statyczne 76
PRACA DYPLOMOWA __________________________________________________________________________________________________________ 6.2.3.2 Wymiarowanie przęsła mostu 83
6.2.3.2.1 Przekrój przęsłowy 83
6.2.3.2.2 Przekrój podporowy 88
6.2.3.3 Trasowanie cięgien 92
6.2.3.3.1 Część przęsłowa 92
6.2.3.3.2 Część podporowa 95
6.2.3.4 Sprawdzenie strat sprężania 99
6.2.3.5 Sprawdzenie ugięć 102
6.2.3.6 Projektowanie strzemion 103
Rozdział VII. Zakończenie 105
7.1 Ogólna ocena wyników 105
7.2 Odniesienie się do kwestii podjętych w pracy na które
nie uzyskano odpowiedzi 105
Rozdział VIII. Spisy rzeczy 107
8.1 Wykaz literatury 107
8.2 Spis rysunków 108
8.3 Załączniki 108
PRACA DYPLOMOWA __________________________________________________________________________________________________________
WSTĘP
Przedmiot pracy dyplomowej
Przedmiotem pracy dyplomowej jest opracowanie rekonstrukcji betonowego
obiektu mostowego znajdującego się w Ciechowicach.
Cel pracy dyplomowej
Celem pracy dyplomowej jest przedstawienie kilku wariantów rekonstrukcji
obiektu mostowego znajdującego się w miejscowości Ciechowice, oraz projekt
koncepcyjny wybranego rozwiązania. W ramach pracy przeprowadzono obliczenia
statyczno – wytrzymałościowe przęsła mostowego oraz sporządzenie rysunków
konstrukcyjnych.
Zakres pracy dyplomowej
Praca dyplomowa przedstawia lokalizację oraz krótką historię wybranej
budowli mostowej. Opracowanie obejmuje charakterystykę mostów betonowych oraz
aktualne tendencje w kształtowaniu tego typu budowli. Wykazano potrzebę budowy
nowego mostu jak również możliwości rekonstrukcji zniszczonego obiektu.
Zaproponowano trzy koncepcje przęsła mostowego a następnie uzasadniono wybór
optymalnego rozwiązania. Po przeprowadzeniu obliczeń statyczno -
wytrzymałościowych wykonano rysunki konstrukcyjne dla głównych elementów mostu.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
5
ROZDZIAŁ I.
ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA
MOSTÓW BETOWYCH
1.1 HISTORIA MOSTÓW BETOWYCH
Przez wiele lat kamień naturalny był podstawowym materiałem stosowanym
do budowy mostów. Był na ogół łatwo dostępny, trwały, wytrzymały na ściskanie i w
gruncie rzeczy jedynym obok drewna materiałem nadającym się wówczas do budowy
mostów. Pierwsze prymitywne mosty kamienne budowano z płyt lub bloków opartych
na kamiennych podporach (Rys. 1.1) lub układanych wspornikowo warstwami aż do
zetknięcia się w środku przęsła (Rys. 1.2).
Rys. 1.1 Kładka przez rzekę Dartmoor (Anglia) Rys. 1.2 Most w Wietnamie z bloków z płyt granitowych kamiennych wysuniętych wspornikowo
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
6
Technikę budowy dróg i mostów kamiennych, na bardzo wysokim poziomie
rozwinęli Rzymianie, którzy już w okresie cesarstwa rzymskiego zbudowali sieć
doskonałych twardych dróg i mostów, które łączyły Rzym ze wszystkimi prowincjami i
podbitymi krajami. Charakterystycznymi cechami budowanych ówcześnie mostów i
akweduktów były półkoliste sklepienia o stałej grubości oraz masywne filary (Rys.
1.3). Niektóre mosty oraz akwedukty tego okresu zachowały się w bardzo dobrym
stanie do dnia dzisiejszego.
Rys. 1.3 Most przez rzekę Marecchia w Rimini (Włochy) zbudowany na początku naszej ery
W okresie średniowiecza technika budowy mostów kamiennych nie uległa
zbytniemu rozwojowi, jedynie na obszarach cesarstwa bizantyjskiego budowano
obiekty, które nie ustępowały konstrukcjom rzymskim. Stosowano w nich, obok
tradycyjnych sklepień półkolistych, sklepienia o kształtach strzelistych wprowadzonych
już przez Persów. Oprócz tego, na mostach budowano baszty warowne, które służyły
do obrony przed napastnikami oraz stanowiły miejsca poboru opłat za przejazd przez
most.
W epoce renesansu, na wskutek rozwoju wymiany handlowej zaobserwowano
gwałtowną rozbudowę sieci dróg i mostów. Wymagania żeglugi zmuszały do
zwiększenia światła mostów oraz ulepszenia warunków przepływu pod mostami.
Pojawiły się zatem nowe kształty sklepień kamiennych o małej wyniosłości oraz filary
o zmniejszonej grubości. Budownictwo mostów okresu baroku cechują łagodne łuki
oraz przesadnie zdobione formy wykończenia mostów kamiennych (Rys. 1.4). Na
przełomie XVII i XVIII w pojawiły się pierwsze elementy nowoczesnej statyki i
wytrzymałości materiałów uzyskane dzięki pracom takich uczonych jak R. Hooke,
Jacques i Jan Bernoulli, J.L. Lagrange, Ch. A. Coulomb i E. Euler.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
7
Rys. 1.4 Ponte di Santa Trinia we Florencji na rzece Arno z 1570r.
Na przełomie XIX i XX pojawił się zupełnie nowy materiał, następca
kamienia naturalnego- beton, nazywanym również sztucznym kamieniem . Argumenty
przemawiające za stosowaniem go do budowy mostów, to przede wszystkim względy
ekonomiczne1 i czasowe jak również możliwości kształtowania przęseł o dużo
większych rozpiętościach. Dlatego też budowane wcześniej konstrukcje kamienne,
pomimo dużych walorów estetycznych i wysokiego poziomu wykonawstwa nie
wytrzymały rywalizacji z nowopowstającymi mostami stalowymi oraz betonowymi.
Początkowo budowano mosty z samego betonu. Jednak możliwości jego
stosowania ograniczone były do budowy podpór oraz mostów sklepionych. Pierwsze
próby budowy betonowych mostów sklepionych przeprowadzono na początku XIX
wieku, jednak dopiero wynalezienie cementu portlandzkiego oraz rozpoczęcie jego
masowej produkcji stworzyło pełne możliwości wykorzystania betonu w
mostownictwie. Mosty betonowe stanowiły postęp przede wszystkim od strony
wykonawstwa, ograniczyły bowiem czas obróbki oraz transportu bloków kamiennych z
kamieniołomów. Zaś do ich budowy można było wykorzystać miejscowe tanie
materiały, takie jak żwir i piasek. Ujemną stroną stosowania betonowych sklepień była
większa wrażliwość na wpływy zmian temperatury i przemieszczenia podpór.
Na wielką skalę zaczęto budować mosty betonowe po zastosowaniu zbrojenia.
Jeden z pierwszych mostów żelbetowych o konstrukcji sklepionej powstał w 1875 roku
w Chazelet . Bezpośrednim bodźcem do budowy całego szeregu mostów z betonu
1 Wielką przewagę ekonomiczną mostów betonowych nad kamiennymi udowodnił w 1911r. francuski konstruktor E.L. Freyssinet, który wybudował trzy mosty betonowe, każdy o długości ponad 200m, za cenę ustaloną na wykonanie jednego z tych mostów w wersji kamiennej.( S. Szczygieł, M Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i Łączności , Warszawa 1972, str. 23)
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
8
zbrojonego stała się wystawa w Bremie w 1890 r., na terenie której zbudowano
pokazowa kładkę dla pieszych o rozpiętości sklepienia 40 m.1 W Polsce pierwszy most
z betonu zbrojonego zbudowano w 1892 roku w Warszawie o rozpiętości sklepienia 8
metrów.2
Początkowo mosty z betonu zbrojonego budowano w formie pełnych sklepień z murami
czołowymi i zasypką. Miało to jednak małe korzyści ekonomiczne nie znano bowiem
jeszcze dostatecznie warunków pracy betonu zbrojonego oraz poprawnego sposobu
projektowania zbrojenia. W miarę postępu teorii obliczeń powstały nowe, właściwsze
dla żelbetu rozwiązania ustrojów nośnych, to jest belki, ramy i łuki. Pionierem
schematu zbrojenia belki, niewiele różniącego się od stosowanego obecnie, uważa się
Françoisa Hennebique’a. Jako pierwszy stosował on oprócz prętów podłużnych również
strzemiona i pręty odgięte.
W krótkim czasie, mosty z betonu zbrojonego wysunęły się na pierwszy plan w zakresie
budownictwa przęseł małych rozpiętości, wygrywając rywalizację z konstrukcjami
stalowymi. Przemawiały za nimi liczne atuty betonu takie jak:
- większa ekonomia przy małych rozpiętościach przęseł dzięki możliwości
wykorzystania miejscowych materiałów, prostocie wykonania przy pomocy niezbyt
wysoko kwalifikowanych sił roboczych, większej trwałości przy poprawnym
zaprojektowaniu i wykonaniu oraz małych kosztach utrzymania;
- monolityczność i duża sztywność ustroju, odporność na oddziaływania dynamiczne
i sejsmiczne;
- łatwość kształtowania i dostosowywania do wymagań sytuacyjnych.3
W rozwiązaniach betonowych największe rozpiętości przęseł można było
osiągać przy stosowaniu dźwigarów łukowych. Powodem tego były korzystniejsze niż
w belce warunki pracy betonu, który w tym przypadku był mimośrodowo ściskany.
Ponadto zaczęto budować mosty, których pomost opierał się za pomocą pionowych
ścianek na użebrowanym sklepieniu. Przykładem jednej z pierwszej tego typu
konstrukcji jest most przez rzekę Vienne we Francji o rozpiętości 50metrów (Rys. 1.5),
gdzie również zastosowano system zbrojenia Hennebique’a.
1 S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i Łączności, Warszawa 1972, str. 27 2 Tamże, str. 27 3 Tamże, str. 29-30
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
9
Rys. 1.5 Most przez rzekę Vienne (Francja) z 1899r.
W dziedzinie budownictwa mostów łukowych, w okresie pierwszej wojny światowej
rozpiętości konstrukcji przekraczały już 100 metrów, co dla mostów kamiennych było
rzeczą nieosiągalną. Jednym z przykładów tego typu obiektów był ukończony w 1911
roku, w Rzymie, na rzece Tybr most z betonu zbrojonego o łukach tarczowych
bezprzegubowych rozpiętości 100 m. Do najbardziej znanych mostów wybudowanych
w tym czasie na terenie Polski należy wiadukt mostu ks. Józefa Poniatowskiego w
Warszawie o łącznej długości 702 metrów i przęsłami sklepionymi rozpiętości 20
metrów.
Rozpiętości przęseł łukowych rosły wraz z możliwością wytwarzania betonu o coraz
większych naprężeniach maksymalnych na ściskanie. Wadą budowy mostów łukowych
była konieczność budowy skomplikowanych i drogich rusztowań, których ustrój i koszt
wykonania decydowały zwykle o opłacalności i konkurencyjności całego rozwiązania.
Do najbardziej znanych mostów łukowych wybudowanych na terenie Europy należą:
most koło St. Pierre de Vauvray(Francja), most drogowo – kolejowy przez rzekę Elorn
(Francja), most drogowo – kolejowy w Sztokholmie Traneberg-Sund (Rys. 1.6) oraz
most drogowy koło La Roche – Guyon przez Sekwanę.
Rys. 1.6 Most drogowo-kolejowy w Sztokholmie
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
10
Dążenie do uwzględnienia i uzyskania współpracy łuku z pomostem przejawiało się
dość wyraźnie w rozwiązaniach Roberta Maillarta, który opracował system złożony z
gibkiego łuku współpracującego z opartą na nim sztywną belką. Jego pierwszym tego
typu mostem był betonowy most przerzucony nad wąwozem Val Tschiel w Szwajcarii.
Niemalże we wszystkich swoich projektach dążył on do ograniczenia dodatkowych sił
wewnętrznych w elementach ustroju od różnicy temperatur i skurczu betonu, poprzez
odpowiednie modelowanie sztywności tych elementów.
Nieco inny system ustrojów wprowadził Langer wprowadzając dźwigary belkowe
usztywnione łukiem gibkim. Przykładem takiego rozwiązania może być most przez
rzekę Newę w Leningradzie o rekordowej dla tego systemu rozpiętości przęsła równej
101 m.1
W budownictwie mostów belkowych o przęsłach dużej rozpiętości stosowano
ustroje belkowe ciągłe przegubowe i bezprzegubowe o przekrojach poprzecznych
skrzynkowych, cienkościennych. W 1930 roku po raz pierwszy zastosowano również
rusztowanie podwieszone przy budowie tego typu mostu przez Rio do Peixe w Brazylii.
Po zakończeniu II Wojny Światowej na terenach objętych działaniami
wojennymi konieczne było szybkie odbudowanie sieci komunikacyjnej. Odbudowa
mostów żelbetowych często odbywała się z wykorzystaniem zniszczonych elementów
mostu. Zniszczone przęsła podnoszono i ponownie zmieniano w monolityczną całość.
W ten sposób odbudowano belkowy most przez rzekę Enz, podnosząc uszkodzone
przez wysadzenie filara przęsła w drewnianych klatkach za pomocą dźwigników
hydraulicznych oraz żurawi. Przerwane lub przecięte przy podnoszeniu przęsła pręty
zbrojeniowe, prostowano a następnie łączono za pomocą starannego spawania na styk
czołowy. Drugim przykładem odbudowy jest most drogowy przez Sekwanę w Fontanie-
de-Port , składającego się z pięciu przęseł belkowych, wolnopodpartych o rozpiętości
28,5 metra. Trudności techniczne nie pozwalały na podniesienie w całości zwalonych
przęseł dlatego zdecydowano się na pocięcie przęseł na osobne belki główne. Po ich
podniesieniu oraz ustawieniu na rusztowaniu połączono je w jednolitą całość. Dzięki
tej metodzie oszczędzano na materiałach, robociźnie i czasie budowy. Potrzeba
szybkiego wybudowania dużej ilości obiektów sprzyjała również rozwojowi
1 S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i Łączności, Warszawa 1972, str. 53
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
11
prefabrykacji elementów mostowych. Na dużą skalę rozwinęła się głównie w ZSSR
gdzie opracowano szereg typowych rozwiązań przęseł.
Konstrukcje żelbetowe były już powszechnie i z powodzeniem stosowane w
budowie mostów jednak jedną z ich głównych wad były rysy, powstające w strefie
rozciąganej betonu. Stwarzały one ryzyko korozji prętów zbrojeniowych a w związku z
tym awarii obiektu. Rozwiązaniem tego problemu był beton sprężony.
Ogólne pojęcie sprężania definiuje się następująco: „sprężanie jest to wprowadzenie do
konstrukcji wstępnego układu sił wewnętrznych, który tak przeciwdziała
niebezpiecznemu układowi sił od obciążeń zewnętrznych, że łączne działanie tych
układów konstrukcja przeniesie bezpiecznie.”1
Istota sprężania betonu w dźwigarach zginanych polega na tym, że przekroje są
mimośrodowo ściskane i w całym praktycznie przekroju działają znaczne naprężenia
ściskające, natomiast w konstrukcjach żelbetowych strefa ściskana betonu stanowi w
praktyce najwyżej 1/3 wysokości przekroju, a zatem beton w przeważającej części
przekroju znajduje się w strefie rozciąganej i w istocie stanowi balast o drugorzędnym
znaczeniu. Wyeliminowanie lub ograniczenie do dopuszczalnych wartości naprężeń
rozciągających dzięki sprężeniu zmniejsza ryzyko pojawienia się rys w betonie,
zwiększając tym samym trwałość budowli, zwłaszcza takich jak mosty narażone na
działanie czynników atmosferycznych. Nawet w przypadku niewielkiego przeciążenia
ustroju i pojawienia się rys, zamykają się one po odciążeniu bez większej szkody dla
ustroju.
Dodatkowymi aspektami przemawiającymi za stosowaniem sprężenia w porównaniu do
konstrukcji żelbetowych są:
- dobre wykorzystanie materiałów o wysokiej wytrzymałości
- zmniejszenie zużycia betonu
- zmniejszenie zużycia stali
- zmniejszenie ugięć elementów zginanych dzięki wstępnemu ugięciu odwrotnemu
- możliwość łączenia prefabrykowanych segmentów
- smukłe , stosunkowo lekkie elementy, o wysokich walorach estetycznych i
funkcjonalnych2
1 A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 23. 2 Tamże, str. 29
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
12
Rezultatem tych cech jest możliwość zwiększenia rozpiętości elementów zginanych
oraz zapewnienie szczelności rozciąganych części konstrukcji.
Pomysł sprężania betonu pojawił się niewiele później od wynalezienia betonu
zbrojonego, jednak jego rozwój przebiegał znacznie wolniej. Pierwsze opatentowane
pomysły powstały ok. 1886 roku w Stanach Zjednoczonych i w Europie, natomiast
pierwsze próby sprężania przeprowadzone przez J. Lunda oraz M. Koenena około 1906
roku zakończyły się niepowodzeniem. Główną przyczyną była ówczesna stal która
posiadała niewielkie dopuszczalne naprężenia na poziomie 120 MPa jak również
stosowanie naciągów prętów do 60 MPa . Niewielkie wydłużenia prętów wywołane ich
wstępnym naciągiem zanikały w krótkim czasie pod wpływem skurczu i pełzania
betonu. Obecnie do budowy elementów sprężonych wykorzystuje się materiały o
znacznie większych wytrzymałościach. Stal wysokowęglowa o wytrzymałości na
rozciąganie przekraczającej 1200 MPa oraz beton o wytrzymałości na ściskanie 100
MPa a nawet większej są spotykane w niemal każdym nowobudowanym obiekcie
mostowym wykonanym z betonu sprężonego.
Podstawy projektowania konstrukcji z betonu sprężonego stworzył francuski
inżynier E. Freyssinet który na podstawie badań wyjaśnił istotę i przyczynę pełzania
betonu. Określił również wielkość strat na sile sprężającej wywołanych pełzaniem i
skurczem, a od 1929 zaczął stosować beton sprężony do produkcji pali, masztów i
przewodów rurowych.
Pierwszy most z betonu sprężonego zbudowano w latach 1936-1937 w Aue w
Niemczech. Był to most belkowy , trójprzęsłowy o przęśle głównym rozpiętości
69 metrów1. Cięgna sprężające wykonano z prętów stalowych poprowadzonych na
zewnątrz przekroju dźwigarów. W 1938 roku wybudowano na podstawie licencji
Freyssineta wiadukt obok Oelde w Westfalii (Rys. 1.7) w którym po raz pierwszy
zastosowano cięgna sprężające umieszczone w obrębie przekroju belek.
1 S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i Łączności, Warszawa 1972, str. 76
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
13
Rys. 1.7 Wiadukt nad autostradą obok Oelde w Westfalii z 1939r.
W latach 1939-1940 E. Freyssinet opatentował swoją znakomitą metodę sprężania
elementów po stwardnieniu betonu, przy użyciu kabli z wiązek 12÷18 drutowych,
kotwionych za pomocą odpowiednich bloków i stożków, z zastosowaniem dźwigników
do równoczesnego naciągu kabli i ich kotwienia .
W latach poprzedzających drugą wojnę światową oraz podczas wojny opatentowano
kilka dalszych sposobów sprężania betonu. Powstała między innymi metoda E Hoyera
(Niemcy), Schörera (USA) oraz konkurencyjna dla Freyssineta metoda Magnela.
Oprócz wspomnianych już systemów sprężania powstało w późniejszych latach szereg
dalszych rozwiązań. W ZSSR stosowano system kabli wprowadzony przez Korokwina,
w Italii własny sposób zakotwienia za pomocą stożkowych klinów stalowych
wprowadził R. Morandi, w Szwajcarii powstał system zakotwień BBRV1 w którym
druty kabla zakotwione są w stalowej głowicy poprzez zgrubienia wykonane
mechanicznie na ich końcach, natomiast w NRF pojawił i szeroko rozwinął się system
sprężania za pomocą zgrupowanych kabli ciągłych napinany równocześnie przez
rozparcie bloków znany pod nazwą systemu Baur-Leonhardta. Również w NRF pojawił
się system sprężania znany pod nazwą Dywidag w którym cięgna wykonane z prętów
kotwione są za pomocą nakrętek i nawalcowanego na końcach prętów gwintu.
W Polsce konstrukcje sprężone wprowadzono na początku lat 50., lecz ich rozwój był
powolny i nierównomierny, na ogół nienadążający za postępem światowym w
praktycznych zastosowaniach. Począwszy od połowy lat 50. stosowano w naszym kraju
na masową skalę prefabrykaty sprężone: dźwigary i płyty dachowe, belki
podsuwnicowe, później podkłady kolejowe i słupy trakcyjne. Dopiero pod koniec lat 50
zaczęto budować pierwsze doświadczalne mosty z betonu zbrojonego. W następnych
latach beton sprężony znalazł szersze zastosowanie w mostownictwie, zajmując
1 BBRV- od nazwisk twórców: Birkenmaier, Brandestini, Roš, Vogt. ( S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i Łączności, Warszawa 1972, str. 83)
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
14
stopniowo miejsce betonu zbrojonego w zakresie budowy przęseł średnich rozpiętości.
Od początku lat 90. mamy w kraju kontakt z techniką światową sprężania za sprawą
powstałych w kraju przedstawicielstw dużych firm międzynarodowych
wyspecjalizowanych w konstrukcjach sprężonych. Dzięki tej współpracy realizowane są
śmiałe konstrukcje z zastosowaniem nowoczesnych systemów sprężania.
Rozpowszechniło się wiele metod realizacji sprężenia, znacznie różniących się
pod względem technologicznym. Można je sklasyfikować w trzech grupach:
- sprężenie za pomocą cięgien polegające na wzdłużnym naciągu zbrojenia i kotwieniu
tych cięgien na ich końcach. Cięgna te poddaje się naciągowi przed zabetonowaniem
elementu, w oparciu o sztywną konstrukcję zewnętrzną(strunobeton) oraz po
zabetonowaniu w oparciu o stwardniały beton samego sprężanego elementu
(kablobeton)
- sprężanie bez cięgien, polegające na wywołaniu reakcji pomiędzy zewnętrznymi
oporami a sprężanym elementem za pomocą pras lub klinów.
- sprężanie poprzez zabiegi specjalne, za pomocą cięgien naciąganych odmiennymi
sposobami od opisanych wcześniej.1
Drugim, obok metod sprężania, kryterium klasyfikacji konstrukcji sprężonych jest
intensywność sprężania, wyrażana umownie stopniem zabezpieczenia przed
zarysowaniem. Wyróżnia się cztery przypadki:
- super pełne sprężenie, kiedy pod działaniem podstawowej kombinacji obciążeń nie
występują w przekrojach naprężenia rozciągające ( kategoria rysoodporności 1a )
- pełne sprężenie, kiedy pod działaniem kombinacji obciążeń krótkotrwałych nie
występują rysy, a naprężenia rozciągające nie przekraczają wytrzymałości betonu na
rozciąganie ( kategoria rysoodporności 1b ).
- ograniczone sprężenie, kiedy pod działaniem długotrwałej kombinacji obciążeń nie
występują w przekroju naprężenia rozciągające, a pod krótkotrwałą kombinacją
obciążeń, rysy nie przekraczają wartości dopuszczalnej wlim= 0,2 mm( kategoria 2a )
- częściowe sprężenie, kiedy dopuszcza się pod działaniem krótkotrwałej kombinacji
obciążeń wystąpienia w przekroju niewielkich rozciągań które powodują rysy
nieprzekraczające wlim= 0,2 mm( kategoria 2b )2
1 A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 26. 2Tamże, str. 27.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
15
Jest wiele metod sprężania betonu dostosowanych do kształtu i rozmiarów
elementu a zwłaszcza wielkości sił sprężających, jednak powszechnie stosowanymi
metodami są strunobeton i kablobeton.
Technologia strunobetonu. Metodę tę charakteryzują dwie podstawowe cechy:
- naciąg cięgien następuje przed betonowaniem elementu
- przekazanie siły sprężającej na beton zachodzi za pomocą przyczepności
W nowoczesnej produkcji elementów strunobetonowych stosuje się najczęściej sploty
7-drutowe, z drutów o średnicach od 2,5 mm do 6 mm wykonane ze stali
wysokowęglowych. Naciąg zbrojenia odbywa się w oparciu o zewnętrzne elementy
oporowe wyposażone w zakotwienia technologiczne, w których kotwione są cięgna na
okres betonowania i twardnienia betonu. Właściwe sprężenie następuje dopiero w
chwili zwolnienia zakotwień technologicznych i przekazaniu sił na beton, dzięki
przyczepności betonu do stali, powstałej w czasie twardnienia betonu.
Konieczność korzystania z konstrukcji oporowych potrzebnych do naciągu cięgien
powoduje, że elementy strunobetonowe wytwarza się wyłącznie jako prefabrykaty co z
kolei ze względów komunikacyjnych ogranicza gabaryty wytwarzanych elementów do
długości 18 metrów. Wytwarzane są również znacznie dłuższe belki, nawet ponad 40 m,
jednak ich transport wymaga wyznaczenia specjalnych tras dostarczania na miejsce
budowy.
Początkowo stosowano wyłącznie prostoliniowy przebieg cięgien. Prowadziło to do
jednakowej intensywności sprężenia na długości całego elementu, co z kolei w
przekrojach przypodporowych w belkach swobodnie podpartych stwarzało
niebezpieczeństwo przekroczenia naprężeń w betonie w chwili przejęcia sprężenia.
Efekt ten nasila się jeszcze bardziej w belkach o znacznej długości, dlatego zaczęto
stosować cięgna odginane lub tzw. wyłączanie cięgien, czyli wgłębne zakotwienie.
Odgięcia cięgien sprężających wykonuje się za pomocą specjalnych uchwytów,
częściowo traconych. Naciąg odginanych cięgien odbywa się albo po założeniu
uchwytów, albo naciąga się cięgna prostoliniowo niepełną siłą i dopiero po ich
zakotwieniu dokonuje odgięć, wprowadzając dodatkowe siły naciągu.
Do wytwarzania elementów strunobetonowych wykorzystuje się dwie metody
- metodę torów naciągowych
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
16
- metodę sztywnych form
Pierwszą z metod wykorzystuje się gdy wykonywane są długie serie elementów
strunobetonowych, o przekrojach stałych lub nieznacznie zróżnicowanych. Elementy
produkowane są szeregowo na długości toru, natomiast naciągu cięgien dokonuje się raz
dla całego szeregu. Stanowiska takie nazywane są torami naciągowymi a na ich
końcach znajdują się masywne konstrukcje oporowe w których kotwi się cięgna (Rys.
1.8). Kształtowanie elementów na takim torze odbywa się za pomocą stałych lub
przesuwnych form, które nie są obciążone siłami naciągu.
Rys. 1.8 Etapy wykonywania elementu strunobetonowego
W metodzie sztywnych form, różnica polega na tym, że to właśnie formy a nie bloki
oporowe przenoszą siły naciągu cięgien, a w związku z tym muszą być odpowiednio
masywne i sztywne.
W produkcji elementów strunobetonowych stosuje się dwa sposoby naciągu cięgien:
- hydrauliczny naciąg podłużny za pomocą pras naciągowych
- naciąg z wykorzystaniem wydłużenia termicznego cięgien
Najbardziej uniwersalna i rozpowszechniona jest pierwsza metoda, a urządzenia
naciągowe służą albo do naciągu pojedynczych cięgien albo do jednoczesnego naciągu
wszystkich cięgien.
Rozwiązanie drugie jest powszechnie stosowane przy metodzie torów naciągowych.
Naciąg pojedynczych splotów odbywa się za pomocą lekkiej prasy z automatycznie
powtarzanymi fazami naciągu i kotwienia.
Zakotwienia technologiczne stanowią zarówno proste zaciski jak i zautomatyzowane
zespoły. Bazują one na uchwytach szczękowych niezależnych dla każdego splotu.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
17
Szeroko stosowanym od dawna zakotwieniem technologicznym jest zacisk szczękowy
typu Gifforda (Rys. 1.9).
Rys. 1.9 Zacisk szczękowy Gifforda. Technologia kablobetonu. Do konstrukcji kablobetonowych zaliczamy wszystkie te, które sprężane są cięgnami
naciąganymi po stwardnieniu betonu. Technologia kablobetonu ma tę przewagę nad
strunobetonem, że daje możliwość sprężania konstrukcji i elementów bardziej
różnorodnych pod względem kształtu i wymiarów. Można dzięki niej sprężać zarówno
elementy prefabrykowane jak również obiekty składane z prefabrykatów, segmentów
oraz monolityczne konstrukcje dużych wymiarów. Cechą charakterystyczną
kablobetonu są duże siły naciągu, możliwe do zrealizowania cięgnami o zwartej
budowie i stosunkowo małej powierzchni przekroju poprzecznego oraz możliwość
montażowego sprężenia konstrukcji. Przekazanie sił sprężających odbywa się z reguły
przez docisk do betonu za pomocą zakotwień dostosowanych do konstrukcji kabli.
Obecnie najczęściej spotyka się kable wielożyłowe w których sploty tworzą cięgna o
przekroju kołowym. Większość stosowanych cięgien składa się ze splotów 7-
drutowych, złożonych z drutów o średnicy od 4 do 5 mm. Utworzone w ten sposób
sploty mają średnicę od 12,5 mm do 16 mm. Z takich splotów wykonywane są kable
zawierające od jednego do kilkudziesięciu splotów. Spotyka się również, jednak na
znacznie mniejszą skalę cięgna złożone z jednego grubego pręta .
Systemy kabli wielodrutowych.
System Freyssineta stosowany przez wiele lat jest przykładem wielodrutowego,
koncentrycznego cięgna z zakotwieniem typu stożkowego. Na przestrzeni lat pomysł
Freyssineta był poddawany różnym modyfikacjom, przez co powstał miedzy innymi
system Freyssinet International, w którym zastosowano bloki żelbetowe oraz stożki
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
18
kotwiące, stalowe. W naszym kraju kable Freyssineta stosowane były w latach 1954-
1980.
Przykładem systemu kabli wielodrutowych stosowanym do dnia dzisiejszego jest
szwajcarski system BBRV. Jest to system cięgien koncentrycznych z zakotwieniami
głowicowymi. Cechuje się bardzo zróżnicowaną liczbą drutów jednak najczęściej w
przedziale od 7 do 102 o średnicy 7 milimetrów. Cechą charakterystyczną zakotwień
tego systemu jest wykonanie główek na końcach drutów, które umożliwiają
uchwycenie drutów we wspólnej głowicy, a ich niewielkie wymiary pozwalają na
użycie stosunkowo niewielkich głowic (Rys. 1.10).
Rys. 1.10 Zakotwienia systemu BBRV Warianty systemu BBRV stanowią kable i zakotwienia typu HIAM i DINA o wysokiej
odporności na obciążenia wielokrotne. W systemach tych stosuje się podwójne
zakotwienie- oprócz typowych dla BBRV główek kotwiących również tuleję kotwiącą
wypełnianą tworzywem na bazie żywic epoksydowych. Rozwiązania te wykazują dużą
odporność na wpływy dynamiczne od trzęsień ziemi.
Inne ze stosownych systemów kabli wielodrutowych to system PZ charakteryzujący się
tarciowym zakotwieniem, takim samym po stronie czynnej jak i biernej. Druty okrągłe,
gładkie kotwiono w kołnierzu za pomocą klinowej końcówki pręta naciągowego (Rys.
1.11). System Leoba charakteryzował się głowicami młotkowymi lub krzyżowymi
wokół których przebiegały pętle ciągłego drutu (Rys. 1.12). Późniejszy wariant Leoba-
AK był oryginalny pod innym względem, stosowano druty o średnicy 12,2 mm i
kotwiono je jedną szczęką czterodzielną.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
19
Choć istnieje wiele obiektów w których zastosowano cięgna wielodrutowe to jednak
rozwój kablobetonu poszedł w kierunku cięgien złożonych ze splotów.
Rys. 1.11 System PZ
Rys. 1.12 System typu Leoba System kabli ze splotów.
Systemy te charakteryzują się najczęściej splotami 7 drutów o średnicy 4 lub 5 mm.
Zakotwienia po stronie czynnej są najczęściej zakotwieniami typu blokującego z
zastosowaniem stożkowych szczęk dwu lub trój-dzielnych. Na odcinku poszerzenia
kanałów przed zakotwieniami stosuje się urządzenia umożliwiające wachlarzowe
rozprowadzenie splotów nazywane deflektorami. Zakotwienia ze strony biernej mogą
być takie same jednak często stosuje się zakotwienia wgłębne.
Stosuje się trzy warianty konstrukcji zakotwień:
- płyta kotwiąca wraz z płaską płytą dociskową oraz wiotką osłoną poszerzonego
kanału, np.: VSL-E, BBR-CONA M3, SUSPA-E, TENSACCIAI-MTC (Rys. 1.13).
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
20
Rys. 1.13 Zakotwienie VSL
- płyta kotwiąca wraz z przestrzennym elementem staliwnym z płytą dociskową i
odcinkiem silnej osłony, np.: Freyssinet Monogroup-K (Rys. 1.14)., VSL-EC, BBR-
CONA M2, Dywidag MA, Freyssinet-C, CCL-N, TENSACCIAI-MTA oraz nowe
rozwiązanie VSL-CS w którym element staliwny zastąpiono blokiem dociskowym
wykonanym z płyty stalowej i bloku z betonu wysokowartościowego.
Rys. 1.14 System Freyysi-Monogroup
- zintegrowana płyta kotwiąca i dociskowa wraz z wiotką osłoną np.: Dywidag SD lub
CCL-Multistrand1(Rys. 1.15).
1 A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 114-117.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
21
Rys. 1.15 Zakotwienie systemu Dywidag
W wymienionych powyżej oraz wielu innych typach zakotwień stosowane są
pomocnicze zbrojenia w postaci spirali. Wyjątek stanowi zakotwienie kabla systemu
Dywidag, które w miejsce spirali zawiera stalowy pierścień wzmacniający połączony z
płytą dociskową.
W Polsce w Instytucie Badawczym Dróg i Mostów powstał dla kabli o małej sile
naciągu system Tercet (3 sploty w kablu kotwione jednym stożkiem) a dla kabli o
średniej i dużej sile powstał system IBDM ( z cięgnami złożonymi z 7 lub 12 splotów
Ø15,5 mm) (Rys. 1.16). Zakotwienia tak jak w systemie Freyssineta obejmują stalowy
blok kotwiący i podłużnie rowkowany stożek stalowy. W 1997 roku powstał nowy
polski system sprężania dla dużych sił którego istotą rozwiązania jest kotwienie w
jednej płycie 19 splotów Ø15,5 mm a każdy splot jest zakotwiony trójdzielną szczęką.
Rys. 1.16 Polski system Tercet Kable linowe.
Kable linowe są to pojedyncze cięgna złożone z co najmniej 7 drutów lub ze splotów
zwijanych warstwami. Zakotwieniami lin są najczęściej głowice w kształcie tulei,
zapewniające dobre uchwycenie wszystkich drutów. Najczęściej spotykane systemy
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
22
kabli linowych to system Roebling (stosowany głównie w USA) oraz francuski system
SEEE. W obydwu rozwiązaniach tuleja wykonana ze stali o znacznie mniejszej
twardości niż druty liny, zostaje zaciśnięta na linie a następnie jest gwintowana i
przystosowana do gwintowego zakotwienia. Linę stanowi najczęściej 1, 7 lub 19
splotów 7-drutowych z których największe 19x(7Ø5mm) uzyskują siłę zrywającą
4,8MN.W przeszłości do zakotwień kabli linowych stosowano poszerzone głowice, w
których rozplecioną końcówkę liny zalewano stopem metali lub masami na bazie żywic
uzyskując zakotwienie pojedynczych drutów.
Kable prętowe.
Wywodzą się z najstarszych sposobów sprężania, stosowane również jako ściągi w
konstrukcjach murowych, drewnianych i kamiennych. Kable prętowe nadają się przede
wszystkim do sprężania prostoliniowego małymi lub średnimi siłami. Zakotwienie
prętów po stronie czynnej odbywa się za pomocą nakrętek, dzięki czemu w zakotwieniu
nie powstają żadne poślizgi co z kolei predysponuje ten typ kabli do stosowania w
elementach o niewielkiej długości. Zaletą kabli prętowych jest zwiększona odporność
na korozję, dzięki małej powierzchni zewnętrznej oraz zastosowania do produkcji stali
stopowych. Stosowanie kabli prętowych rozpoczęto od gładkich prętów okrągłych z
nagwintowanymi końcówkami umożliwiającymi uchwycenie w prasie i zakotwienie.
Zwykły gwint powodował znaczne obniżenie nośności cięgien wskutek redukcji
przekroju i zjawiska karbu na początku gwintu. Wprowadzono więc dwa sposoby
kotwienia prętów: Dywidag praz Macalloy w których zmniejszono niekorzystne skutki
gwintowania za pomocą gwintów walcowanych na prętach z odpowiednich stali
stopowych (Rys. 1.17).
Rys, 1.17 Kable prętowe systemu Dywidag i Macalloy
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
23
Zakotwienia wgłębne.
Podczas stosowania naciągu jednostronnego kabli nie ma potrzeby wyprowadzać
zakotwienia biernego aż na czoło elementu a czasami jest to wręcz niemożliwe do
zrealizowania. W Tym celu opracowano bierne zakotwienia wgłębne. W kablach
prętowych zakotwienie takie wykonuje się w postaci wgłębnej płyty dociskowej z
nakrętką, a w kablach wielodrutowych, wielosplotowych lub linowych stosuje się
zakotwienia przyczepnościowe lub dociskowe w betonie (Rys. 1.18). Osłona kabla w
zakotwieniach wgłębnych wymaga uszczelnienia aby uniknąć wpłynięcia betonu do
osłony. Konieczne jest także dołączenie przewodów odpowietrzających,
umożliwiających iniekcję kanałów.
Rys. 1.18 Zakotwienia wgłębne VSL
Systemy specjalne.
Systemy specjalne powstały głównie dla wyeliminowania podstawowych wad
kablobetonu tzn.: dla niezawodnego zabezpieczenia przed korozją, dla zapewnienia
trwałości w warunkach obciążeń wielokrotnych oraz dla ograniczenia czynności
wykonywanych na budowie.
Rozwiązaniem pierwszego z problemów okazał się japoński system AFTER-BOND,
czyli z opóźnioną przyczepnością . Istotą rozwiązania jest fabryczne przygotowanie
cięgna jednosplotowego w osłonie polietylenowej, wypełnionej żywicą o długim
okresie twardnienia. Zaletą tego systemu jest żywica która po stwardnieniu zapewnia
przyczepność i zabezpiecza druty przed korozją. Dzięki niej wyeliminowany jest z
placu budowy pracochłonny i nie zawsze pewny co do skuteczności zabieg iniekcji
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
24
kanału kablowego. System ten jest stosowany głównie do sprężania płyt pomostowych
w mostach.
Dla potrzeb głównych cięgien mostów podwieszonych opracowano system VSL-SSI-
2000 przeznaczony dla średnich i dużych sił. Zaletami tego systemu jest między innymi
wysoki stopień zabezpieczenia przed korozją, możliwość łatwej wymiany elementów
kabla, gdyż każdy splot jest na całej długości samodzielny i niezależnie zabezpieczony
przed korozją, oraz możliwość zastosowania systemów tłumienia drgań. Wśród zalet
tego rozwiązania można wymienić między innymi możliwość stopniowania naciągu,
np. naciągu kilku splotów we wczesnej fazie twardnienia betonu, w celu uniknięcia
zarysowań termiczno-skurczowych. Takie kable pozwalają na stosowanie długich
cięgien, przebiegających przez kilka przęseł mostu. Obecnie obserwuje się w
zakotwieniach tendencję do stopniowania przekazania siły sprężającej na beton za
pomocą kolejnych kołnierzy odlewu staliwnego przekazującego siły w proporcji około
4:2:1 (Rys. 1.19).
Rys. 1.19 Zakotwienie z trójstopniowym przekazaniem sprężenia na beton
Urządzenia naciągowe.
We współczesnych systemach sprężania zestaw naciągowy stanowi hydrauliczna prasa
naciągowa i pompa z odpowiednim zespołem przewodów ciśnieniowych. Istnieje wiele
pras naciągowych, dostosowanych do określonego przedziału sił naciągu oraz do
określonej konstrukcji kabli i elementów zakotwień. Wszystkie stosowane prasy
naciągowe to urządzenia hydrauliczne podwójnego działania, umożliwiające kolejno
naciąg i kotwienie prętów (Rys. 1.20).
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
25
Rys. 1.20 Prasa do kabli wielosplotowych Freyssinet Formowanie kanałów i układanie cięgien.
W większości przypadków w konstrukcjach kablobetonowych stosuje się cięgna
przebiegające w kanałach wewnątrz betonu. Rzadziej spotykane ze względów
ekonomicznych są kable zewnętrzne. Możliwe są dwa sposoby wykonania kanałów:
- dla cięgien prostoliniowych formuje się kanał w betonie bez żadnych osłon w których
wprowadzane jest cięgno bezpośrednio przed naciągiem( stosuje się najczęściej w
prefabrykatach).
- dla cięgien krzywoliniowych, w konstrukcjach wykonywanych na budowie, układa się
w deskowaniu cięgna w osłonach i dopiero wówczas dokonuje betonowania.
Osłony kabli są to spiralnie karbowane rurki z cienkiej blachy lub z tworzyw
sztucznych. Zarówno przy układaniu elementów formujących kanały w betonie, jak i
kabli w osłonach, konieczne jest dokładne i odporne na warunki betonowania i
wibrowania ustabilizowanie elementów w deskowaniu. Wykorzystuje się do tego celu
przede wszystkim zbrojenie konstrukcyjne oraz specjalne podkładki z klocków
betonowych.
Formowanie kabli.
Chcąc ze splotu dostarczonego w kręgu wykonać w kanale cięgno gotowe do naciągu,
należy odpowiednio uformować kable i wprowadzić je do osłon lub kanałów.
Najbardziej złożone są czynności przygotowawcze w dużych cięgnach oraz przy
zakotwieniach głowicowych z obydwu końców cięgna. Znacznie prostsze jest
przygotowanie kabli prętowych, które skręca się z przygotowanych odcinków za
pomocą łączników.
Zabieg sprężania.
Stosowane są dwa technologiczne warianty naciągu kabli:
- naciąg jednostronny, stosuje się dla cięgien o trasach prostych lub mało
zakrzywionych bądź dla stosunkowo krótkich elementów
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
26
- naciąg dwustronny, stosowany najczęściej w elementach z długimi oraz
zakrzywionymi cięgnami
Przystąpienie do sprężania konstrukcji jest możliwe po uzyskaniu przez beton
odpowiedniej wytrzymałości rzędu 80% fcm,28 natomiast w konstrukcjach składanych z
segmentów prefabrykowanych, po uzyskaniu dostatecznej wytrzymałości zaprawy na
stykach.
Dla najpopularniejszych kabli wielosplotowych z zakotwieniem blokującym typu
szczękowego i w naciągu jednostronnym, kolejność czynności jest następująca:
- zakotwienie kabla po stronie biernej wraz z wciśnięciem kabla w gniazda płyty,
- uchwycenie kabla w prasie po stronie czynnej
- wstępny naciąg, w celu sprawdzenia prawidłowości zakotwienia biernego
- naciąg kabla z odczytem wysuwu prasy i przemieszczeń po stronie biernej
- kotwienie kabla
- odkotwienie splotów w prasie
- zdjęcie prasy
Sprężanie przy naciągu dwustronnym różni się tym, że zamiast czynności po stronie
biernej wykonuje się na obydwu końcach czynności jak dla zakotwień czynnych. Po
sprężeniu obcina się końcówki splotów w odległości 5 do 10 mm poza szczękami.
Wówczas kable są gotowe do zabiegu iniekcji i zabezpieczenia zakotwień przed
korozją.
Iniekcja kanałów kablowych.
Iniekcja, czyli zastrzyk materiału wypełniającego kanał kablowy, stosowana jest w
kablach z przyczepnością i powinna spełniać trzy funkcje:
- ochronę cięgien przed korozją
- zapewnienie współpracy betonu i stali sprężającej
- dodatkowe zakotwienie przyczepnościowe cięgien
Jest to więc zabieg bardzo ważny z punktu widzenia trwałości konstrukcji. Do
wypełniania kanałów stosowane są najczęściej zaczyny cementowo-wodne z dodatkami
lub chemoutwardzalne materiały na bazie żywic syntetycznych. Najbardziej
rozpowszechniły się spienione zaczyny cementowo-wodne, których zaletą jest duża
płynność, uzyskiwana przez nasycenie zaczynu drobnymi pęcherzykami fazy gazowej.
Zaczyn cementowo-wodny powinien charakteryzować się wytrzymałością w
normalnych warunkach dojrzewania po 7 dniach co najmniej 20 MPa a po 28 dniach co
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
27
najmniej 30 MPa., sedymentacją1 zaczynu nie większą niż 2% objętości oraz
mrozoodpornością po 24 godzinach.
Mieszanie i tłoczenie zaczynu odbywa się za pomocą specjalnych urządzeń zwanych
iniektarkami. Iniekcja kanałów powinna być poprzedzona jego przedmuchaniem
sprężonym powietrzem a w przypadku kanałów w betonie także przepłukanie wodą, aby
zwilżyć beton i uniknąć odbierania wody z zaczynu. Zaczyn wtłacza się z dołu do góry
a więc iniekcję powinno się rozpoczynać z najniższego punktu kanałów. Tłoczenie
odbywa się przy ciśnieniu ok. 0,2 MPa, zwiększanym do 0,4 MPa w razie
zwiększonych oporów. W najwyższych punktach trasy kabla należy przewidzieć
przewody odpowietrzające.
Łączenie kabli.
Nowoczesne technologie wykonywania mostów sprężonych wymagają możliwości
przedłużenia cięgien przez dołączanie następnego odcinka do zakotwienia
naciągniętego wcześniej kabla. Najprościej można wykonać takie połączenia w kablach
prętowych zarówno z prętami gładkimi jak i użebrowanymi. Jednak również dla
pojedynczych splotów opracowano kilka typów łączników. Znacznie trudniejsze jest
łączenie kabli wielodrutowych lub wielosplotowych. Powstały dwie grupy łączników
kabli wielosplotowych:
- ustalony, dla dołączania kabli do już naciągniętych i zakotwionych
- ruchomy, dla dołączania kabli do już ułożonych ale nie naciągniętych
Kilka systemów skonstruowano specjalnie do realizacji mostów metodą wspornikową, a
zatem kable dołączane są po stronie zakotwienia czynnego. Taki system pozwala na
zachowanie lub stopniowe zmniejszanie liczby splotów w dołączanych odcinkach
kabli.
System kabli niemetalicznych.
System kabli niemetalicznych z zastosowaniem drutów lub splotów z włóknami
węglowymi są współcześnie wdrażane przez głównych wykonawców konstrukcji
sprężonych w świecie. Najwięcej prac badawczych i wdrożeń ma holding BBR, który
we współpracy z szwajcarskim instytutem EMPA opracowali patent na zakotwienie
kabli BBRCarbon. Istotą pomysłu zakotwień tych kabli jest zastosowanie w
zewnętrznie nagwintowanej głowicy, zmiennych co do podatności warstw żywicy z
1 Sedymentacja- proces opadania zawiesiny ciała stałego w cieczy w wyniku działania siły grawitacji lub sił bezwładności. Sedymentacji ulegają zawiesiny o gęstości większej niż gęstość cieczy. Sedymentacja prowadzi więc do rozdziału substancji niejednorodnych, a kryterium podziału jest gęstość.( Wikipedia)
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
28
różną ilością dodanych ziarenek ceramicznych . Pierwszy obiekt z kablami BBRCarbon
to zrealizowany w Szwajcarii w 1996 r. most Storchen w którym użyto kabli z 241
drutów Ø5. W kablach tych zastosowano druty o wytrzymałości na rozciąganie
3300MPa i o module sprężystości 165 GPa a same włókna węglowe miały
wytrzymałość 4900 MPa, moduł sprężystości 230 GPa i graniczną wydłużalność 2,1%.
Szczególną grupą kabli niemetalicznych stanowią kable prętowe z włókien szklanych.
Najbardziej rozpowszechnione są pręty Ø22 o sile zrywającej 380 kN stosowane w
systemie Weidmann FRP. Kable te są stosowane głównie w kotwach skalnych i
budownictwie tunelowym dzięki całkowitej odporności na korozję.
Produkuje się również kable w włóknami aramidowymi w postaci przędzy zamkniętej
w osłonie polietylenowej bez wypełnienia żywicą, stosowane w systemach VSL-LCL
PARAFIL. Kable te posiadają bardzo dużą elastyczność, co zwłaszcza w przypadku
kabli zewnętrznych przeginanych na dewiatorach ma szczególne znaczenie. Kable z
włóknami aramidowymi wprowadzono o trzech wartościach siły zrywającej: 1000,
2000, i 3000 kN.
1.2 AKTUALNE TENDENCJE W KSZTAŁTOWANIU
MOSTÓW BETOWYCH
W ciągu tysiącleci budowanie dróg i mostów przerodziło się w wielką sztukę.
Naturalne materiały budowlane takie jak włókno roślinne, drewno czy kamień, zostały
wyparte przez inne budulce takie jak stal, beton oraz kable dużej wytrzymałości.
Inżynierowie budujący mosty nauczyli się nie tylko obliczania sil i naprężeń
występujących w owych konstrukcjach pod obciążeniem, lecz też zbadali właściwości
materiałów budowlanych, ulepszając je i czyniąc coraz odporniejszymi na wpływy
środowiska.
Na przełomie ostatnich lat do podstawowych i występujących powszechnie
tendencji rozwojowych mostownictwa zaliczyć można:
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
29
- wzrost granicznych rozpiętości przęseł we wszystkich podstawowych
układach konstrukcyjnych
- wprowadzanie nowych, niekonwencjonalnych materiałów konstrukcyjnych
- stosowanie rozmaitych form architektonicznych – nadawanie obiektom
wysoce indywidualnych cech
- dążenie do zwiększenia trwałości konstrukcji
- rozpatrywanie zagadnień kosztów inwestycji mostowych w szerokim
kontekście społecznym.1
Wzrost granicznych rozpiętości przęseł
W ostatnich latach wzrost granicznych rozpiętości przęseł konstrukcji
mostowych jest szczególnie zauważalny w światowym, ale również i polskim
mostownictwie. Dotyczy to niemal wszystkich podstawowych układów
konstrukcyjnych.
Wśród dużych obiektów budowlanych najszybszy rozwój i różnorodność sprężenia
wykazują:
- mosty belkowe i ramowe, zwłaszcza wykonywane metodami
montażu lub betonowania wspornikowego
- mosty podwieszone, w tym tez technologia pośrednia miedzy
belkowymi i podwieszonymi(mosty doprężane)
- obiekty podziemne , w tym zastosowania cięgien sprężających w roli
kotew gruntowych i skalnych
- wielkie zbiorniki na materiały sypkie i ciecze.2
Rozwój mostów łukowych pod względem osiąganych rozpiętości był
stosunkowo wolny. W pierwszej dziesiątce, pod względem rozpiętości, są to nadal
mosty wybudowane w latach 30. lub 40. XX wieku. Dopiero lata 90. przyniosły wzrost
budowy dużych betonowych mostów łukowych , głównie za sprawa Chin, gdzie po
upływie aż 17. lat pobito dotychczasowy rekord należący do mostu w Chorwacji.
Przyrost ten był imponujący i wynosił aż 40 metrów.
Oczywiście bezwzględne rekordy rozpiętości należą do mostów wiszących.
Wynika to z natury tych konstrukcji. Kolejne lata przynoszą kolejne inwestycje na skale 1 www.inzynieria.com,Główne tendencje rozwojowe mostownictwa. 2 Tamże, str. 561 - 562
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
30
światową, które pobijają dotychczasowe rekordy rozpiętości. Można tutaj wymienić
przeprawę przez Wielki Bełt z mostem wiszącym o przęśle głównym rozpiętości 1624
metrów (Rys. 1.21).
Rys. 1.21 Przeprawa przez Wielki Bełt Mosty podwieszone przeżywają nieustanne fazy rozwoju w wielu krajach na
całym świecie. Są one i będą zapewne budowane także i w Polsce. Mamy juz pewne
doświadczenia w ich wznoszeniu zarówno ze stali, jak i z betonu. Technikę ich
wykonywania potrafimy udoskonalać o nowe rozwiązania, czego przykładem może być
budowa mostu Siekierkowskiego, podczas której zastosowano nasuwanie dźwigarów
stalowych wraz z betonowa płytą pomostu.1
Polska ze względu na warunki terenowe ( brak wysp, cieśnin czy wielkich rzek)
nie pretenduje do bicia rekordów rozpiętości przęseł. W naszym kraju kresem realnych
potrzeb są rozpiętości do najwyżej 500 m. Większość dużych, jak na nasze warunki,
mostów to konstrukcje o przęsłach nieprzekraczających 300m. Możemy jednak mówić
o widocznym wzroście polskiego budownictwa mostowego w zakresie rozpiętości
przęseł, świadczą bowiem o tym nie tylko juz wybudowane obiekty, ale także te
czekające na realizację lub obecnie wykonywane.
Budowanie mostów o rekordowych przęsłach przynosi oczywiście splendor
krajom, w których inwestycje te są realizowane, musi mieć ono jednak swe
uzasadnienie techniczne i ekonomiczne. W mostownictwie bowiem nie jest to jedynie
“sztuka dla sztuki” jak w przypadku budowania budynków wysokich, gdzie
obserwować możemy swoisty wyścig o wąsko pojęty prestiż. Zdawać sobie musimy
1 www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
31
sprawę, że rekordowe rozpiętości to ważny, ale nie jedyny wyznacznik poziomu
mostownictwa. Można wskazać wiele przykładów obiektów mniejszych, których
wybudowanie było nie mniejszym lecz większym osiągnięciem technicznym niż
wykonanie mostu o ogromnym przęśle.
Niemniej jednak rekordowe rozpiętości stanowią rodzaj wizytówki możliwości
technicznych mostownictwa i dlatego w naszym odczuciu to właśnie rozpiętość stanowi
wąski element postrzegania tej dziedziny budownictwa.
Nowe materiały konstrukcyjne
Doskonalenie konstrukcyjne i technologiczne opanowanych już zastosowań
konstrukcji sprężonych polega głównie na wprowadzaniu nowych,
niekonwencjonalnych materiałów konstrukcyjnych, które stanowią obecnie
najważniejszy czynnik wpływający na drogi rozwojowe mostownictwa. Nowymi
tworzywami wprowadzonymi do mostownictwa w relatywnie największym zakresie są
betony wysokowartościowe, betony lekkie, nowe gatunki stali, udoskonalone stopy
aluminium a także ulepszane systemem cięgien sprężających oraz efektywniejsze
metody naciągu. W tych dziedzinach, gdzie do niedawna rozwijano równolegle
kablobeton i strunobeton, przewagę zyskuje strunobeton. Dotyczy to przede wszystkim
płyt i belek prefabrykowanych dla budownictwa miejskiego, przemysłowego i
mostowego, a wiąże się to z wysoka ekonomiczną efektywnością jego produkcji. 1
Ponadto stosuje się obecnie różne kombinacje wymienionych wyżej materiałów,
na przykład betony samozagęszczalne, z rozproszonym zbrojeniem w postaci włókien
lub elementy “sandwiczowe”, w których miedzy warstwami stali występuje warstwa
tworzywa sztucznego. Nowe materiały stosowane są zarówno do budowania nowych
mostów, jak również do remontów oraz modernizacji obiektów juz istniejących. 2
Znaczenie betonu jako najbardziej uniwersalnego materiału do budownictwa jest
powszechnie znane. Technologia betonu, niegdyś oparta wyłącznie na
eksperymentowaniu, rozwija się współcześnie w wyniku postępów w naukach
inżynierskich, wśród których należy wymienić inżynierię materiałową wraz z
technologią chemiczną, mechaniką konstrukcji i materiałów, geologią inżynierską i
petrografią, automatyką przemysłową i budową maszyn. Istotny wpływ na rozwój 1 A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 561 2 www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
32
wszystkich technologii budowlanych wywierają nauki o środowisku i praktyka ich
stosowania.
Z perspektywy europejskiej można stwierdzić, że rozwój technologii
budowlanych następuje, aby zaspokoić rosnące potrzeby mieszkaniowe i
komunikacyjne przy jednoczesnym respektowaniu środowiska naturalnego oraz dążeniu
do jednoczesnej poprawy warunków pracy w przemyśle. Dotyczy to również
budownictwa betonowego i technologii betonu. Cechą wyróżniającą europejski
przemysł betonowy jest dążenie do ciągłego podwyższania konkurencyjności w
porównaniu do innych dostępnych technologii budowlanych.
Odpowiedzią szeroko rozumianego środowiska przemysłu betonowego,
działającego ze wsparciem ośrodków naukowych i akademickich, na aktualne potrzeby
rynku i społeczeństwa Europy są rozwinięte koncepcje technologiczne m.in.:
-beton technicznie wysokowartościowy o wysokiej trwałości w środowiskach
agresywnych, projektowany na podstawie wyrafinowanych modeli mikro-
strukturalnych i mechanicznych
- beton “przyjazny dla środowiska'' – charakteryzujący się niską energochłonnością
produkcji, niskimi emisjami do atmosfery, umożliwiający zagospodarowanie
odpadów przemysłowych bądź nawet neutralizację związków toksycznych zawartych
w odpadach
- beton „przyjazny dla ludzi" czyli tzw. beton samozagęszczalny, umożliwiający
poprawę warunków pracy oraz eliminację niektórych czynności na budowie1
Koncepcja technologii betonów wysokowartościowych została sformułowana
około 20 lat temu i odnosiła się do materiałów charakteryzujących się następującymi
właściwościami: dobrą urabialnością mieszanki betonowej (przez co najmniej 60
minut),wysoką wytrzymałością na ściskanie (po 28 dniach co najmniej 60 MPa) oraz
wysoką trwałością związaną ze szczelnością. Koncepcję tę wiąże się najczęściej z
twórcami amerykańskimi, chociaż wkład twórców francuskich i norweskich był w tym
zakresie równie ważny.
Nowe koncepcje projektowania betonu ze względu na trwałość opracowano m.in. w
ramach europejskich projektów badawczych DuraCrete oraz ClinConc. V. Baroghel-
Bouny zaproponowała zestaw uniwersalnych wskaźników trwałości betonu w
środowisku agresji chlorków i karbonatyzacji . Klasy potencjalnej trwałości betonu
1 www.ippt.gov.pl, Tendencje rozwojowe technologii betonu.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
33
zdefiniowano na podstawie właściwości określających przenikanie cieczy i gazów przez
beton. Na tej podstawie w zależności od projektowanego czasu użytkowania konstrukcji
można sformułować wymagania na wskaźniki trwałości betonu.
Istotną nowość w technologii betonu stanowi koncepcja projektowania betonu z
uwagi na oddziaływanie na środowisko. Chodzi o to, aby oprócz projektowania na
wytrzymałość i trwałość betonu w określonym środowisku przeanalizować również
oddziaływanie betonu na środowisko i wybrać rozwiązanie technologiczne o
preferowanej niskiej szkodliwości. Do oceny środowiskowego oddziaływania stosuje
się różne metody analizy cyklu życia betonu. Narzędziem takiej oceny są wskaźniki
oddziaływania środowiskowego. W dziedzinie budownictwa cykl życia obiektu z
betonu definiuje się najczęściej wskazując następujące etapy:
- pozyskanie lub wytworzenie surowców do betonu (cement, kruszywo, woda,
domieszki, zbrojenie)
- transport surowców do wytwórni betonu, wytwarzanie mieszanki i jej transport na plac
budowy
- wznoszenie budowli
- użytkowanie budowli (utrzymanie)
- rozbiórka i zagospodarowanie odpadów
Koncepcja betonów „przyjaznych dla ludzi" rozwijana jest głównie w dwóch
kierunkach, tj. w formie betonów samozagęszczalnych oraz wibrobetonów. Pojawiają
się też nowinki technologiczne ukierunkowane na wtłoczenie pewnej dozy
“inteligencji" do betonu. Chodzi tu o pewne dodatkowe funkcje betonu, umożliwiające
monitorowanie uszkodzeń elementów konstrukcji betonowych, np. poprzez zmiany
oporu elektrycznego, wewnętrzną „samonaprawę" poprzez wypełnianie defektów
żywicą epoksydową uwalnianą z mikrokapsułek lub inne mniej lub bardziej pożądane
cechy użytkowe. Za twórcę koncepcji betonów samozagęszczalnych SCC uważany jest
H. Okamura. Jak wykazują badania, betony samozagęszczalne charakteryzują się
większą jednorodnością w porównaniu do betonów tradycyjnych i nie ma
niebezpieczeństwa powstawania raków lub obszarów o podwyższonej porowatości
wskutek nieprawidłowego zagęszczenia. Właściwości fizyczne betonów SCC są bardzo
dobre: wysoka wytrzymałość na ściskanie, szczelność na przenikanie gazów i chlorków,
itd. Poprawa warunków pracy na budowie, redukcja wibracji i hałasu dzięki
zastosowaniu technologii SCC jest efektem wielce docenianym w budownictwie
miejskim. Warto też podkreślić walory estetyczne powierzchni elementów z SCC,
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
34
zwłaszcza elementów o skomplikowanych kształtach i gęsto zbrojonych, które mogą
spełnić wysokie wymagania w odróżnieniu od betonów zwykłych.
Pod nazwą fibrobetonów kryje się cała gama kompozytów cementowych
zbrojonych rozproszonymi włóknami z różnych materiałów: ze stali, ze szkła alkalio-
odpornego, z metali amorficznych, z PVA i innych. W zaawansowanych kompozycjach
fibrobetonów wykorzystuje się jednocześnie włókna z różnych materiałów i o różnych
wymiarach. O ile zastosowania włókien stalowych i polipropylenowych są znane od
dawna, nowością na rynku są włókna z tworzyw sztucznych o wysokim module
sprężystości, wysokiej wytrzymałości i trwałości w otoczeniu zaczynu cementowego.
Zbrojenie rozproszone może w pewnych przypadkach zastąpić tradycyjne zbrojenie
mieszanki prętami stalowymi, eliminując uciążliwe ręczne układanie zbrojenia.
Inżynierskie wymiarowanie elementów z fibrobetonu wiąże się z projektowaniem
zbrojenia rozproszonego o konkretnej orientacji i efektywności w betonie nie tylko w
zakresie sprężystym, w którym tradycyjnie opisuje się właściwości betonu, lecz w
zakresie odkształceń niesprężystych, w zakresie zarysowania i pękania, osłabienia lub
wzmocnienia.1
Najogólniej rzecz ujmując, wprowadzanie do mostownictwa betonów
wysokowartościowych, o normalnej gęstości oraz lekkich, mimo ich wyższej ceny
jednostkowej w porównaniu z betonami konwencjonalnymi, prowadzi do wielu
korzyści:
- znacznego podwyższenia trwałości konstrukcji
- zmniejszenia ogólnej kubatury betonu
- zwiększenia rozpiętości przęsłowych
- przyspieszenia cykli wykonawczych (tzw. wczesna wytrzymałość
betonu)
- zwiększenia efektywności sprężenia, zwłaszcza elementów
prefabrykowanych.2
Betony stosowane w konstrukcjach sprężonych wykazują pod względem
wytrzymałościowym stosunkowo wolny, choć konsekwentny wzrost. Można
oszacować, ze w miejsce wytrzymałości przeciętnie stosowanej rzędu 40 MPa przed
ćwierćwieczem, dziś przekracza 50 MPa. Oczywiście wyższe klasy przewyższają w
prefabrykacji, a niższe w realizacjach monolitycznych. Jednak o przyszłym 1 www.ippt.gov.pl, Tendencje rozwojowe technologii betonu. 2 www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
35
rozpowszechnieniu betonów wysokowartościowych będzie w mniejszym stopniu
decydować wytrzymałość na ściskanie, a w zasadniczym – względy trwałości.
Tendencje wzrostu udziału betonu sprężonego w całym budownictwie
betonowym są w świecie niewątpliwe, choć rozwój ten jest nierównomierny.” Zgrubne
oszacowania uwzględniające dane z całego świata wskazują, że w ogólnej kubaturze
betonu sprężonego 65 do 70% przypada na strunobeton, a 30 do 35% na kablobeton.
Inne technologie sprężenia stanowią margines w zakresie ułamka procentu. W
poszczególnych krajach tendencje te są jednak różne. Podano ostatnio (2002 r.)
interesującą statystykę dziedzin zastosowań sprężenia w Szwajcarii, gdzie zużycie stali
sprężającej liczone na mieszkańca jest najwyższe na świecie. Wynika z niej, że łączne
zużucie stali rozkłada się następująco: 68% w mostach, 15% w kotwach gruntowych
(tunele), 15% w budynkach i 2 % w pozostałych dziedzinach.”1
Stosowanie włókien metalicznych lub syntetycznych do betonów, zwłaszcza
tych najnowszych generacji, jest tendencją dosyć wyraźną. Jednakże sam zakres
stosowania ich jako zbrojenia rozproszonego w betonach niższych klas nie zwiększa się
w budownictwie mostowym tak dynamicznie, jak na to materiał ten zasługuje i jak
można się było tego spodziewać. Jest on natomiast stosowany na dużą skale do napraw
konstrukcji mostowych, w postaci torkretu.
Oddzielne miejsce w zakresie kompozytów polimerowych zajmują kable
stosowane do sprężania lub jako elementy systemu podwieszenia. Tu pierwsze
światowe doświadczenia są szczególnie obiecujące. Opracowano nawet specjalny
system zakotwien tych kabli. Znacznie mniejsza “czułość” zwiększania ciężaru tych
kabli wraz z rozpiętością przeseł od “czułości” kabli stalowych oraz ich odporność na
wszelkiego rodzaju korozje pozwalająca sadzic, ze zakres ich zastosowań będzie
wzrastać stosunkowo najszybciej.2
Silnie juz wystepująca w świecie tendencja do stosowania niekonwencjonalnych
materiałów konstrukcyjnych ma swe odzwierciedlenie także i w polskim budownictwie.
Dotyczy to zwłaszcza stosowania nowych odmian betonu. Z betonu o klasach nie
niższych od C50/60 wybudowano juz kilka dużych obiektów np. Estakady Gadowskie
we Wrocławiu, do wykonania których zużyto aż 16140 m3 tego rodzaju betonu.
1 A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 562 2 www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
36
Znaczne zastosowanie konstrukcyjne betonu samozagęszczalnego( około 900 m3) to na
przykład łuki mostu Zamkowego w Rzeszowie (Rys. 1.22).
Rys. 1.22 Most Zamkowy w Rzeszowie.
Stale obserwowany jest także wzrost użycia wysokowartościowych betonów lekkich,
ale przede wszystkim w remontowanych lub modernizowanych obiektach mostowych.
Warto zaznaczyć również, ze w krajowych laboratoriach przeprowadzono już badania
betonów klasy C90/105 i wyższych z myślą o ich zastosowaniach mostowych, jednak
obiektów z użyciem tych betonów jeszcze nie zrealizowano. Generalnie zatem można
stwierdzić, ze główne tendencje światowe dotyczące wprowadzania do mostownictwa
nowych, niekonwencjonalnych materiałów mają swe odzwierciedlenie w naszym kraju
– nadrabianie opóźnień w rozwiązaniach materiałowych jest w ostatnich latach
szczególnie w Polsce widoczne.1
Nowe formy architektoniczne
W dążeniu do nadania mostom, zwłaszcza tym położonym w miastach, cech
wysoce indywidualnych, zaczęto odchodzić od tych zasad w imię atrakcyjności
wizualnej obiektów. Można zaobserwować, że coraz częściej mosty przybierają formy
swoistych rzeźb i są projektowane przez artystów i architektów lub przy dużym ich
udziale. W dzisiejszych czasach mosty mają spełniać funkcje nie tylko te podstawowe, a
więc komunikacyjne, ale również społeczne i kulturowe. Mają być niejako “wizytówką”
miast lub całych obszarów kraju oraz podnosić ich atrakcyjność. 1 www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.
ROZDZIAŁ I. ZARYS ROZWOJU I CHARAKTERYSTYKA MOSTÓW BETONOWYCH __________________________________________________________________________________________________________
37
Należy jednak zauważyć, ze udział artystów i architektów w projektowaniu mostów nie
zawsze prowadzi do pożądanych skutków. Bardzo znaczącym tego przykładem i
dowodem jest kładka milenijna w Londynie, którą zamknięto w dniu otwarcia ze
względu na zbyt duże przemieszczenia i drgania pod wpływem przechodzącego tłumu. 1
Zwiększanie trwałości konstrukcji
Tendencja do zwiększania trwałości budowli mostowych wynika przede
wszystkim ze złych doświadczeń ubiegłych dekad, gdzie w wielu krajach wystąpiła
degradacja znacznej liczby obiektów. Powstała zatem nowa filozofia projektowania
mostów – projektowanie na trwałość ( ang. durability design).
Projektowanie to polega na zapewnieniu bezpiecznego użytkowania obiektu przez
założony okres np. 80 lat bez potrzeby dokonywania większych remontów oraz przy
zminimalizowaniu kosztów utrzymania w ciągu całego okresu eksploatacji obiektu.
Dążenie takie wymaga na ogół poniesienia większych nakładów bezpośrednich, ale w
końcowym efekcie jest ekonomicznie i społecznie opłacalne.2
Na całym świecie podkreśla się różne aspekty trwałości konstrukcji sprężonych
oraz związanego zagadnienia diagnostyki stanu tych konstrukcji. Można jednak bardzo
uprościć spojrzenie na te problemy: konstrukcje sprężone poprawnie wykonane i
użytkowane są trwalsze niż jakiekolwiek inne konstrukcje budowlane, jeśli jednak nie
dopełniono tych dwóch warunków, mogą sprawiać istotne kłopoty w trakcie
eksploatacji.
1 www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa. 2 Tamże.
ROZDZIAŁ II. HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE – GRZEGORZOWICE __________________________________________________________________________________________________________
38
ROZDZIAŁ II.
HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ
W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE –
GRZEGORZOWICE
2.1 HISTORIA CIECHOWIC I GRZEGORZOWIC
Ciechowice, niewielka wioska leżąca w gminie Nędza, wspólnie z Zawadą
Książęcą i Łęgiem, tworzy zwarty kompleks określany mianem doliny rzecznej. Na
terenach tych, położonych tuż nad rzeką Odrą, można obserwować obniżenia
starorzeczy z wyraźnymi krawędziami teras, łąkami, pojedynczymi drzewami,
zagajnikami, polami i alejami. W okresie średniowiecza obszar po prawej stronie rzeki
był rzadko zasiedlany ze względu na niebezpieczeństwo ciągłych wylewów. Ponadto
grunty nie były tu tak żyzne jak na lewym brzegu, bogatszym we wzniesienia, na
którym to już w okresie pradziejów budowano osady.1
Wszystkie trzy wspomniane wioski mają niezwykle bogatą historię, ponieważ
jednak temat tej pracy dotyczy głównie problemów Ciechowic i Grzegorzowic, skupię
się na początkach tychże miejscowości.
Mieszkańcy Ciechowic, zwanych kiedyś Szychowicami, zajmowali się
wypalaniem cegieł z eksploatowanej tam gliny. Pierwsza wzmianka o Ciechowicach
pochodzi z 1292 r., w której to mówi się o powinnościach wójta z „Czechowicz”.
Również urbarze raciborskie juz z roku 1532 i 1567, wymieniają wieś Szychowice, jako
dobra należące do pana na zamku w Raciborzu. Późniejsze wiadomości o Szychowicach
wzmiankują o rozwoju pasiecznictwa na tym terenie, powstaniu młyna, który
wzniesiony został podczas regulacji koryta Odry, powstawaniu nowych gospodarstw, 1 A. Bindacz, G. Wawoczny, Z biegiem Suminy, Wydawnictwo WAW, Racibórz 2005, str. 17
ROZDZIAŁ II. HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE – GRZEGORZOWICE __________________________________________________________________________________________________________
39
karczm i sklepów. Generalnie mówiąc o stopniowym rozbudowywaniu i zaludnianiu się
wioski.1 Obecnie istniejąca nazwa, czyli Ciechowice, pojawiła się dopiero w roku 1945
r. ,kiedy to wieś obejmowała już obszar 200 mórg roli, 5 mórg ogrodów i 21 mórg łąk.2
Grzegorzowice natomiast to wieś w gminie Rudnik, położona w północno–
wschodniej części gminy. Posiada powierzchnię 5 km² oraz ponad sześciuset
mieszkańców. Do 1945 roku wieś posiadała niemiecką nazwę Gregorsdorf. Nazwa wsi
pochodzi prawdopodobnie od imienia jej założyciela wsi – Grzegorza. Obecnie
Grzegorzowice należą do parafii Narodzenia Najświętszej Maryi Panny w
Łubowicach. Miejscowość powstała z połączenia Ganowic i osady Gacki po I wojnie
światowej.3
Ciechowice, Zawada Ks. oraz Łęg należały kiedyś do parafii łubowickiej
znajdującej się po drugiej stronie Odry. Ponadto znaczna większość mieszkańców miała
tam swoje rodziny a rolnicy grunty uprawne. Powstała zatem konieczność szybkiego
przemieszczania się na drugi brzeg rzeki. I tak oto wzięły się początki największej
atrakcji Ciechowic – promu przewoźniczego przez rzekę Odrę, za pomocą którego już
od dawien dawna odbywała się przeprawa na lewy brzeg rzeki do miejscowości
Grzegorzowie. Niestety tego rodzaju ruch przewozowy był bardzo często nadzwyczaj
utrudniony a także i niebezpieczny. Mieszkańcy ponosili liczne i znaczne szkody
materialne, także szkody w ludziach.4 Jedynym rozwiązaniem tychże problemów było
wybudowanie mostu łączącego oba brzegi rzeki.
2.2 MOST DREWNIANY (1885 – 1921)
I tak w 1884 roku zaczęto budowę drewnianego mostu. Prace nad nim trwały
czternaście miesięcy a głównym budowniczym był Franz Segeth z Lubomii. Nadzór nad
budową sprawował architekt Keil z Wrocławia. Budowę mostu zakończono 16 września
1885 roku. Miał 173 metry długości, 8,4 metra szerokości, opierał się na 10
1 A. Bindacz, G. Wawoczny, Z biegiem Suminy, Wydawnictwo WAW, Racibórz 2005, str. 17-18 2 Tamże, str. 20 - 21 3 pl.wikipedia.org 4 Tamże, str. 20
ROZDZIAŁ II. HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE – GRZEGORZOWICE __________________________________________________________________________________________________________
40
drewnianych filarach a koszt całego mostu wyniósł 111 000 ówczesnych marek
niemieckich.
Rys. 2.1 Most drewniany z 1885 roku
W oficjalnym otwarciu tego mostu wzięli udział Książę Raciborski z rodziną, burmistrz,
budowniczowie, architekt, radny Polko oraz tajni radcy prawni z firm Salchow i Dome.
Delegacja złożona z siedemnastu osób utworzyła szpaler na powitanie gości, byli to
sołtysi i radni z okolicznych wsi. Wjazd na most z obydwu stron udekorowany był
flagami: niemiecką, śląską i książęcą z herbem w tle.
14 maja 1921 roku, podczas trzeciego powstania śląskiego, most ten został spalony
przez powstańców w obawie przed natarciem Niemców.
2.3 MOST BETONOWY (1924 – 1945)
W roku 1924 w miejscu spalonego mostu został wybudowany nowy, tym razem
już betonowy most. Był to most z siedmioma łukowymi przęsłami, czterema na lewym,
dwoma na prawym brzegu oraz najdłuższym nad Odrą.
ROZDZIAŁ II. HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE – GRZEGORZOWICE __________________________________________________________________________________________________________
41
Rys. 2.2 Widok na most. Zdjęcie górne- widok od strony Grzegorzowic.
Zdjęcie dolne- widok od strony Ciechowic
Rys.2.3 Zdjęcie lotnicze
Rys.2.4 Widok od strony Ciechowic
ROZDZIAŁ II. HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE – GRZEGORZOWICE __________________________________________________________________________________________________________
42
Z 28 na 29 stycznia 1945 roku podczas II Wojny Światowej most został
wysadzony przez wycofujące się wojska niemieckie, które chciały opóźnić marsz na
południe Armii Czerwonej. Zniszczone wtedy zostało główne przęsło mostu,
natomiast w latach pięćdziesiątych z rzekomych względów bezpieczeństwa
wysadzono kolejne cztery. Po moście zostały wiec tylko dwa przyczółki, dwa przęsła
i dodatkowo jeden wolnostojący filar.
Mostu do dziś nie odbudowano. Mówi się, że zakazało tego ponoć wojsko, bo wróg
miałby ułatwioną przeprawę. Dla nikogo po obu stronach Odry w sąsiadujących ze
sobą gminach nie jest jednak tajemnicą, że niedaleko mostu dno rzeki jest wyłożone
płytami betonowymi. Ten "tajny" betonowy bród ma ułatwić przejazd czołgów.
2.4 PRZEPRAWA PROMOWA (DO DNIA DZISIEJSZEGO)
Od tamtych czasów do dnia dzisiejszego przez Odrę można się przeprawić za pomocą
promu. Jest on zdolny zabrać kilka pojazdów, rowerów i kilkunastu ludzi. Korzystają
z niego głównie rolnicy, a i to nie zawsze jest możliwe, z uwagi na zbyt wysoki
poziom wody w Odrze. „Kupa żelastwa” unosząca się na wodzie Odry waży 30 ton. Z
lewego brzegu na prawy pływa dzięki sile Józefa Komora, kilkudziesięciu metrom lin
i dwóm korbom, którymi trzeba kręcić na zmianę, żeby prom poruszał się w poprzek
rzeki.
Rys. 2.5 Prom w Ciechowicach Rys. 2.6 Józef Komor podczas swojej pracy
ROZDZIAŁ II. HISTORIA PRZEPRAWY PRZEZ ODRĘ W MIEJSCOWOŚCIACH CIECHOWICE – GRZEGORZOWICE __________________________________________________________________________________________________________
43
Od wojny minęło już 57 lat i na dobrą sprawę miejscowi zdążyli
przyzwyczaić się do życia bez mostu. Choć wszyscy mówią o potrzebie budowy
nowego mostu nikt z miejscowych już w to nie wierzy. A ludzie jeździć muszą.
Najłatwiej jest wjechać na prom pana Józefa i po kilkunastu minutach zjechać po
drugiej stronie Odry1. Prom w Ciechowicach może być atrakcją turystyczną, jednak
jako środek transportu nie jest najlepszym rozwiązaniem.
Okazja do załatwienia sprawy pojawiła się niedługo po powodzi w 1997 roku,
podczas której zniszczone zostały mosty w niedalekich miejscowościach: Krzyżanowice
oraz Olza. Do tymczasowego przeprowadzania ruchu użyto tam składane mosty
wojskowe(MS-54) . Po wybudowaniu nowych obiektów mosty tymczasowe miały być
zdemontowane i umieszczone w magazynach wojskowych. Gminy Nędza (Ciechowice)
oraz Rudnik (Grzegorzowie) zabiegały o to aby jedna konstrukcja została przeniesiona
w miejsce przeprawy promowej, jednak wojsko nie wyraziło na to zgody, tłumacząc, że
„rezerwy mobilizacyjne składanych mostów drogowych służą realizacji zadań
związanych z obronnością i bezpieczeństwem państwa”.
Miejscowe władze zaczęły więc poszukiwać nowego rozwiązania problemu przeprawy.
Rezultatem były dwie zupełnie nowe koncepcje. Pierwsza z nich, zakładała powstanie
mostu jedynie dla samochodów osobowych. Byłby on znacznie tańszy w wykonaniu,
jednak było by to rozwiązanie połowiczne gdyż, uniemożliwiało by przejazd
samochodom ciężarowym. Ponadto gminy musiałyby przejąć drogę, która obecnie
podlega pod Zarząd Dróg Wojewódzkich, na co z powodu wysokich kosztów się nie
zdecydowały. Druga koncepcja polegała na zmodernizowaniu promu, tak aby mógł
kursować całodobowo, jednak problemem okazało się znalezienie w pobliżu człowieka
który posiadałby uprawnienia do obsługi promu.
1 Nowiny – Tygodnik Regionalny, 2002, nr 15
ROZDZIAŁ III. POTRZEBA BUDOWY NOWEGO MOSTU __________________________________________________________________________________________________________
44
ROZDZIAŁ III.
POTRZEBA BUDOWY NOWEGO MOSTU
3.1 USPRAWNIENIA KOMUNIKACYJNE
Ciechowice i Grzegorzowie to dwie sąsiadujące wioski, położone w
województwie śląskim, niedaleko Raciborza. Granicę między nimi stanowi rzeka Odra.
Sytuacja, mogło by się wydawać nie nowa, bo przecież wiele jest w Polsce
miejscowości graniczących ze sobą w ten sposób, jednak w tym przypadku połączenie
komunikacyjne między nimi stwarza niemałe problemy. Potrzebę komunikacji między
wioskami1 zauważono już ponad sto lat temu budując najpierw drewniany a nieco
później w jego miejsce most betonowy. Obydwa te mosty zostały jednak zniszczone na
skutek licznych działań wojennych prowadzonych na tych terenach. Od tamtych czasów
aż po dzień dzisiejszy przez Odrę można się w tym miejscu przedostać jedynie za
pomocą promu. Tu właśnie zaczynają się problemy komunikacyjne obu wiosek.
Przeprawa promowa ma wiele wad. Musi być spełnionych szereg czynników
niezbędnych do jej funkcjonowania. Podstawowym i zarazem najważniejszym
warunkiem jest poziom wody w rzece. W okresach suszy, kiedy rzeką płynie niewielka
ilość wody, jak również w czasie przyborów rzeki prom jest nieczynny. Ponadto,
podczas przyborów na dojazdy do promu zostają naniesione różne zanieczyszczenia
które po opadnięciu poziomu wody muszą zostać usunięte. Czynności te wydłużają
okres wyłączenia promu z użytku o kolejne kilka dni.
1 W tamtych czasach Ciechowice i Grzegorzowie należały do jednej parafii, mieszkańcy mieli po drugiej stronie Odry rodziny, pola, groby bliskich. Dzisiaj sytuacja nieco się zmieniła, gdyż wioski nie należą już do jednej parafii, a część pól znajdujących się po drugiej stronie rzeki posprzedawano.
ROZDZIAŁ III. POTRZEBA BUDOWY NOWEGO MOSTU __________________________________________________________________________________________________________
45
Kolejnym istotnym problemem owej komunikacji, są godziny w których można
korzystać z promu. Wyznaczono ich zaledwie pare w ciągu doby1. Tak naprawde nie
znają ich nawet niektórzy mieszkańcy okolicznych wiosek, nie wspominając już o tych
którzy przeprawiają się tędy sporadycznie lub po raz pierwszy. Innym problemem jest
dobór kadry. Prom obsługuje jedyna uprawniona to tego osoba, która jak każdy
człowiek może zachorować lub najzwyczajniej poprosić o urlop.
Między innym z tych oto powodów kierowca wybierając trasę przez Grzegorzowice –
Ciechowice morze dojechać do Odry gdzie okaże się że prom nie kursuje i konieczne
będzie zawrócenie i zmiana trasy.
Prom ma również ograniczoną przepustowość. Może jednorazowo zabrać maksymalnie
trzy samochody osobowe a czas wjazdu, przeprawy oraz zjazdu wynosi około 15 minut,
więc nawet trafiając na akurat działający prom można długo czekać w kolejce na
przeprawę.
Przeprawa promowa jest również przeprawą niebezpieczną. Pare lat temu pękła lina
cumująca w trakcie wjazdu ciągnika na prom.
Alternatywą dla przeprawy promowej jest objazd przez Racibórz lub przez Bierawę.
Jednak i te rozwiązania mają swoje wady. Jadąc przez Bierawę nadkłada się 30
kilometrów drogi, poza tym tamtejszy most jest też tylko prowizoryczną drewnianą
konstrukcją, czego konsekwencją jest zakaz przejazdu samochodów ciężarowych. Z
kolei jadąc przez Racibórz nadkłada się 20 kilometrów, jednak przejazd przez miasto
samochodem szczególnie w godzinach szczytu nie należy do najłatwiejszych, nie
mówiąc już o jeździe ciągnikiem.
Rozwiązaniem wspomnianych wyżej problemów byłby most. Usprawnił by on nie tylko
komunikację pomiędzy Ciechowicami i Grzegorzowicami lecz również odciążył w
znacznym stopniu miasto Racibórz od pojazdów poruszających się na trasie Opole-
Rybnik, Wodzisław Śląski(Rys. 3.1).
1 Godziny w których prom jest czynny: codziennie w godzinach od 5.30-9.30 oraz od 13.00-17.00
ROZDZIAŁ III. POTRZEBA BUDOWY NOWEGO MOSTU __________________________________________________________________________________________________________
46
Rys. 3.1 Mapa drogowa przedstawiająca usprawnienie komunikacyjne omijające Racibórz
3.2 WZGLĘDY EKONOMICZNE
Prom w Ciechowicach jest własnością Wojewódzkiego Zarządu Dróg i Mostów.
Jego obsługę zlecono prywatnemu przedsiębiorcy z Rybnika. Koszt utrzymania promu
nie jest tani. Według nieoficjalnych danych roczne utrzymanie kosztuje około 350
tysięcy zł. Biorąc pod uwagę czas przez jaki płacono koszty utrzymania promu oraz
jego modernizacje, budowa nowego mostu już dawno by się spłaciła. Również
kierowcy zaoszczędzili by trochę własnych pieniędzy które nie musieli by wydawać na
paliwo za dodatkowe kilometry nadrabiane objazdami.
3.3 ZWIĘKSZENIE ATRAKCYJNOŚCI TURYSTYCZNEJ
REGIONU
Pomimo, że prom sam w sobie jest atrakcją turystyczną, to zastąpienie go
mostem o ciekawej konstrukcji miało by znaczący wpływ na zwiększenie atrakcyjności
ROZDZIAŁ III. POTRZEBA BUDOWY NOWEGO MOSTU __________________________________________________________________________________________________________
47
turystycznej regionu. Jednak główną korzyścią stałej przeprawy było by połączenie
istniejących już szlaków turystycznych i ścieżek rowerowych (Rys. 3.2). Ostatnio coraz
częściej można zauważyć duże zainteresowanie aktywnym spędzaniem wolnego czasu
między innymi jeżdżąc rowerem i zwiedzając miejscowe atrakcje a tych w
opisywanym regionie nie brakuje. Łubowice, to miejscowość słynnego, regionalnego
pisarza Eichendorffa, natomiast nieopodal Ciechowic znajduje się rezerwat przyrody
Łężczok, przez który biegnie szlak zwany Aleją Husarii Polskiej gdzie w 1683 r.
podążał pod Wiedeń król Jan III Sobieski, oraz gdzie znajduje się zabytkowy pałacyk-
leśniczówka. W Raciborzu natomiast znaleźć można między innymi zamek książęcy
oraz najstarszy na Górnym Śląsku browar zamkowy. W pobliskich zaś Rudach można
zwiedzić zespół klasztorno pałacowy z 1258 roku, który jest systematycznie odnawiany,
jako miejsce pamięci słynnych Cystersów.
Rys. 3.2.Tabliczka informacyjna tuż przy promie
ROZDZIAŁ IV. MOŻLIWOŚCI REKONSTRUKCJI OBIEKTU __________________________________________________________________________________________________________
48
ROZDZIAŁ IV.
MOŻLIWOŚCI REKONSTRUKCJI OBIEKTU
4.1 WYKAZANIE BRAKU MOŻLIWOŚCI
WYKORZYSTANIA ELEMENTÓW STAREGO
MOSTU-PRZEPISY PRAWNE
Pozostałości żelbetowego mostu znajdującego się pomiędzy Ciechowicami i
Grzegorzowicami są z pewnością bardzo cenne zważywszy chociażby na ich wiek.
Przed zniszczeniem obiekt składał się z kamiennych przyczółków, sześciu żelbetowych
filarów oraz siedmiu żelbetowych przęseł łukowych z pomostem górą.1 Pomiędzy
łukiem a płytą powstała pewnego rodzaju skrzynka która została wypełniona żwirem.
Obecnie z mostu pozostały już tylko dwa przyczółki, dwa przęsła na lewym brzegu oraz
trzy filary również na lewym brzegu z czego jeden jest filarem wolnostojącym (Rys.
4.1).
Rys. 4.1 Pozostały przyczółek oraz dwa przęsła
1 Pomost górą to określenie precyzujące konstrukcje łukowe, które składają się z łuku na którym za pośrednictwem różnych elementów( ścianek, słupów) opiera się pomost.
ROZDZIAŁ IV. MOŻLIWOŚCI REKONSTRUKCJI OBIEKTU __________________________________________________________________________________________________________
49
Obiekt od czasu zniszczenia nie przechodził żadnych przeglądów oraz napraw co odbiło
się negatywnie na stanie pozostałych elementów. Ich stan techniczny uniemożliwia
wykorzystanie ich do odtworzenia przeprawy mostowej przez rzekę (Rys. 4.2, 4.3).
Rys. 4.2 Stan obecny obiektu(płyta pomostu) Rys. 4.3 Stan obecny obiektu(wolnostojący filar) Rysunek I przedstawia gabaryty zniszczonego mostu. Wynika z niego, że niemożliwe
było by przeprowadzenie ruchu dwukierunkowego na moście z powodu zbyt małej
szerokości pomostu, nie zapewniającej odpowiedniej skrajni jezdni. Innym, ważnym
powodem dla którego niemożliwe jest wykorzystanie elementów istniejącego mostu,
jest duża różnica pomiędzy przepisami prawnymi(normami) wg których projektowano i
wykonano most (lata dwudzieste XX wieku) a normami obecnie obowiązującymi.
Nieporównywalnie większe jest również obecne natężenie ruchu jak również ciężary
pojazdów poruszających się po dzisiejszych drogach1.
4.2 ZMIANA TERENU ZALEWOWEGO RZEKI
Najważniejszym jednak powodem konieczności zbudowania zupełnie nowego
obiektu jest zmiana terenu zalewowego rzeki w rejonie mostu([Z2]-mapa geodezyjna).
W czasach kiedy budowano most Odra nie posiadała żadnych zabezpieczeń
przeciwpowodziowych. Wykonano więc obiekt wraz z dojazdami(nasypami ziemnymi)
zdolny przepuścić nawet podwyższony stan wody w rzece. W sytuacjach kiedy
następowały znaczące powodzie, woda rozlewała się po okolicznych terenach 1 Lata dwudzieste to dopiero początki światowej motoryzacji a pojazdami najczęściej korzystającymi z mostu w Ciechowicach – Grzegorzowicach były powozy konne.
ROZDZIAŁ IV. MOŻLIWOŚCI REKONSTRUKCJI OBIEKTU __________________________________________________________________________________________________________
50
uniemożliwiając wprawdzie przejazd przez most, jednak nie wyrządzając konstrukcji
mostu oraz nasypów żadnych szkód. Na początku lat 80. usypano na prawym brzegu
wał przeciwpowodziowy przebiegający tuż za prawym przyczółkiem. Z kolei po
wielkiej powodzi w 1997 r. również na lewym brzegu usypano wał, z tą jednak różnicą,
że został on znacznie oddalony od koryta rzeki, mijając oś lewego przyczółka w
odległości ok. 300 metrów. Z tego powodu chcąc wykorzystać pozostałości mostu
należało by wykonać długi nasyp dojazdowy. Rozwiązanie wydawało by się proste i
stosunkowo niedrogie jednak usytuowany prostopadle do nurtu rzeki nasyp ziemny nie
wytrzymał by naporu wody przy bardzo dużych wezbraniach rzeki, co z kolei
powodowało by przerwanie dojazdu. Innym rozwiązaniem mogło by być utworzenie na
lewym brzegu jedynie krótkiego najazdu, poczym pojazdy poruszały by się drogą w
dolinie rzeki, jednak i to rozwiązanie ma swoje wady gdyż przejazd tą trasą przerywało
by każde wezbranie Odry.
Z powyższych wniosków wynika, że jedynym kompletnym, chociaż najdroższym
rozwiązaniem problemu przeprawy przez Odrę w miejscowościach Ciechowice-
Grzegorzowice, jest nowy most przebiegający nad całym terenem zalewowym rzeki.
ROZDZIAŁ V. OPRACOWANIE TRZECH WARIANTÓW PRZĘSŁA MOSTOWEGO I WYBÓR OPTYMALNEGO ROZWIĄZANIA
__________________________________________________________________________________________________________
51
ROZDZIAŁ V.
OPRACOWANIE TRZECH WARIANTÓW
PRZĘSŁA MOSTOWEGO I WYBÓR
OPTYMALNEGO ROZWIĄZANIA
Jak wynika z rozdziału IV nie ma możliwości przeprowadzenia rekonstrukcji
obiektu wykorzystując elementy starego mostu. Założono jednak, że projektowany
obiekt będzie jak najbardziej zbliżony do oryginału. Stąd pomimo dużo większej
szerokości przeszkody, most nadal będzie posiadał siedem przęseł (Rys 5.1).
Rys. 5.1 Porównanie długości mostu starego oraz projektowanego
Zaproponowano trzy warianty konstrukcji przęsła mostowego( Rys.5.2; Rys. III ).
Wszystkie będą nawiązywać do kształtu starego mostu gdyż będą posiadać zmienną
wysokość na długości przęsła.
Rys. 5.2 Trzy koncepcje konstrukcji przęsła
Pierwszy wariant zakłada iż płyta pomostu będzie opierać się za pośrednictwem
słupków na sprężonym łuku. W kolejnej koncepcji konstrukcję nośną przęsła stanowią
dwie sprężone belki na których opiera się pomost. W trzecim wariancie konstrukcją
nośną jest sprężona skrzynka. To właśnie trzecia koncepcja najbardziej zbliżona jest do
konstrukcji przęsła zniszczonego mostu. Również ze względów ekonomicznych
wymiarowania przekroju do obliczeń przyjęto konstrukcję skrzynkową przęsła.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
52
ROZDZIAŁ VI.
PROJEKT KONCEPCYJNY
6.1 OPIS TECHNICZNY
· Przeznaczenie, program użytkowy i funkcja.
Zadaniem mostu jest przeprowadzenie drogi wojewódzkiej nr 421 nad rzeką Odrą. Na szerokość użytkową mostu składają się 2 pasy ruchu o szerokości 3,2 m i chodnik dla pieszych po stronie południowej o szerokości 1,5 m. Po tej samej stronie usytuowane są latarnie. Most zaprojektowany został na obciążenie klasy B wg PN-85/S-10030 ( za względu na ograniczone natężenie ruchu występujące na trasie oraz okolicznych drogach- [Z1] informacje z ZDW w Katowicach). Trwałość głównych elementów mostu zapewnia następujące okresy użytkowania: - ustrój nośny – nie mniej niż 60 lat, - przyczółki – nie mniej niż 100 lat, - pomost – nie mniej niż 30 lat.
· Charakterystyczne parametry techniczne. Długość całkowita 490,6 m Długość ustroju nośnego 480,1 m Ilość przęseł 7 Rozpiętość przęseł 45+78+78+78+78+78+48 m Szerokość całkowita 9,98 m Szerokość między krawężnikami 7,0 m Kąt skrzyżowania 86º Nośność klasa B wg PN-85/S-10030
· Forma architektoniczna oraz dostosowanie do krajobrazu i otaczającej zabudowy.
Projektowany most usytuowany jest w ciągu dw nr 421 i przeprowadza ją pod kątem 86º nad rzeką Odrą. Na długości mostu droga biegnie w linii prostej. Ustrój nośny mostu ma zmienną wysokość. Wsporniki podchodnikowe o wysięgu 2,4 m zakończone gzymsami i osłonięte polimerobetonowymi deskami o wysokości 0,6 m, wysmuklają konstrukcję przęsła. Pod północnym wspornikiem podchodnikowym
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
53
widoczne są kolektory odwodnieniowe. Przestrzeń pod mostem ograniczona jest płaskimi ścianami przyczółków. W ciągu mostu usytuowano 6 filarów w rozstawie 78 m o prostokątnym przekroju poziomym ze ściętymi narożami. Elementem nośnym w konstrukcji przęseł jest skrzynka o zmiennej wysokości. Przepony w skrzynce występują jedynie nad podporami. Elementami kształtującymi architekturę przestrzeni na moście są stalowe bariery ochronne, granitowe krawężniki i asfaltowa nawierzchnia jezdni. Obrzeża mostu pomiędzy krawężnikami i gzymsami oraz chodnik dla pieszych wykończone są cienką nawierzchnią z żywic. Elementami otoczenia wiaduktu są: niska rozproszona zabudowa, niska zieleń, drzewa występujące pojedynczo lub w małych grupach. Dla tak ukształtowanego krajobrazu wybrano spokojną kolorystykę mostu, pozostawiając podpory i konstrukcję nośną w naturalnym kolorze betonu i dodając kolorowe akcenty w postaci gzymsów w kolorze RAL 3001.
· Roboty rozbiórkowe. W trasie przebiegu projektowanego mostu znajduje się część pozostałości starego mostu. Należy je usunąć z zachowaniem szczególnej ostrożności z uwagi na ich wartość historyczną.
· Roboty ziemne. Przed przystąpieniem do wykonania wykopów należy zapoznać się z przebiegiem urządzeń obcych w rejonie obiektu. W strefie przyległej do przyczółków , przed wykonaniem ustroju nośnego należy wykonać zasypki do wysokości niszy łożyskowej i uzupełnić do projektowanej wysokości po sprężeniu i wykonaniu ścianek zaplecznych.
· Sposób posadowienia. Most posadowiono pośrednio za pomocą pali wielkośrednicowych Ø1200, długości 12,0 m. Pod podstawą pali należy wykonać iniekcję
· Układ konstrukcyjny i rozwiązania konstrukcyjno-materiałowe podstawowych elementów konstrukcji.
- Układ konstrukcyjny. Most zaprojektowano jako siedmioprzęsłowy, ciągły. Ustrój nośny zaprojektowano jako skrzynkowy, betonowy, połączony z podporami przegubowo i przegubowo-przesuwnie za pośrednictwem łożysk. Podpory skrajne zaprojektowane są jako masywne, pełnościenne przyczółki betonowe. - Ustrój nośny. Ustrój nośny zaprojektowano jako belka ciągła, o przekroju skrzynkowym z betonu sprężonego. Skrzynka ma wymiary 9,9 m w płycie górnej, 5,1 m w płycie dolnej, oraz wysokość od 1,43 m w środku przęsła, do 3,35 m nad podporami. Płyta pomostu w części między ściankami skrzynki ma grubość od 0,3 do 0,335 m. Wsporniki podchodnikowe mają grubość od 0,18 do 0,3 m. Ścianki skrzynki mają grubość 0,3 m. Płyta dolna ma szerokość 5,1 m i grubość 0,5 m. Skrzynka stężona jest przeponami w miejscach łożysk o szerokości 0,6 i wysokości 0,5 m na płycie górnej i dolnej, oraz 1,0 m na ściankach. Ustrój nośny wykonany jest z betonu C 50/60. Przęsła sprężone są 27
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
54
kablami 19L15,2 ze stali o wytrzymałości Rvk=1860MPa w strefach przypodporowych oraz 29 w środku rozpiętości. Siły początkowe naciągu kabli wynoszą 3958 kN. Ustrój nośny zbrojony jest stalą klasy A-IIIN w gatunku 20G2VY-b. - Łożyskowanie. Przęsła oparte są na podporach za pośrednictwem 16 łożysk garnkowych. Łożysko stałe usytuowano na filarze w osi 2. w linii łożyska stałego na pozostałych filarach i przyczółkach znajdują się łożyska jednokierunkowoprzesówne, pozostałe to łożyska wielokierunkowo przesuwne. - Przyczółki. Przyczółki zaprojektowano jako żelbetowe, masywne z betonu C 30/37 zbrojonego stalą A-IIIN gatunku 20G2VY-b. Zasypkę przyczółków stanowią piaski średnie zagęszczone do Is=1,0 - Filary. Filary zaprojektowano jako jednosłupowe. Filary zamocowane są na sztywno w płycie fundamentowej a ta z kolei z palami wielkośrednicowymi. Filary zaprojektowano jako żelbetowe z betonu C 30/35 zbrojonego stalą 20G2VY-b.
· Metoda wykonania ustroju nośnego Ustrój nośny należ wykonać metodą wspornikową. Przed wykonaniem segmentu startowego należy wykonać podpory tymczasowe po obu stronach każdego filara. Segmenty powinny być wykonywane równocześnie na wszystkich filarach w obu kierunkach. Segmenty należy deskować przesuwnym wózkiem szalunkowym o regulowanej wysokości. Kolejne segmenty powinny być sprężane za pomocą tymczasowych kabli zewnętrznych odginanych na przeponie i kotwionych w bloku na końcu każdego segmentu. Czas trwania jednego cyklu tj: - przestawienie wózka szalunkowego - wyczyszczenie deskowania - ułożenie zbrojenia - zabetonowanie segmentu - sprężenie - rozdeskowanie Powinien wynosić ok. 8 dni. Zastosowanie metody wspornikowej umożliwia stosunkowo szybkie wykonanie przęseł jak również nie stwarza problemów z ustawieniem rusztowania w nurcie rzeki niezbędnego w tradycyjnej metodzie wykonastwa.
· Rozwiązanie zasadniczych elementów wyposażenia i sposób powiązania obiektu z sieciami zewnętrznymi.
- Izolacje, nawierzchnie i krawężniki. Pomost mostu zaizolowano izolacją zgrzewalną jednowarstwową , niewymagającą stosowania warstwy ochronnej. Na powierzchniach betonowych stykających się z gruntem zaprojektowano dwuwarstwową izolację z roztworów asfaltowych układanych
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
55
na zimno. Nawierzchnię jezdni zaprojektowano z mieszanki SMA o uziarnieniu 0/12.8 i grubości 60 mm jako warstwa wiążąca, oraz z MNU jako warstwa ścieralna o grubości 40 mm. Na kapach chodnikowych oraz gzymsach przewidziano nawierzchnię z żywic grubości 5 mm, spełniającą również rolę izolacji. Na wiadukcie zastosowano krawężniki granitowe. - Kapy chodnikowe i gzymsy. Kapy chodnikowe wykonano z betonu C 30/37 zbrojonego stalą A-II gatunku 18G2-b. W kapach zakotwione są deski gzymsowe o wysokości 0,6 m z polimerobetonu. - Dylatacje. Na podporze w osi 1 zastosowano dylatację modułową o możliwościach przesuwu ±80 mm. Na podporze w osi 8 zastosowano dylatację modułową o możliwościach przesuwu ±280 mm. - Płyty przejściowe. W strefach przejściowych obiektu w nasyp zastosowano płyty przejściowe o długości 6,0 m i grubości 0,3 m, oparte jednym końcem na wsporniku ścianki zaplecznej a drugim na nasypie drogowym. Płyty zdylatowano podłużnie na pasma szerokości 1 m. Zaprojektowano je z betonu C 30/37 zbrojonego stalą 18G2-b. - Barieroporęcze. Na zewnętrznych krawędziach obiektu umieszczono Barieroporęcze stalowe, sztywne z rozstawem słupków 1,0 m. - Odwodnienie. Powierzchnie mostu odwodniono przy pomocy wpustów mostowych, usytuowanych po obu stronach jezdni. Wpusty powinny być wyposażone w osadniki i kratki ściekowe o powierzchni przepływu nie mniejszej niż 500cm2. W linii odwodnienia zaprojektowano prefabrykowane dreny sprowadzające wodę z izolacji do wpustów. Woda z wpustów i sączków odprowadzana jest do kolektorów odwodnieniowych podwieszonych do płyty pomostu wewnątrz skrzynki. W rejonie dylatacji kolektory wyposażone zostały w kompensatory. Odwodnienie zasypki za przyczółkami odbywa się za pomocą geokompozytów drenażowych umieszczonych na tylnych ścianach trzonu i skrzydeł oraz górnej powierzchni fundamentu przyczółka. - Zabezpieczenia antykorozyjne. Powierzchnie zewnętrzne elementów betonowych zabezpieczono przez hydrofobizację. Dla barier ochronnych przewidziano zabezpieczenie powierzchni zewnętrznych przez metalizację.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
56
- Umocnienie skarp. Przewidziano umocnienie skarp poprzez obrukowanie w części podmostowej i obsianie trawą stożków. - Punkty pomiarowe. Na moście przewidziano wbudowanie punktów wysokościowych w następujących miejscach: - po 4 repery na każdej podporze - 35 reperów na konstrukcji mostu (5 reperów na każdym przęśle)
· Wpływ obiektu na środowisko. Obiekt mostowy nie wpływa niekorzystnie na środowisko w fazie jego eksploatacji. Skutki oddziaływania na środowisko prowadzonego po moście ruchu zostaną w obrębie obiektu ograniczone poprzez odprowadzenie wód opadowych za pomocą systemu odwodnienia mostu do systemu odwodnienia drogi. W trakcie budowy mostu mogą wystąpić negatywne wpływy na środowisko zwłaszcza w postaci wibracji i hałasu. Projekt zakłada, że teren budowy zostanie po jej ukończeniu uporządkowany a wszystkie odpady usunięte. Skarpy nasypów przyobiektowych zostaną zazielenione.
6.2 OBLICZENIA STATYCZNO - WYTRZYMAŁOŚCIOWE
6.2.1 Obciążenia mostu (wg PN-85/S-10030) Obciążenia stałe: - Warstwy jezdni:
Tab.1
Nazwa warstwy Grubość Warstwa ścieralna MNU 4 cm Warstwa wiążąca SMA 6 cm Izolacja termozgrzewalna 1 cm Płyta pomostu 31 cm
- Warstwy chodnika: Tab.2
Nazwa warstwy Grubość Nawierzchnia żywiczna 0,5 cm Kapa chodnikowa-beton C30/37 23 cm Izolacja termozgrzewalna 1 cm Płyta wspornikowa-beton C30/37 22 cm
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
57
- Obciążenie z jezdni qj:
Tab.3
Nazwa warstwy qch
[kN/m2] gmin qmin
[kN/m2] gmax qmax
[kN/m2] Mieszanka MNU 4 cm 0,04x23
0,92
0,9
0,83
1,5
1,38
Mieszanka SMA 6cm 0,06x23
1,38
0,9
1,24
1,5
2,07
Izplacja termozgrzewalna 1cm 0,01x14
0,14
0,9
0,13
1,5
0,21
Płyta pomostu 31cm 0,31x25
7,75
0,9
6,98
1,2
9,30
S 10,19 - 9,18 - 12,96
- Obciążenie z chodnika qch:
Tab.4 Nazwa warstwy
qch [kN/m2] gmin
qmin [kN/m2] gmax
qmax [kN/m2]
Nawierzchnia żywiczna0,5cm 0,01x12
0,07
0,9
0,06
1,5
0,11
Beton C30/37 23cm 0,23x25
5,75
0,9
5,17
1,5
8,62
Izplacja termozgrzewalna 1cm 0,01x14
0,14
0,9
0,13
1,5
0,21
beton C50/60 22 cm 0,22x25
5,50
0,9
4,95
1,2
6,60
S 11,46 - 10,31 - 15,54
- Obciążenie od barieroporęczy oraz desek polimerobetonowych qb oraz qd:
Tab.5 Nazwa warstwy qch[kN/m] gmin qmin[kN/m] gmax qmax[kN/m] Barieroporęcz sztywna 0,73 0,9 0,66 1,5 1,10 Deski polimerobetonowe 0,40 0,9 0,36 1,5 0,60
- Obciążenie stałe ustroju nośnego:
Tab.6
Nazwa warstwy qch gmin qmin gmax qmax
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
58
[kN/m] [kN/m] [kN/m] Dźwigar skrzynkowy Gdz [(2,07x0,3)x2+4,5x0,5]x25
87,30
0,9
78,57
1,2
104,76
Nazwa warstwy qch[kN] gmin qmin[kN] gmax qmax[kN] Usztywnienia poprzeczne Gp [(2,6x0,6x1,0+3,7x0,6x0,5)x2x25
133,5
0,9
120,15
1,2
160,2
Obciążenia zmienne:
Współczynnik dynamiczny
325,1007,16,68005,035,1325,1005,035,1
6,68
£=×-=£×-=
=
jj t
śr
LmL
przyjmuję 007,1=j
· Obciążenie pojazdem typu „K” i „q”
Klasa obciążenia B
kNK 600= Nacisk na oś kNP 150=
Obciążenie na 4 koła pojazdu kNKPc 3002
6002
===
Obciążenie 2j 0,3q mkNk =
5,1=fg
Rys. 6.1
kNPP fck 29,1135,1007,130025,025,0 =×××=×××= gj
mkNfk 5,45,10,3qq jj =×=×= g · Obciążenie pojazdami samochodowymi typu „S”
kNS 300=
kNP 601 =
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
59
kNP 1202 = kNP 1202 = ma 25,1=
5,1=fg
Rys. 6.2
kNPP fS 31,455,1007,1605,05,0 11 =×××=×××= gj kNPP fS 63,905,1007,11205,05,0 22 =×××=×××= gj
kNPP fS 63,905,10,11205,05,0 33 =×××=×××= gj
· Obciążenie tłumem
Do obliczeń konstrukcji nośnej chodników. 2
t 0,4q mkN= 3,1=fg
2t
't 2,53,10,4qq mkNf =×=×= g
Do obliczeń dźwigarów głównych.
2t 5,2q mkN=
3,1=fg 2
t'
t 25,33,15,2qq mkNf =×=×= g 6.2.2 Płyta pomostu 6.2.2.1 Obliczenia statyczne Przekrój poprzeczny.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
60
2,0%0,002,0%2,0% 2,0%
oś w
iadu
ktu
oś u
licy
+ 0,064+ 0,064+ 0,102 + 0,076
- 1,536
- 3,500
Płyta pomostu-przęsło
· Obciążenie pojazdem typu „K”
- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym j ,przyłożono parę sił w rozstawie 2,7m
mLp 72,4= - rozpiętość przęsła
33,133,172,4005,035,1005,035,1
==×-=×-=
jj tL
kNKk 300= - obciążenie na 4 koła Obliczenie szerokości pasma współpracującego: - średnia wysokość przekroju: hśr = 0,28m - szerokość powierzchni nacisku koła: t = 0,2m
( ) ( )mt
mhhhtt
y
śrnaiy
30,4
30,428,01,001,022,02,1322,13
=
=++×++×=++×++×=
- współrzędna osi obciążenia: x =2,7m - szerokość zastępcza dla momentu przęsłowego:
mb
mLxxtb
m
pym
19,7
19,772,47,217,25,23,415,2
=
=÷ø
öçè
æ -×+=÷÷ø
öççè
æ-×+=
kNP
kNbKP
K
m
kK
49,55
49,5519,7
30033,1
1
1
=
=×=×= j
- szerokość zastępcza dla sił tnących:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
61
mbmxtb
mt
ymt
65,565,57,25,03,45,0
=
=×+=×+=
kNP
kNbKP
Kt
mt
kKt
62,70
62,7065,5
30033,1
=
=×=×= j
· Obciążenie pojazdem typu „S”
- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym j , przyłożono dwie pary sił (o rozstawie 1,75m) oddalone od siebie o 0,5m
kNPPPkNP
S
S
6,159
120
=×=
=j
Obliczenie szerokości pasma współpracującego: - średnia wysokość przekroju: hśr = 0,28m - szerokość powierzchni nacisku koła: t = 0,2m
( ) ( )mt
mhhhtt
y
śrnaiy
90,1
90,128,01,001,022,02,122,1
=
=++×++=++×++=
- współrzędna osi obciążenia x:
mxmxmxmx
86,111,036,261,0
4
3
2
1
====
- szerokość zastępcza dla momentów:
mb
mLxxtb
mb
mLxxtb
m
pym
m
pym
85,4
85,472,436,2136,25,29,115,2
23,3
23,372,461,0161,05,29,115,2
2
222
1
111
=
=÷ø
öçè
æ-××+=÷
÷ø
öççè
æ-××+=
=
=÷ø
öçè
æ -××+=÷÷ø
öççè
æ-××+=
mb
mLxxtb
mb
mLxxtb
m
pym
m
pym
72,4
72,472,486,1186,15,29,115,2
17,2
17,272,411,0111,05,29,115,2
4
444
3
333
=
=÷ø
öçè
æ-××+=÷
÷ø
öççè
æ-××+=
=
=÷ø
öçè
æ -××+=÷÷ø
öççè
æ-××+=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
62
kNP
kNbPP
S
m
SS
41,49
41,4923,3
6,159
1
11
=
===
kNP
kNbPP
kNP
kNbPP
kNP
kNbPP
S
m
SS
S
m
SS
S
m
SS
81,33
81,3372,4
6,15955,73
55,7317,2
6,15991,32
91,3285,4
6,159
4
44
3
33
2
22
=
===
=
===
=
===
- szerokość zastępcza dla sił tnących:
mbmxtb
mbmxtb
mbmxtb
mbmxtb
mt
ymt
mt
ymt
mt
ymt
mt
ymt
83,283,286,15,09,15,0
96,196,111,05,09,15,0
08,308,336,25,09,15,0
20,220,261,05,09,15,0
4
44
3
33
2
22
1
11
=
=×+=×+=
=
=×+=×+==
=×+=×+==
=×+=×+=
mP
mbPP
mP
mbPP
St
mt
SSt
St
mt
SSt
82,51
82,5108,3
6,15955,72
55,722,26,159
2
22
1
11
=
===
=
===
mP
mbPP
mP
mbPP
St
mt
SSt
St
mt
SSt
39,56
39,5683,2
6,15943,81
43,8196,1
6,159
4
44
3
33
=
===
=
===
Wyniki obliczeń: Wartości sił przekrojowych obliczono w programie RM-WIN. Ciężar własny: - wykres momentów zginających:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
63
1
36,091 kNmM c 091,36=
- wykres sił tnących:
1
30,586
-30,586
30,586
-30,586
kNTc 586,30=
· Obciążenie pojazdem typu „K”:
- wykres momentów zginających:
1
65,47865,47865,478
kNmM K 478,65= - wykres sił tnących:
1
35,310 35,310
-35,310 -35,310
35,310
-35,310 kNTK 310,35=
· Obciążenie pojazdem typu „S”:
- wykres momentów zginających:
145,15845,158
90,41490,414 87,21187,211
13,63013,630
90,414 kNmM S 414,90=
- wykres sił tnących:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
64
kNTS 048,148=
Maksymalne wartości sił przekrojowych dla przęsła płyty:
kNTTTkNmMMM
Sc
Sc
634,178048,148586,30505,120414,90091,36
max
max
=+=+==+=+=
Do wymiarowania przęsła płyty przyjęto obciążenie pojazdem typu „S”
Płyta pomostu – wspornik lewy · Obciążenie pojazdem typu „S”
- przyjęto obciążenie bez współczynnika dynamicznego, przyłożono parę sił w rozstawie1,75m w odległości 0,5m od krawędzi wspornika:
kNPS 120=
Obliczenie szerokości pasma współpracującego: - średnia wysokość przekroju: hśr = 0,22m - szerokość powierzchni nacisku koła: t = 0,2m
( ) ( )mt
mhhhhtt
y
śribży
91,0
91,022,001,023,0005,022,02
=
=+++×+=+++×+=
- współrzędne osi obciążenia x:
mxmx
27,002,2
2
1
==
- szerokość zastępcza dla momentu:
mbmxtb
mbmxtb
m
ym
m
ym
51,251,227,05,191,02,15,12,1
14,514,502,25,191,02,15,12,1
2
22
1
11
=
=×++=×++==
=×++=×++=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
65
kNP
kNbPP
kNP
kNbPP
S
m
SS
S
m
SS
81,47
81,4751,2
12035,23
35,2314,5
120
2
22
1
11
=
===
=
===
- szerokość zastępcza dla siły tnącej:
mbmxtb
mbmxtb
mt
ymt
mt
ymt
19,219,227,03,091,02,13,02,1
72,272,202,23,091,02,13,02,1
2
22
1
11
=
=×++=×++==
=×++=×++=
kNP
kNbPP
kNP
kNbPP
St
mt
SSt
St
mt
SSt
79,54
79,5419,2
12012,41
12,4172,2
120
2
22
1
11
=
===
=
===
Wyniki obliczeń: Ciężar własny(wraz z osprzętem): - wykres momentów zginających:
1
-3,169-3,169-27,493-27,493
-51,695-51,695
kNmM wc 695,51= - wykres sił tnących:
1-0,600-9,875-10,975
-29,432-29,432-38,647
-0,600
-38,647
kNTwc 647,38= Obciążenie tłumem pieszych: - wykres momentów zginających:
1
-9,287-9,287-15,479-15,479
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
66
kNmM wt 479,15=
- wykres sił tnących:
1
-9,828-9,828 -9,828-9,828
kNTwt 828,9=
· Obciążenie pojazdem typu „S”
- wykres momentów zginających:
1
-40,862-40,862-60,076-60,076
kNmM wS 076,60=
- wykres sił tnących:
kNTwS 91,95=
Maksymalne wartości sił przekrojowych dla lewego wspornika:
kNTTTkNmMMM
wSwc
wSwc
557,13491,95647,38771,111076,60695,51
max
max
=+=+==+=+=
Płyta pomostu– wspornik prawy
· Obciążenie pojazdem typu „K”
- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym j :
mLw 52,2= - długość wspornika
33,133,152,2005,035,1005,035,1
==×-=×-=
jj wL
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
67
kNPPPkNP
K
K
5,199
150
=×=
=
j
Obliczenie szerokości pasma współpracującego: - średnia wysokość przekroju: hśr = 0,28m - szerokość powierzchni nacisku koła: t = 0,2m
( ) ( )mt
mhhhhtt
y
śribży
91,0
91,022,001,023,0005,022,02
=
=+++×+=+++×+=
- współrzędna osi obciążenia: x =1,07m - szerokość zastępcza dla momentu przęsłowego:
mbmxtb
m
ym
71,371,307,15,191,02,15,12,1 1
=
=×++=×++=
kNP
kNbPP
K
m
SK
77,53
77,5371,3
5,199
=
===
- szerokość zastępcza dla sił tnących:
mbmxtb
mt
ymt
43,243,207,13,091,02,13,02,1 1
=
=×++=×++=
kNP
kNbPP
Kt
mt
SKt
10,82
10,8243,2
5,199
1
=
===
· Obciążenie pojazdem typu „S”
- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym j :
kNPPPkNP
S
S
6,159
120
=×=
=j
Obliczenie szerokości pasma współpracującego: - średnia wysokość przekroju: hśr = 0,22m - szerokość powierzchni nacisku koła: t = 0,2m
( ) ( )mt
mhhhhtt
y
śribży
91,0
91,022,001,023,0005,022,02
=
=+++×+=+++×+=
- współrzędne osi obciążenia x: mx 21,11 =
- szerokość zastępcza dla momentu:
mbmxtb
m
ym
92,392,321,15,191,02,15,12,1
1
11
=
=×++=×++=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
68
kNP
kNbPP
S
m
SS
71,40
71,4092,3
6,159
1
11
=
===
- szerokość zastępcza dla siły tnącej:
mbmxtb
mt
ymt
47,247,221,13,091,02,13,02,1
1
11
=
=×++=×++=
kNP
kNbPP
St
mt
SSt
61,64
61,6447,2
6,159
1
11
=
===
Wyniki obliczeń: Ciężar własny(wraz z osprzętem): - wykres momentów zginających:
1
-49,263
-6,484-6,484 -0,977-0,977
-49,263
kNmM wc 263,49=
- wykres sił tnących:
1
36,350
14,57714,5776,6065,506 0,600
36,350
0,600
kNTwc 350,36= Obciążenie pojazdem typu „K”: - wykres momentów zginających:
1
-61,767
-0,558-0,558
-61,767
kNmM wK 767,61=
- wykres sił tnących:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
69
1
87,140 83,930
1,830
87,140
kNTwK 140,87= Obciążenie pojazdem typu „S” - wykres momentów zginających:
1
-49,259-49,259
kNmM wS 259,49=
- wykres sił tnących:
1
64,610 64,61064,610
kNTwS 61,64=
Maksymalne wartości sił przekrojowych dla prawego wspornika:
kNTTTkNmMMM
wKwc
wKwc
490,123140,87350,36030,111767,61263,49
max
max
=+=+==+=+=
Do wymiarowania wsporników płyty przyjęto wartości sił przekrojowych występujących w wsporniku lewym obciążonym pojazdem typu „S” 6.2.2.2 Wymiarowanie przekroju poprzecznego płyty pomostu na podstawie
PN-91/S-10042 Dane materiałowe:
Stal: AIIIN 20G2VY-b
MPaE
MPaR
a
a310200
375
×=
=
Beton: C50/60
MPaE
MPaR
b
b31041
6,34
×=
=
88,4
88,441
200
=
===
nEEn
b
a
- szerokość przekroju: b=1m
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
70
- otulina zbrojenia: a=25mm Przęsło płyty pomostowej. Obliczanie przekroju poprzecznego zbrojenia: - wysokość płyty w przekroju: h=0,28m - wstępnie przyjęta średnica zbrojenia: mm14=f - pole przekroju poprzecznego jednego pręta: 254,1 cmp =f - maksymalny moment zginający:
kNmM
kNmMM
p
p
278,66
278,66505,12055,055,0 max
=
=×=×=
- wysokość użyteczna przekroju:
md
mahd
248,0
248,02014,0025,028,0
2=
=--=--=f
- położenie osi obojętnej:
077,0
077,0248,03756,3488,46,3488,4
=
=×+×
×=×
+××
=
x
dRRn
Rnxab
b
Potrzebne pole powierzchni zbrojenia:
2
2
3
max
000795,0
000795,0
3077,0248,010375
278,66
3mA
mxdR
MA
a
a
a
=
=÷øö
çèæ -××
=÷øö
çèæ -×
=
16,5000154,0000795,0
===fp
An ap
Przyjęto 6 prętów 14f na metr bieżący płyty pomostowej. Rzeczywiste pole powierzchni zbrojenia:
2000924,06 mpAarz =×= f Minimalny stopień zbrojenia:
0033,00,128,0
000924,0=
×=
×=
bhAarzm
dla stali AIIIN: 002,00033,0 min =>= mm - warunek został spełniony
· Sprawdzenie naprężeń
- położenie osi obojętnej:
043,0
043,01000924,088,4
248,00,1210,1
000924,088,4121
=
=÷÷ø
öççè
æ-
×××
+××=÷÷ø
öççè
æ-
×××
+××=
x
Andb
bAnx
arz
arz
Naprężenia w betonie:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
71
MPaxdxb
Mb 19,13
3043,0248,0043,00,1
10278,662
3
2 3max
max =÷øö
çèæ -×
××=
÷øö
çèæ -××
×=
-
s
MPaRMPa bb 6,3419,13max =<=s Naprężenia w stali:
MPaRMPa
MPaxhA
M
aa
arz
a
37599,269
99,269
3043,028,0000924,0
10278,66
3
max
3max
max
=<=
=÷øö
çèæ -×
×=
÷øö
çèæ -×
=-
s
s
- warunek stanu granicznego nośności został spełniony
· Sprawdzenie stanu granicznego rozwarcia rys.
Wysokość strefy rozciąganej betonu współpracującej z prętami rozciąganymi:
£effh cm
axh
208 f×+
-
mxh 237,0043,028,0 =-=- ma 137,0014,08025,08 =×+=×+ f stąd: mheff 137,0=
Średni rozstaw rys: 711,0043,028,0
137,05,015,01 =-
×-=-
×-=xh
heffc
msmss
r
r
209,0209,006,0165,0711,027,106,027,1
==+××=+××= c
Naprężenia maksymalne w zbrojeniu wywołane obciążeniami charakterystycznymi: kNmM ch 351,96max = (wartość obliczona za pomocą programu RM-WIN)
kNmMkNmMM
chp
chchp
99,52
99,52351,9655,055,0 max
=
=×=×=
MPa
MPaxhA
M
a
arz
cha
866,215
866,215
3043,028,0000924,0
1099,52
3
max
3max
max
=
=÷øö
çèæ -×
×=
÷øö
çèæ -×
=-
s
s
Maksymalne dopuszczalne rozwarcie rys: - dla wymagań normalnych rysoodporności mmwk 2,0=
Naprężenia zredukowane: MPas
Ew
r
akared 38,231=
×=s
MPaMPa areda 38,231866,215max =<= ss - warunek został spełniony Maksymalna rozwartość rysy nie przekracza wartości dopuszczalnej. Przyjęto: - zbrojenie główne 6 prętów 14f w rozstawie s=16,5cm - zbrojenie rozdzielcze 12f w rozstawie s=30cm
Przęsło płyty pomostowej-utwierdzenie
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
72
Obliczanie przekroju poprzecznego zbrojenia. - wysokość płyty w przekroju wraz ze skosem: h=0,37m - wstępnie przyjęta średnica zbrojenia: mm14=f - pole przekroju poprzecznego jednego pręta: 254,1 cmp =f - maksymalny moment zginający:
kNmM
kNmMM
p
p
378,90
378,90505,12075,075,0 max
=
=×=×=
- wysokość użyteczna przekroju:
md
mahd
338,0
338,02014,0025,037,0
2=
=--=--=f
- położenie osi obojętnej:
105,0
105,0338,03756,3488,46,3488,4
=
=×+×
×=×
+××
=
x
dRRn
Rnxab
b
Potrzebne pole powierzchni zbrojenia:
2
2
3
max
000795,0
000795,0
3105,0338,010375
378,90
3mA
mxdR
MA
a
a
a
=
=÷øö
çèæ -××
=÷øö
çèæ -×
=
16,5000154,0000795,0
===fp
An ap
Przyjęto 6 prętów 14f na metr bieżący płyty pomostowej. Rzeczywiste pole powierzchni zbrojenia:
2000924,06 mpAarz =×= f Minimalny stopień zbrojenia:
0025,00,137,0
000924,0=
×=
×=
bhAarzm
dla stali AIIIN: 002,00025,0 min =>= mm - warunek został spełniony
· Sprawdzenie naprężeń
- położenie osi obojętnej:
051,0
051,01000924,088,4
338,00,1210,1
000924,088,4121
=
=÷÷ø
öççè
æ-
×××
+××=÷÷ø
öççè
æ-
×××
+××=
x
Andb
bAnx
arz
arz
Naprężenia ściskające w betonie:
MPaxdxb
Mb 04,11
3051,0338,0051,00,1
10378,902
3
2 3max
max =÷øö
çèæ -×
××=
÷øö
çèæ -××
×=
-
s
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
73
MPaRMPa bb 6,3404,11max =<=s - warunek stanu granicznego nośności został spełniony
· Ścinanie
- siła tnąca: T=178,634kN
MPa
MPadb
T
b
b
62,0
62,0338,085,00,1
10634,17885,0
3
=
=×××
=××
=-
t
t
Dla C50/60
MPaRMPaR
b
bt
6,3480,105,0
=
=
Ponieważ:
MPaRMPaMPaRMPa
bb
btb
65,825,062,035,175,062,0 05,0
=×<=
=×<=
t
t
zgodnie z punktem 8.1.2 PN-91/S-10042 nie ma konieczności sprawdzania nośności na ścinanie.
· Sprawdzenie stanu granicznego rozwarcia rys.
Wysokość strefy rozciąganej betonu współpracującej z prętami rozciąganymi:
£effh cm
axh
208 f×+
-
mxh 319,0051,037,0 =-=- ma 137,0014,08025,08 =×+=×+ f stąd: mheff 137,0=
Średni rozstaw rys: 785,0051,037,0
137,05,015,01 =-
×-=-
×-=xh
heffc
msmss
r
r
224,0224,006,0165,0785,027,106,027,1
==+××=+××= c
Naprężenia maksymalne w zbrojeniu wywołane obciążeniami charakterystycznymi: kNmM ch 351,96max = (wartość obliczona za pomocą programu RM-WIN)
kNmMkNmMM
chp
chchp
263,72
263,72351,9675,075,0 max
=
=×=×=
MPa
MPaxhA
M
a
arz
cha
548,221
548,221
3051,037,0000924,0
10263,72
3
max
3max
max
=
=÷øö
çèæ -×
×=
÷øö
çèæ -×
=-
s
s
Maksymalne dopuszczalne rozwarcie rys: - dla wymagań normalnych rysoodporności mmwk 2,0=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
74
Naprężenia zredukowane: MPas
Ew
r
akared 57,228=
×=s
MPaMPa areda 57,228548,221max =<= ss - warunek został spełniony Maksymalna rozwartość rysy nie przekracza wartości dopuszczalnej. Przyjęto: - zbrojenie główne 6 prętów 14f w rozstawie s=16,5cm - zbrojenie rozdzielcze 12f w rozstawie s=30cm Wspornik Obliczanie przekroju poprzecznego zbrojenia: - wysokość płyty w przekroju wraz ze skosem: h=0,36m - wstępnie przyjęta średnica zbrojenia: mm16=f - pole przekroju poprzecznego jednego pręta: 201,2 cmp =f
- maksymalny moment zginający:
kNmM 771,111max = - wysokość użyteczna przekroju:
md
mahd
327,0
327,02016,0025,036,0
2=
=--=--=f
- położenie osi obojętnej:
101,0
101,0327,03756,3488,46,3488,4
=
=×+×
×=×
+××
=
x
dRRn
Rnxab
b
Potrzebne pole powierzchni zbrojenia:
2
2
3
max
001016,0
001016,0
3101,0327,010375
771,111
3mA
mxdR
MA
a
a
a
=
=÷øö
çèæ -××
=÷øö
çèæ -×
=
05,5000201,0001016,0
===fp
An ap
Przyjęto 6 prętów 16f na metr bieżący płyty pomostowej. Rzeczywiste pole powierzchni zbrojenia:
2001206,06 mpAarz =×= f Minimalny stopień zbrojenia:
0033,00,136,0
001206,0=
×=
×=
bhAarzm
dla stali AIIIN: 002,00033,0 min =>= mm - warunek został spełniony
· Sprawdzenie naprężeń
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
75
- położenie osi obojętnej:
056,0
056,01001206,088,4
327,00,1210,1
001206,088,4121
=
=÷÷ø
öççè
æ-
×××
+××=÷÷ø
öççè
æ-
×××
+××=
x
Andb
bAnx
arz
arz
Naprężenia ściskające w betonie:
MPaxdxb
Mb 95,12
3056,0327,0056,00,1
10771,1112
3
2 3max
max =÷øö
çèæ -×
××=
÷øö
çèæ -××
×=
-
s
MPaRMPa bb 6,3495,12max =<=s - warunek stanu granicznego nośności został spełniony
· Ścinanie
- siła tnąca: T=134,557kN
MPa
MPadb
T
b
b
48,0
48,0327,085,00,1
10557,13485,0
3
=
=×××
=××
=-
t
t
Dla C50/60
MPaRMPaR
b
bt
6,3480,105,0
=
=
Ponieważ:
MPaRMPaMPaRMPa
bb
btb
65,825,048,035,175,048,0 05,0
=×<=
=×<=
t
t
zgodnie z punktem 8.1.2 PN-91/S-10042 nie ma konieczności sprawdzania nośności na ścinanie.
· Sprawdzenie stanu granicznego rozwarcia rys.
Wysokość strefy rozciąganej betonu współpracującej z prętami rozciąganymi:
£effh cm
axh
208 f×+
-
mxh 304,0056,036,0 =-=- ma 153,0016,08025,08 =×+=×+ f stąd: mheff 153,0=
Średni rozstaw rys: 748,0056,036,0
153,05,015,01 =-
×-=-
×-=xh
heffc
msmss
r
r
217,0217,006,0165,0748,027,106,027,1
==+××=+××= c
Naprężenia maksymalne w zbrojeniu wywołane obciążeniami charakterystycznymi: kNmM ch 548,98max = (wartość obliczona za pomocą programu RM-WIN)
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
76
MPa
MPaxhA
M
a
arz
cha
398,239
398,239
3056,036,0001206,0
10548,98
3
max
3max
max
=
=÷øö
çèæ -×
×=
÷øö
çèæ -×
=-
s
s
Maksymalne dopuszczalne rozwarcie rys: - dla wymagań normalnych rysoodporności mmwk 2,0=
Naprężenia zredukowane: MPas
Ew
r
akared 331,244=
×=s
MPaMPa areda 331,244398,239max =<= ss - warunek został spełniony Maksymalna rozwartość rysy nie przekracza wartości dopuszczalnej. Przyjęto: - zbrojenie główne 6 prętów 16f w rozstawie s=16,5cm - zbrojenie rozdzielcze 12f w rozstawie s=30cm
6.2.3 Przęsło mostu. 6.2.3.1Obliczenia statyczne dźwigarów głównych. Model obliczeniowy. Wykonano model w postaci belki ciągłej, siedmioprzęsłowej. Obliczenia zostały przeprowadzone przy użyciu programu „Robot Millennium v.15.5”, a wyniki przedstawiono w arkuszu kalkulacyjnym EXCEL.
Linie wpływu dla modelu obliczeniowego. Analizę linii wpływu przeprowadzono do połowy długości belki ze względu na symetrię układu.
· Przęsło 1.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
77
Wartości ekstremalne:
kNTkNmM
56,033,9
==
· Podpora 2.
Wartości ekstremalne:
kNT
kNmM00,1
96,7=
-=
· Przęsło 2
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
78
Wartości ekstremalne:
kNT
kNmM5,0
87,12==
· Podpora 3
Wartości ekstremalne:
kNT
kNmM0,1
73,6=
-=
· Przęsło 3
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
79
Wartości ekstremalne:
kNT
kNmM5,0
29,13==
· Podpora 4
Wartości ekstremalne:
kNT
kNmM0,1
64,6=
-=
· Przęsło 4
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
80
Wartości ekstremalne:
kNT
kNmM5,0
31,13==
Z powyższych wykresów linii wpływu wynika że w celu uzyskania ekstremalnych wartości sił wewnętrznych należy obciążyć przęsło 4, natomiast na podporze w osi 4 Obciążenie konstrukcji. Przeliczenie wartości obciążeń z przekroju poprzecznego na przekrój podłużny: - obciążenie z jezdni: qjd = qj · 7,0m = 12,96 · 7,0 = 90,72 kN/m (71,33 kN/m) - obciążenie z chodnika: qchd = qch · 2,9m = 15,33 · 2,9 = 44,46 kN/m (33,23 kN/m) - obciążenie barieroporęczami: qbd = qb · 2 = 1,1 · 2 = 2,2 kN/m (1,46 kN/m) - obciążenie deskami gzymsowymi: qdd = qd · 2 = 0,6 · 2 = 1,2 kN/m (0,8 kN/m) - ciężar dźwigara: Gdzd = Gdz = 104,76 kN/m (87,30 kN/m) ------------------------------------------------------ całkowity ciężar konstrukcji: qcw = 243,34 kN/m (194,12 kN/m) - ciężar skrzynki: Gsd =Gdz+0,28·9,9·25·1.2=187,92kN/m (156,60kN/m) - obciążenie stałe niekonstrukcyjne: qsn = 25,62+25,93+1,1+0,6=53,25 (31,96 kN/m) - obciążenie tłumem pieszych: qtchd = qtch · 1,5m = 3,25 · 1,5 = 4,875kN/m (3,75kN/m) - obciążenie pojazdem typu „K”: Pkd = Pk · 2 = 113,29 · 2 = 226,58 kN (150,0 kN) „q”: qkd = qk · 7,0m = 4,5 · 7,0 = 31,5 kN/m(21,0kN/m)
· Schemat obciążenia układu dla uzyskania ekstremalnych wartości sił
wewnętrznych w przęśle mostu.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
81
Wykres sił wewnętrznych: - dla obciążeń obliczeniowych:
M
T
-dla obciążeń charakterystycznych:
M
T
Wartości ekstremalne:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
82
)39,8841(29,11370
)83,70215(70,92647
,max,
,max,
kNkNTkNmkNmM
opr
opr
=
=
· Schemat obciążenia układu dla uzyskania ekstremalnych wartości sił wewnętrznych nad podporą.
Wykres sił wewnętrznych: - dla obciążeń obliczeniowych: M
T
-dla dla obciążeń charakterystycznych: M
T
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
83
Wartości ekstremalne:
)78,9050(02,11701
)47,114336(37,147005
,max,
,max,
kNkNTkNmkNmM
opp
opp
=
=
6.2.3.2Wymiarowanie przęsła mostu wg PN-91/S-10042 (na podstawie pozycji [2]). 6.2.3.2.1 Przekrój przęsłowy.
· Projektowanie przekroju.
Rozpiętość: mleff 0,78= Dane technologiczne: - warunki technologiczne: sprężanie po 7 dniach od zabetonowania( dnit 70 = ) - obciążenie stałe przyłożone po ok. 3 miesiącach od zabetonowania( dnit 901 = ) - warunki użytkowania: cyklicznie zmienne mokre i suche RH=80% - klasa ekspozycji XC4 - kategoria rysoodporności: pełne sprężenie
Materiały: Beton: C50/60
MPaEMPaRR
MPaRMPaRMPaRMPaR
bbkbm
btbtkbkb
3
50,050,01
10410,538
6,29,30,456,34
×==+=
====
Stal sprężająca: sploty siedmiodrutowe Y1860S7 mm2,15f ,klasa relaksacji – 2 ,wg [N3]
MPaRMPaR vvk 12401860 == wg [N2] 310170 ×=vE
Wstępny wybór: kabel wielosplotowy – 19 splotów mm2,15f 2
1 266014019 mmAp =×= Zbrojenie podłużne zwykle MPaRMPaRbGIIA ack 295355:218 ==--
]3[55,0',])2[5.(43,0 limlim NwgIIAdlatabwg --=-= xx mlh eff 12,37804,0)06,004,0( =×@¸@
przyjęto h=1,43m 25,0=b (przekrój skrzynkowy)
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
84
Przekrój obliczeniowy
mhh f 29,017,0)20,012,0( ¸=׸@ przyjęto mh f 50,0= mhh f 21,014,0)15,010,0(' ¸=׸@ przyjęto mh f 28,0' = mhap 17,014,0)12,010,0( ¸=׸@ przyjęto map 25,0=
mha fs 20,050,04,04,0 =×=×@ przyjęto mas 05,0= mha fs 11,028,04,0'4,0' =×=×@ przyjęto ma s 05,0' =
)1,0;2( hcb cdw ×+³ f przy cięgnach prowadzonych pojedynczo )4(35,215165,100 min klasaXCmmccmmmmmmdcmmc cgcdc =³=+=+³=³f
przyjęto mmcc 100=
mmcmmmmmmdcmmc wgwdw 50,215165,100 ³=+=+³=³ f przyjęto mmcw 100=
mmbmmb ww 13813801,02;300)1002100( =׳=×+³
przyjęto mmbw 300=
( )( )mahxx
mahx
p
p
51,0)25,043,1(43,0)(
33,0)25,043,1()15,043,0(15,0
limlim
lim
=-×=-=<
=-×-=--=
x
x
m
hahhxahxb
RM
bbfpf
pwb
oppwf
10,9)28,05,025,043,1(28,0
1
)33,05,025,043,1(33,06,06,34
1070,926476,0
)'5,0('1)5,0(2'
3
1
,max,
=×--
×
×úû
ùêë
é×--×-
×+=
=--ú
û
ùêë
é--×-+=
-
przyjęto mxxmb f 51,0175,09,9' lim =<=®=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
85
Wymagany przekrój poprzeczny zbrojenia:
[ ] [ ]22
1
75589075589,0
175,06,028,0)6,090,9(1240
6,342')2'(
mmm
xbhbbRRA wfwf
v
bp
==
=×+×-=×+-=
liczba cięgien 42,282660
755891
===p
p
AA
n przyjęto 29 kabli 19L15,2
Rzeczywiste pole powierzchni przekroju kabli sprężających: 2
1 771401401929 mmAnA pp =××=×= Maksymalne siły sprężające: - siła początkowa:
kNARP pvk 114784104,7711018608,080,0max 430 =××××=××= -
- siła wstępna: kNARP pvki 107610104,77110186075,075,0max 43 =××××=××= -
- siła trwała: kNARP pvkt 93262104,77110186065,065,0max 43 =××××=××= -
Wstępne oszacowanie strat: - straty początkowe i doraźne:
kNPPP i 1147811478410,0max10,0 00 =×=×=Då+Då - straty opóźnione:
( )[ ] [ ]kN
PPPP it
18595
1147811478418,0max18,0 00
=
=-×=D+D-×=Då åå
Możliwe do wykorzystania siły sprężające: - siła wstępna:
( )kNPkNP
kNPPPP
ii
ii
107610max103306
10330611478114784max 00
=<=
=-=D+D-= åå
- siła trwała:
kNPkNPkNPPP
tt
tit
93262max84711
8471118595103306
=<=
=-=D-= å
Obciążenie układu ciężarem własnym skrzynki:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
86
-wartości obliczeniowe momentów zginających: M
kNmMM prcsgd 486400,1 , =×=
( ) ( ) kNmMaahPM gdsps 810664864005,025,043,1114784'max' 0 =---=---=
( )( ) ( )( )( ) ( ) mahx
mahx
s
s
759,005,043,155,0'''552,005,043,115,055,0'15,0''
limlim
lim
=-×=-==--=--=
xx
( )m
hahhxahxb
RMbb
fsfsw
b
swf
10,450,05,005,043,150,0
1)552,05,005,043,1(552,060,06,34
066,8160,0
)5,0'(1)'5,0'('2'2
1
=
=×--úû
ùêë
é ×--×-+=
=--ú
û
ùêë
é---+=
przyjęto mxxmb f 759,0'305,0'1,5 lim =<=®=
Przyjęte wymiary przedstawia poniższy rysunek:
Przekrój rzeczywisty
Wstępne rozmieszczenie kabli
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
87
Zbrojenie górnej półki:
[ ] [ ]
zbednewoobliczeniozbrojenie
RPxbhbb
RRA
ckwfwf
ck
bs
0355
784,114
305,06,050,0)6,01,5(355
6,34max'2)2(' 01
<-
+×+×-=-×+-=
224
min, 88,1101088,11028,09,9004,0''004,0'' cmmhbAA ffss =×=××=××=³ -
przyjęto 288,1101472 cmAo s =f
Zbrojenie górnej półki zastąpi jednocześnie zbrojenie rozdzielcze wynikające ze zbrojenia płyty pomostu.
Zbrojenie dolnej półki:
224min, 50,761050,7650,01,5003,0003,0 cmmhbAA ffss =×=××=××=³ -
przyjęto 200,771450 cmAo s =f
· Stan graniczny zarysowania. Dla przyjętych wymiarów przekroju obliczono: -pole przekroju:
2712,565,06,05,01,59,928,0 mAc =×+×+×=
cASv =
370,3228,065,05,090,928,05,0
265,065,060,025,01,550,0
mS
S
=
=÷øö
çèæ ++××+÷
øö
çèæ +××+××=
mv 648,0712,570,3
== mv 782,0648,043,1' =-=
( ) ( )
( ) 423
23
23
643,1648,029,128,09,912
28,09,9
648,0825,065,06,012
65,06,0648,025,05,01,512
5,01,5
m
Ic
=-××+×
+
+-××+×+-××+×=
3536,2
648,0643,1 m
vIW c
c ===
ma rzp 18,029
35,0415,025, =
×+×=
mave pp 468,018,0648,0 =-=-=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
88
Siła sprężająca:
kNP
WRMeAW
AP
cr
cbtkchpp
pcc
ccr
734979,0
536,2109,383,70215468,0712,5536,2
712,59,0
350,0,max,
=
=××-
××+
=×-
××+
=
kNPkNP tcr 8471173497 =<= warunek bezpieczeństwa w stanie granicznym zarysowania jest spełniony
Naprężenia krawędziowe w betonie:
MPaW
MePA
P
c
cspi
c
icc 7,21
536,2640,48468,0306,1031,1
712,5306,1031,11,11,1
=-××
+×
=-××
+×
=s
MPaRMPa bmcc 8,310,536,06,07,21 =×=×<=s warunek został spełniony
6.2.3.2.2 Przekrój podporowy.
Dane technologiczne oraz materiały analogiczne jak dla wymiarowania przekroju przęsłowego.
Wstępny wybór: kabel wielosplotowy – 19 splotów mm2,15f
21 266014019 mmAp =×=
mlh eff 12,37804,0)06,004,0( =×@¸@ przyjęto h=3,35m
Przekrój obliczeniowy
25,0=b (przekrój skrzynkowy)
mhh f 67,040,0)20,012,0( ¸=׸@ przyjęto mh f 50,0= mhh f 50,033,0)15,010,0(' ¸=׸@ przyjęto mh f 28,0' = mha p 40,033,0)12,010,0(' ¸=׸@ przyjęto ma p 15,0' =
mha fs 20,050,04,04,0 =×=×@ przyjęto mas 05,0=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
89
mha fs 11,028,04,0'4,0' =×=×@ przyjęto ma s 05,0' = )1,0;2( hcb cdw ×+³ f przy cięgnach prowadzonych pojedynczo
)4(35,215165,100 min klasaXCmmccmmmmmmdcmmc cgcdc =³=+=+³=³f przyjęto mmcc 100=
mmcmmmmmmdcmmc wgwdw 50,215165,100 ³=+=+³=³ f
przyjęto mmcw 100=
mmbmmb ww 33533501,02;300)1002100( =׳=×+³ przyjęto mmbw 300=
( )( )
mahxxmahx
p
p
376,1)15,035,3(43,0)'('896,0'
896,0)15,035,3()15,043,0('15,0'
limlim
lim
=-×=-=<=
=-×-=--=
x
x
m
hahhxahxb
RM
bbfpf
pwb
oppwf
48,2)50,05,015,035,3(50,0
1
)896,05,015,035,3(896,06,06,34
1037,1470056,0
)5,0'(1)'5,0'('2
3
1
,max,
=×--
×
×úû
ùêë
é×--×-
×+=
=--ú
û
ùêë
é--×-+=
-
przyjęto mxxmb f 376,1'418,0'1,5 lim =<=®=
[ ] [ ]22
1
69780069780,0
418,06,050,0)6,010,5(1240
6,34'2)2('
mmm
xbhbbRRA wfwf
v
bp
==
=×+×-=×+-=
liczba cięgien 23,262660
69780'
1
===p
p
AA
n przyjęto 27 kabli 19L15,2
Rzeczywiste pole powierzchni przekroju kabli sprężających: 2
1 718201401927' mmAnA pp =××=×= Maksymalne siły sprężające: - siła początkowa:
kNARP pvk 106868102,7181018608,080,0max 430 =××××=××= -
- siła wstępna: kNARP pvki 100189102,71810186075,075,0max 43 =××××=××= -
- siła trwała: kNARP pvkt 86830102,71810186065,065,0max 43 =××××=××= -
Wstępne oszacowanie strat: - straty początkowe i doraźne:
kNPPP i 1068610686810,0max10,0 00 =×=×=Då+Då
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
90
- straty opóźnione: ( )[ ] [ ]
kNPPPP it
17312
1068610686818,0max18,0 00
=
=-×=D+D-×=Då åå
Możliwe do wykorzystania siły sprężające: - siła wstępna:
( )kNPkNP
kNPPPP
ii
ii
100189max96182
9618210686106868max 00
=<=
=-=D+D-= åå
- siła trwała:
kNPkNPkNPPP
tt
tit
86830max78879
788701731296182
=<=
=-=D-= å
kNmMM ppcsgd 942730,1 , =×=
( ) ( ) kNmMaahPM gdsps 2423619427305,015,035,3106868'max 0 =---=---=
( )( ) ( )( )
mahxmahx
s
s
815,1)05,035,3(55,0)('32,105,035,315,055,015,0'
limlim
lim
=-×=-==--=--=
xx
( )m
hahhxahxb
RMbb
fsfsw
b
swf
15,628,05,005,035,328,0
1)32,15,005,035,3(32,160,06,34361,24260,0
)'5,0('1)5,0(22'
1
=
=×--úû
ùêë
é ×--×-+=
=--ú
û
ùêë
é---+=
przyjęto mxxmb f 815,1233,09,9' lim =<=®=
Przyjęte wymiary przedstawia poniższy rysunek:
Przekrój rzeczywisty
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
91
Wstępne rozmieszczenie kabli
Zbrojenie dolnej półki:
[ ] [ ]
zbednewoobliczeniozbrojenie
RPxbhbb
RRA
ckwfwf
ck
bs
0355
868,106
233,06,028,0)6,09,9(355
6,34max2')2'( 01
<-
+×+×-=-×+-=
224
min, 00,1021000,10250,01,5004,0004,0 cmmhbAA ffss =×=××=××=³ -
przyjęto 218,1031467 cmAo s =f
Zbrojenie górnej półki: 224
min, 16,831016,8328,09,9003,0''003,0'' cmmhbAA ffss =×=××=××=³ -
Przyjęto 216,831454 cmAo s =f Zbrojenie górnej półki zastąpi jednocześnie zbrojenie rozdzielcze wynikające ze zbrojenia płyty pomostu.
· Stan graniczny zarysowania.
Dla przyjętych wymiarów przekroju obliczono: -pole przekroju:
2907,6614,26,05,01,59,928,0 mAc =×+×+×=
cASv =
349,12228,0614,25,090,928,05,0
2614,2614,260,025,01,550,0
mS
S
=
=÷øö
çèæ ++××+÷
øö
çèæ +××+××=
mv 81,1907,649,12
== mv 54,181,135,3' =-=
( ) ( )
( ) 423
23
23
95,1281,1254,328,09,912
28,09,9
81,1807,1614,26,012
614,26,081,125,05,01,512
5,01,5
m
Ic
=-××+×
+
+-××+×+-××+×=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
92
3409,854,195,12
'm
vIW c
c ===
mave pp 39,115,054,1''' =-=-=
Siła sprężająca:
kNP
WRMeAW
AP
cr
cbtkchpp
pcc
ccr
347469,0
409,8109,311433639,1907,6409,8
907,69,0'
350,0,max,
=
=××-
××+
=×-
××+
=
kNPkNP tcr 7887934746 =<= warunek bezpieczeństwa w stanie granicznym zarysowania jest spełniony
Naprężenia ściskające w betonie w sytuacji przejściowej:
MPaW
MePA
P
c
cspi
c
icc 1,22
409,8640,4839,1182,961,1
907,6182,961,1'1,11,1
=-××
+×
=-××
+×
=s
MPaRMPa bmcc 8,310,536,06,01,22 =×=×<=s
warunek został spełniony
6.2.3.3 Trasowanie cięgien. Dla celów trasowania kabli podzielono belkę na dwie części o stałej wysokości każda. W belce przewidziano ciągłość 6 kabli, pozostałe mają charakter odcinkowy. 6.2.3.3.1 Część przęsłowa. Profil podłużny belki przyjęto dla celów trasowania jak na rysunku.
24
1
764,26,34
104,7711240 mR
ARA
b
pvcc =
××=
×=
-
( )[ ] ( )[ ]
( ) ( ) mahxmx
mhbbAb
x
p
fwfccw
55,015,043,143,027,0
27,028,06,09,9764,26,0
1'2'21
limlim =-×=-×=<=
=--×=--×=
x
warunek został spełniony
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
93
( ) ( )[ ]
( ) ( )[ ] m
xbhbbA
x wfwfcc
14,027,06,05,028,06,09,95,0764,21
25,0'2'5,01
22
220
=××+×-×=
=××+×-=
( )xM
xMAR
xMxhxy
opr
opr
pv
opr
,max,
4,max,,max,
01
010,029,1
104,7711240)(
14,043,1)(
)(
-=
=÷÷ø
öççè
æ××
+-=÷÷ø
öççè
æ
×+-= -
mbkNlPgggg cccopr /34,29162,115,31875,434,243/4, =+++=×+++=
Wartości momentów zginających odczytano z programu „Robot Millennium v.15.5” na podstawie wykresu „ oprM , ” Rzędne obwiedni obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 21,0 Mmax,pr,o(x)-137,16 -104,35 -74,07 -46,30 -21,05 1,68 21,90 39,59 y1(x) 2,662 2,333 2,031 1,753 1,500 1,270 1,071 0,894 Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Mmax,pr,o(x) 54,78 67,44 77,58 85,21 90,32 92,65 y1(x) 0,742 0,615 0,514 0,438 0,387 0,363
mP
ARAWr
t
cbtk
c
cu 574,0
711,849,0712,59,31
712,5536,2
9,01' 50,0 =÷
ø
öçè
æ××
+=÷÷ø
öççè
æ××
+=
)(013,0222,1711,849,0
)(574,0648,0
9,0)(
' ,max,,max,,max,
2 xMxM
PxM
rvy chprchpr
t
chpru -=
×-+=
×-+=
mbkNg chpr /56,22669,70,2175,312,194, =+++=
)(777,034,29156,226)()()( ,max,,max,
,
,,max,,max, xMxM
gg
xMxM opropropr
chproprchpr ×=×=×=
Rzędne obwiedni obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 21,0 Mmax,pr,ch(x)-107,60 -81,08 -57,55 -35,97 -16,36 1,30 17,02 30,76 y2(x) 2,621 2,276 1,970 1,689 1,435 1,205 1,001 0,822
Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Mmax,pr,ch(x) 42,56 52,40 60,28 66,21 70,18 71,99 y2(x) 0,669 0,541 0,438 0,361 0,310 0,286
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
94
mP
ARAWr
i
cbm
c
cu 266,01
306,1031,1712,50,536,0
712,5536,21
1,16,0
=÷ø
öçè
æ-
×××
×=÷÷ø
öççè
æ-
×××
×=
)(009,0382,0306,1031,1)(
266,0648,01,1
)(3 xM
xMPxM
rvy gdgd
i
gdu -=
×--=
×--=
mkNgkNmMM dcsgd /92,18792,1870,148640486400,10,1 =×==×=×=
)(645,034,29192,187)()()( ,max,,max,
,,max, xMxM
ggxMxM opropr
opr
doprgd ×==×=
Rzędne obwiedni obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 21,0 Mgd(x) -88,47 -67,30 -47,77 -29,86 -13,58 1,08 14,12 25,53 y3(x) 1,178 0,988 0,812 0,651 0,504 0,372 0,255 0,152 Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Mgd(x) 35,33 43,50 50,04 54,96 58,26 59,76 y3(x) 0,064 -0,009 -0,068 -0,113 -0,142 -0,156
12
3
Trasę kabla wypadkowego przyjęto jako parabolę przechodzącą przez trzy ustalone punkty: - w strefie podporowej - punkty o rzędnej mhap 715,043,15,05,00 =×=×= - w środku rozpiętości – punkt o rzędnej map 15,0= Rzędne trasy kabla wypadkowego liczone od dolnej krawędzi belki(przyjmując obliczany element jako belkę o stałej wysokości):
2
22
0
00037,015,0
0,785,0)15,0715,0(15,0
5,0)()(
x
xl
xaaaaxy ppppx
+=
=÷ø
öçè
æ×
-+=÷ø
öçè
æ-+==
Rzędne kabla wypadkowego obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 39,0 36,0 33,0 30,0 27,0 24,0 21,0 18,0 y1(x) 2,662 2,333 2,031 1,753 1,500 1,270 1,071 0,894 y2(x) 2,621 2,276 1,970 1,689 1,435 1,205 1,001 0,822 Kabel wyp. 0,713 0,629 0,553 0,483 0,419 0,363 0,313 0,270 y3(x) 1,178 0,988 0,812 0,651 0,504 0,372 0,255 0,152
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
95
Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 15,0 12,0 9,0 6,0 3,0 0 y1(x) 0,742 0,615 0,514 0,438 0,387 0,363 y2(x) 0,669 0,541 0,438 0,361 0,310 0,286 Kabel wyp. 0,233 0,203 0,180 0,163 0,153 0,15 y3(x) 0,064 -0,009 -0,068 -0,113 -0,142 -0,156
Trasa kabla na długości przypodporowych 15m przebiega poza obwiedniami granicznymi co spowodowane jest występowaniem w belce momentu ujemnego, natomiast na pozostałej części belki trasa kabla przebiega pomiędzy obwiedniami granicznymi.
6.2.3.3.2 Część podporowa. Dla celów trasowania kabli nad podporą odwrócono profil podłużny belki oraz przyjęto do obliczeń przekrój podporowy taki sam jak przekrój przęsłowy.
24
1
574,26,34
102,7181240'' m
RAR
Ab
pvcc =
××=
×=
-
( )[ ] ( )[ ]
( ) ( ) mahxmx
mhbbAb
x
p
fwfccw
57,015,043,143,0'54,0'
54,050,06,01,5574,26,0
12'21'
limlim =-×=-×=<=
=--×=--×=
x
warunek został spełniony
( ) ( )[ ]
( ) ( )[ ] m
xbhbbA
x wfwfcc
25,054,06,05,050,06,01,55,0574,21
'25,025,0'1'
22
220
=××+×-×=
=××+×-=
( )xM
xMAR
xMxhxy
opp
opp
pv
opp
,max,
4,max,,max,
01
011,018,1
102,7181240)(
25,043,1'
)(')('
-=
=÷÷ø
öççè
æ××
+-=÷÷ø
öççè
æ
×+-= -
mbkNlPgggg cccopp /43,28871,85,31875,434,243/3, =+++=×+++=
Wartości momentów odczytano z programu „Robot millennium v.15.5.” na podstawie wykresu „ oppM , ”.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
96
Rzędne obwiedni obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 21,0 Mmax,pp,o(x) 75,58 73,58 69,07 62,04 52,49 40,42 25,84 8,74 y’1(x) 0,349 0,370 0,420 0,497 0,603 0,735 0,896 1,084
Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Mmax,pp,o(x) -10,88 -33,01 -57,67 -84,84 -114,53 -147,00 y’1(x) 1,300 1,543 1,814 2,113 2,440 2,797
mP
ARAWr
t
cbtk
c
cu 583,0
879,789,0712,59,31
712,5536,2
9,01 50,0 =÷
ø
öçè
æ××
+=÷÷ø
öççè
æ××
+=
)(014,0365,1879,789,0
)(583,0782,0
9,0)(
'' ,max,,max,,max,
2 xMxM
PxM
rvy chppchpp
t
chppu -=
×-+=
×-+=
mbkNlPgggg cccchpp /64,22477,50,2175,312,194/3, =+++=×+++=
)(779,043,28864,224)()()( ,max,,max,
,
,,max,,max, xMxM
gg
xMxM oppoppopp
chppoppchpp ×=×=×=
Rzędne obwiedni obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 21,0 Mmax,pp,ch(x) 58,88 57,32 53,81 48,33 40,89 31,49 20,13 6,81 y’2(x) 0,541 0,562 0,612 0,688 0,792 0,924 1,083 1,270
Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Mmax,pp,ch(x) -8,47 -25,71 -44,92 -66,09 -89,22 -114,51 y’2(x) 1,483 1,725 1,994 2,290 2,614 2,968
mP
ARAWr
i
cbm
c
cu 318,01
182,961,1712,50,536,0
712,5536,21
1,16,0' =÷
ø
öçè
æ-
×××
×=÷÷ø
öççè
æ-
×××
×=
)(009,0464,0182,961,1
)(318,0782,0
1,1)(
'''3 xMxM
PxM
rvy gdgd
i
gdu -=
×--=
×--=
mkNgkNmMM dcsgd /92,18792,1870,148640486400,10,1 =×==×=×=
)(651,043,28892,187)()()( ,max,,max,
,,max, xMxM
ggxMxM oppopp
opp
doppgd ×==×=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
97
Rzędne obwiedni obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 1 5,0 18,0 21,0 Mgd(x) 49,20 47,90 44,96 40,39 34,17 26,31 16,82 5,69 y’3(x) 0,021 0,033 0,059 0,100 0,156 0,227 0,313 0,413
Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Mgd(x) -7,08 -21,49 -37,54 -55,23 -74,56 -95,70 y’3(x) 0,528 0,657 0,802 0,961 1,135 1,325
12
3
Trasę kabla wypadkowego przyjęto jako parabolę przechodzącą przez trzy ustalone punkty: - w środku rozpiętości - punkty o rzędnej mha śp 715,043,15,05,00 =×=×= - w strefie podporowej – punkt o rzędnej ma p 15,0' = Rzędne trasy kabla wypadkowego od górnej krawędzi belki:
2
2
2
0
00037,018,00,785,0
)15,0715,0(15,0
5,0)'(')('
x
x
lxaaaaxy ppppx
+=
=÷ø
öçè
æ×
-+=
÷ø
öçè
æ-+==
Rzędne kabla wypadkowego obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 8 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 21,0 y’1 (x) 0,349 0,370 0,420 0,497 0,603 0,735 0,896 1,084 y’2 (x) 0,541 0,562 0,612 0,688 0,792 0,924 1,083 1,270 Kabel wyp. 0,150 0,153 0,163 0,180 0,203 0,233 0,270 0,313 y’3 (x) 0,021 0,033 0,059 0,100 0,156 0,227 0,313 0,413
Nr przekroju 9 10 11 12 13 14 Położenie x 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 y’1 (x) 1,300 1,543 1,814 2,113 2,440 2,797 y’2 (x) 1,483 1,725 1,994 2,290 2,614 2,968 Kabel wyp. 0,363 0,419 0,483 0,553 0,629 0,713 y’3 (x) 0,528 0,657 0,802 0,961 1,135 1,325
Trasa kabla na długości przęsłowych 18m przebiega poza obwiedniami granicznymi co spowodowane jest występowaniem w przekroju momentu ujemnego, natomiast na pozostałej części belki trasa kabla przebiega pomiędzy obwiedniami granicznymi.
Po połączeniu obydwu paraboli na całej długości trasa kabla wypadkowego przebiega pomiędzy obwiedniami granicznymi.
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
98
Ostatecznie trasę kabla wypadkowego przyjęto jako połączenie dwóch paraboli przechodzących przez trzy ustalone punkty: - w ¼ rozpiętości przęsła - punkt o rzędnej mha śp 715,043,15,05,00 =×=×= - w strefie podporowej oraz w środku przęsła – punkty o rzędnej map 15,0= Rzędne trasy kabla wypadkowego na długości od podpory do ¼ długości przęsła, liczone są od górnej krawędzi, natomiast na pozostałej części od dolnej krawędzi:
2
2
2
0
0015,015,00,7825,0
)15,0715,0(15,0
25,0)()(
x
x
lxaaaaxy ppppx
+=
=÷ø
öçè
æ×
-+=
÷ø
öçè
æ-+==
Ostatecznie rzędne kabla wypadkowego maja następujące wartości: Rzędne kabla wypadkowego obliczono co 3,0m: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 Położenie xg 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 Kabel wyp. 0,150 0,163 0,204 0,271 0,366 0,487 0,636
Nr przekroju 8 9 10 11 12 13 14 Położenie xd 21,0 24,0 27,0 30,0 33,0 36,0 39,0 Kabel wyp. 0,636 0,487 0,366 0,271 0,204 0,163 0,150
Równanie tras kabli przyjęto w postaci: ( ) issiii yl
xyyxy ,
2
,0 25,0)( +÷
ø
öçè
æ×-=
gdzie: iy ,0 - odległość kabla od dolnej krawędzi belki na czole (zakładając wysokość belki nad
podporą jak w przęśle) isy , - odległość kabla od dolnej krawędzi belki w przekroju środkowym
Przewidziano ciągłość 6 kabli. Pozostałe kable będą kotwione wgłębnie w ciągu przęsła i trasowane zgodnie z przebiegiem półki górnej lub dolnej. Dla x z przedziału od 0 do 19,5 m wartości )(xyi należy odkładać od górnej krawędzi belki, natomiast na pozostałej długości belki od krawędzi dolnej.
Równania tras poszczególnych kabli(dla x < 19.5m): Nr kabla iy ,0 isy , równanie trasy
1 i 6 1,150 0,150 21 00263,0150,0 xy +=
2 i 7 0,715 0,150 22 00149,0150,0 xy +=
3 i 8 0,415 0,150 23 00070,0150,0 xy +=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
99
Rzędne tras poszczególnych kabli w [m]: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 Trasa kabla wyp. 0,150 0,163 0,204 0,271 0,366 0,487 0,636 1 i 4 0,150 0,174 0,245 0,363 0,529 0,742 1,002 2 i 5 0,150 0,163 0,204 0,271 0,366 0,487 0,636 3 i 6 0,150 0,151 0,175 0,206 0,251 0,308 0,377
Równania tras poszczególnych kabli(dla x > 19,5m):
Nr kabla iy ,0 isy , równanie trasy
1 i 4 0,415 0,150 21 00070,0150,0 xy +=
2 i 5 0,715 0,350 22 00096,0350,0 xy +=
3 i 6 1,115 0,350 22 00201,0350,0 xy +=
Rzędne tras poszczególnych kabli w [m]: Nr przekroju 1 2 3 4 5 6 7 Położenie x 0 3,0 6,0 9,0 12,0 15,0 18,0 Trasa kabla wyp. 0,636 0,487 0,366 0,271 0,204 0,163 0,150 1 i 4 0,150 0,151 0,175 0,206 0,251 0,308 0,377 2 i 5 0,350 0,359 0,384 0,428 0,488 0,566 0,661 3 i 6 0,350 0,368 0,422 0,513 0,639 0,802 1,001
Rzeczywiste trasy cięgien podano na rysunku IV.
6.2.3.4 Sprawdzenie strat sprężania
Zestawienie danych z projektowania przekroju i trasowania cięgien. Niektóre wartości zostały uśrednione dla przekroju przęsłowego i podporowego:
memenmmAmmAA
A śpśpśppp
śp 101,0,929,0,28,2660,734602
',0,
21
2, =====
+=
kNRMPaEMPaR vkpvvk 120910186065,065,0,10170,1860 3lim,
3 =××=×=×== s
kNR
kNR
vkp
vkpi
14881018608,08,0
,139510186075,075,03
lim,0
3lim,
=××=×=
=××=×=
s
s
mlMPaEmImA kbcśc 83,1041,296,7,310,6 342, =×===
kNPkNmMkNmM ścrchppcwppcs 54121,16033,94273 ,,,, === D Założenia do obliczenia strat:
( ) ( ) 049,083
165,0195,185,08
5,0,5,415,0 ,,0 =-
×=-
×===l
aamlx śpśp
vq
074,0049,05,15,1 =×=×= vqq
mmasl 6,19,0',005,0 ==== mmk
( ) ( ) mbbbhu wffś 58,336,09,91,539,222'2 =-++×=-++=
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
100
muA
h śc 376,058,33310,622 ,
0 =×
==
Obliczono wg [N3] dla ( ) 000361,0,,571,1),(%807 000 =¥=¥-== ttRHidnit csc ef dla 257,1),(%8090 11 =¥-== tRHidnit cf
0116,0310,6
07346,0,15,40,41
170,
, ======śc
śpp
b
pe A
AEE
ra
Pierwotna siła naciągu: kNARAPP śpvkśppoprpr 109308106,7341018608,080,0max 43
,,lim,00 =××××=××=×== -s Strata od tarcia kabli:
( )[ ] ( )[ ] kNeePxP xpr 600511093081)( 5,41005,0074,019,0
0,0 =-×=-=D ×++kqmm
Siła początkowa w chwili kotwienia: kNxPPP pr 1033036005109308)(max ,00,0 =-=D-= m
Zasięg wpływu poślizgu w zakotwieniach:
mee
lrśpśp
0,1040)101,0929,0(8
83)(8
2
,0,
2
=-×
=-
=
mxmx
PrAEa
rxśppsl
5,411,63
1033031040106,7341017019,0006,01
1ln19,0
1040
'1
1ln'
460
0
,0
=>=
××××××
-
=
=
××××
-
=
-
mm
kNAEx
xxaP śppslsli 813106,734101701,63
5,411,63006,022 462,2
0
0, =××××
-××=
-=D -
Siła przejściowa: kNPP sli 102490813103303,0 =-=D-
Straty doraźne od skrótu sprężystego:
084,0296,7
31,6929,010116,015,412
,
,2
, =÷÷ø
öççè
æ ×+××=÷
÷ø
öççè
æ ×+=
śc
ścśppe I
AeraJ
( ) kNPPn
nP sliic 4150102490084,0282
1282
1,0 =××
×-
=D--
=D J
Wartości siły sprężającej po stratach doraźnych: - możliwej do realizacji:
kNPPPP icslii 983404150102490,0)1( =-=D-D-= - dopuszczalnej:
kNARAPP śpvkśppiii 102476106,73410186075,075,0max 43,,lim,)2( =××××=××=== -s
Sprawdzenie: 10247698340 )2()1( =<= ii PP Wstępne naprężenie w betonie w poziomie środka ciężkości cięgien od ciężaru własnego:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
101
MPaI
eM
MPaI
eM
śc
śpppcwsc
śc
śpppcscs
04,2296,7
929,0033,16
00,12296,7
929,0273,94
,
,,
,
,,
-=×
-=-=
-=×
-=-=
DDs
s
Wstępne naprężenie w betonie, w poziomie środka ciężkości cięgien, wywołane sprężeniem:
MPaI
ePAP
śc
śpi
śc
icpi 22,27
296,7929,0340,98
310,6340,98 2
,
2,)1(
,
)1( =×
+=+=s
Straty od relaksacji stali:
MPaAPśp
ipi 16,1357
106,734340,98
4,
=×
== -s
dla %75,273,01860
16,1357=®== d
s
vk
pi
R (rys. 2-27 [2])
MPapipr 32,3716,13570275,01000 =×=×=D sds Całkowita strata od relaksacji:
MPaprpr 64,7432,3722 1000 @×@D×@D ¥ ss Straty opóźnione:
( ) ( ) ( ) ( )
( )[ ]
( )[ ]
MPa
teIA
ttEt
rscp
cśpśc
ścpe
sccecpicsceprpcsrscp
13,176
571,18,01929,0296,7310,610116,015,41
04,2257,115,40,1220,27571,115,464,748,01017010361,0
,8,0111
,,8,0,
,
2
33
02
,,
,
100,
=D
=×+÷
ø
öçè
æ ×+×+
××--××+×+×××=
=
¥+÷÷ø
öççè
æ++
¥++×¥+D+¥=D
++
-
D¥++
s
fra
sfassfases
Wartość siły sprężającej trwałej: - możliwej do realizacji:
kNAP śprscprsc 12963106,7341013,176 43,, =×××=×D=D -
++++ s kNAPP śprscpit 853771296398340,,)1( =-=D-= ++s
- dopuszczalnej: kNARAPP śpvkśpptt 88813106,73410186065,065,0max 43
,,lim,)2( =××××=××=== -s
kNPkNP tt 8881385377 )2()1( =<= kNPkNP crt 5412185377)1( =>= warunek dla stanu granicznego
zarysowania jest spełniony Pierwotna siła naciągu w pojedynczym kablu:
kNn
PP pr
pr 390428
1093080,1 ===
Średnie naprężenie w stali sprężającej:
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
102
( )[ ] ( )[ ]MPa
AlPPP
mp
śp
sliciimp
75,1475106,73483005,0042,019,05,01
10)813415098340(5,01
0
4
3
,
,,0
=
=×××+××-
×++=
+-
D+D+= -
-
s
kqms
Średnie wydłużenie cięgien: ( ) mCBlL 78,832,05,0)055,0025,0(832,05,0 @++++=++++=
gdzie: B – grubość płyty dociskowej C – grubość płyty kotwiącej
0,5 – dodatek na uchwyt w prasie naciągowej 0,2 – różnica wynikająca ze średniej krzywizny kabla
mLE
Lp
mp 727,078,831017075,1475
30 =×
×==D
s
Do sprężenia zastosowano kable ze 19 splotów siedmiodrutowych systemu VSL z zakotwieniami stalowymi VSL-E oraz zakotwieniami wgłębnymi typu P. Sprężenie po 7 dniach dojrzewania betonu w zwykłych warunkach. Naciąg jednostronny kabli. Kable w osłonach półsztywnych ze ztali, karbowane. Średnia siła naciągu pojedynczego kabla:
kNPpr 39581060,261018608,0 43
0 =××××= -
6.2.3.5 Sprawdzenie ugięć. Założone ograniczenia:
ml
aml
a effk
eff 097,080078
800,312,0
25078
250' lim,lim ======
Sztywność na zginanie: - przy obciążeniu krótkotrwałym
23,0 299136296,7100,41 MNmIEB ścb =××==
- przy obciążeniu ciężarem własnym i siłą sprężającą:
( ) MPat
EEc
beffc
33
0, 1095,15
571,11100,41
,1×=
+×
=¥+
=f
23,, 116371296,71095,15 MNmIEB śceffct =××==
- przy obciążeniu stałym i długotrwałym zmiennym(przyłożonym po 90 dniach)
( ) MPat
EEc
beffc
33
1, 1017,18
257,11100,41
,1' ×=
+×
=¥+
=f
23,, 132568296,71017,18'' MNmIEB śceffct =××==
Ugięcia składowe: - ugięcie od ciężaru własnego – doraźne:
mB
lgka effchsd
gi 041,010441336
7815600315,0 3
4
0
4, =
××
×=×= (wsp. „k” przyjęty z tablic Winklera)
- ugięcie od ciężaru własnego – długotrwałe
mB
lgka
t
effchsdgt 156,0
101163717815600315,0 3
44, =
××
×=×=
- ugięcie od sprężenia – doraźne (wstępna siła sprężająca)
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
103
( ) meeBlP
a śppśeffi
pi 217,0101,0929,051029913648
78983401,1)5(481,1
3
2
00
2
-=+×××××
-=+-=
- ugięcie od sprężenia – długotrwałe (trwała siła sprężająca)
( ) meeBlP
a ppt
efftpt 328,0101,0929,05
101325684878853779,0)5(
489,0
3
2
0
2
-=+×××××
-=+-=
- ugięcie od obciążeń stałych i zmiennych długotrwałych
m
BlPgggg
kat
effchkdchtchdchsdchsnst
182,010132568
78)]69,70,2175,3(6,00,15696,31[00315,0
')]78/4([
3
4
4,,2,,
=×
×++++×=
=++++D
×=y
- ugięcie od obciążeń zmiennych krótkotrwałych
( ) ( ) m
BlPgg
ka effchkdchtchdki
005,010299136
7869,70,2175,36,0100315,0
)78/4)(1(
3
40
4,,2
=×
×++×-×=
=++-
×=y
Sprawdzenie wartości dopuszczalnych: - ugięcie odwrotne:
mamamaaa pigi 312,0'176,0',176,0217,0041,0' lim =<=-=-=+= - ugięcie maksymalne:
maaaaa kistptgt 015,0005,0182,0328,0156,0 =++-=+++= mama k 097,0015,0 lim, =<=
- ugięcie chwilowe: mama kki 097,0005,0 lim, =<=
Strzałka odwrotna Wg PN-91/S-10042 ustroje mostów należy wykonywać z odwrotną strzałką ugięcia, równą ugięciu całkowitemu od ciężaru własnego i połowie ugięcia od obciążeń zmiennych krótkotrwałych.
maas kigto 158,0005,05,0156,05,0 =×+=×+=
6.2.3.6 Projektowanie strzemion. Zwymiarowano przekrój niebezpieczny. Trasę cięgna wypadkowego przyjęto wg „trasowanie kabli”
mepo 135,0= Przyjęto wymiary bloku podporowego: mlmama ac 30,0,60,,60,0 ===
kNVmkNg o 23082,/92,187 maxmax, ==
=rr( ) ( ) mkN
lee
Peff
ppt /1,117
78135,039,18788799,0
89,0 22
0 =-×
×=-×
××
ROZDZIAŁ VI. PROJEKT KONCEPCYJNY __________________________________________________________________________________________________________
104
kNMVV redSd 356615874323082max, -=-=-=rr
,2,315,035,3' mahd =-=-= r przyjęto 0,1=k
md
bb dww 57,0
2,381,0276,0
82
22
1 =×××
-=-= å pfp
045,02,357,0
10)18,1032,718(,01,04
11
=×
×+=
×+
=£×+
=-
dbAA
dbAA
w
spL
w
spL rr
przyjęto 01,0=Lr
MPaRMPaA
Pb
c
tcp 92,66,342,02,03,10
907,610788799,09,0
1
3
=×=×£=××
==-
s
przyjęto MPacp 92,6=s
[ ]
( )[ ] kN
dbRkV wcpLbtRd
36402,357,01092,615,001,0402,11071,10,135,0
15,0)402,1(35,033
111
=××××+×+××××=
=×××+×+×××= sr
kNVkNV RdredSd 364035661 1, =>-= odcinek pierwszego rodzaju, czyli nie wymagane
zbrojenie poprzeczne.
å =××-=-= mbb dwnomw 59,01,025,06,05,02, f
Przyjęto strzemiona dwucięte o średnicy mms 10=f
2422
1057,14
01,024
2 mA ssw
-×=×
×=×
×=pfp
Wymagany rozstaw strzemion:
msmds 4,22,375,0,40,075,0 max1max1 =×=£=
Przyjęto strzemiona w rozstawie: ms 15,01 = Warunek rozstawu strzemion:
%15,0355
4508,008,0%18,0
59,015,01057,1
min,
4
,1
===>=××
=×
=-
ck
bkw
nomw
sww R
RbsA rr
warunek został spełniony
ROZDZIAŁ VII. ZAKOŃCZENIE __________________________________________________________________________________________________________
105
ROZDZIAŁ VII.
ZAKOŃCZENIE
7.1 Ogólna ocena otrzymanych wyników i odwołanie się do wstępu.
Celem pracy było przedstawienie kilku wariantów rekonstrukcji obiektu
mostowego znajdującego się w miejscowości Ciechowice, oraz wykonanie projektu
koncepcyjnego wybranego rozwiązania. W ramach pracy przeprowadzono obliczenia
statyczno – wytrzymałościowe przęsła mostu oraz sporządzono rysunki konstrukcyjne
przyjętego rozwiązania.
Modelowanie przęsła mostowego i obliczenia dokonano za pomocą programu
komputerowego ROBOT.
W celu sprawdzenia poprawności otrzymanych wyników, przeprowadzono analityczne
obliczenie sił przekrojowych, jednak ze względu na ograniczoną objętość pracy nie
zamieszczono ich w opracowaniu.
Wymiarowanie zbrojenia i wykonanie rysunku konstrukcyjnego wykonano dla trzeciej
koncepcji przęsła mostowego, ze względu na jej najbardziej ekonomiczną oraz
odwzorowującą oryginał konstrukcję .
W ramach pracy wykonano również obliczenia statyczno wytrzymałościowe płyty
pomostowej za pomocą programu komputerowego RM-WIN. Dla uzyskanych wartości
sił przekrojowych obliczono niezbędne zbrojenie oraz wykonano rysunek
konstrukcyjny.
Można zatem stwierdzić, iż cel postawiony we wstępie pracy dyplomowej
został zrealizowany, gdyż przedstawiono trzy koncepcje przęseł mostowych oraz
wykonano obliczenia statyczno – wytrzymałościowe wybranego wariantu przęsła.
ROZDZIAŁ VII. ZAKOŃCZENIE __________________________________________________________________________________________________________
106
7.2 Odniesienie się do kwestii podjętych w pracy na które nie uzyskano
odpowiedzi.
Pomimo starań i wielu poszukiwań nie udało się dotrzeć do dokumentacji
technicznej zniszczonych obiektów. Odnaleziono jedynie kilka zdjęć obiektów które
zamieszczono w pracy dyplomowej. Za pomocą programu AutoCAD przedstawiono
graficznie możliwie najbardziej odwzorowujący faktyczny wygląd zniszczonego mostu
betonowego(Rys. I).
Ze względu na ograniczoną objętość pracy nie przedstawiono w niej obliczeń oraz
szczegółowych rozwiązań dotyczących przyjętej metody wykonastwa. Wykorzystując
do budowy obiektu metodę wspornikową, należało by przedstawić obliczenia również
dla fazy realizacji, gdyż różnią się one znacząco od obliczeń dla fazy użytkowania
obiektu .
ROZDZIAŁ VIII. SPISY RZECZY __________________________________________________________________________________________________________
107
ROZDZIAŁ VIII.
SPISY RZECZY
8.1 Wykaz literatury
Pozycje książkowe:
[1] S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo
Komunikacji i Łączności, Warszawa 1972,
[2] A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie
Producentów Cementu, Kraków 2008,
[3] David J. Brown, Mosty – trzy tysiące lat zmagań z naturą, Arkady, Warszawa 2007,
[4] A. Bindacz, G. Wawoczny, Z biegiem Suminy, Wydawnictwo WAW, Racibórz
2005,
Pozycje normowe:
[N1] PN-85/S-10030, Obiekty mostowe. Obciążenia,
[N2] PN-91/S-10042, Obiekty mostowe. Konstrukcje betonowe, żelbetowe i sprężone.
Projektowanie,
[N3] PN-B-03264:2002, Konstrukcje betonowe, żelbetowe i sprężone. Obliczenia
statyczne i projektowanie,
Inne akty prawne:
[Dz.U] Dz.U. 99.43.430, Rozporządzenie z dnia 2 marca 1999r. w sprawie warunków
technicznych, jakim powinny odpowiadać drogi publiczne i ich usytuowanie.
Strony internetowe:
[5] www.inzynieria.com
[6] www.ippt.gov.pl
[7] www.ciechowice.net.pl
ROZDZIAŁ VIII. SPISY RZECZY __________________________________________________________________________________________________________
108
Czasopisma:
[8] Nowiny-Tygodnik Regionalny,2002,nr 15
8.2 Spis rysunków Skala
Rys. I Widok oraz przekrój zniszczonego mostu betonowego 1:100/1:50
Rys. II Koncepcja przeprawy przez Odrę 1:500
Rys. III Koncepcje konstrukcji przęsła mostu 1:200/1:50
Rys. IV Wewnętrzne kable sprężające 1:100
Zbrojenie przęsła mostowego 1:100/1:50
8.3 Załączniki
[Z1] Informacje z ZDW w Katowicach
[Z2] Mapa geodezyjna
top related