Rekonstrukcja budowli mostowej w Ciechowicach (gmina Nędza) · 6.2 Obliczenia...

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

http://pl.wikipedia.org/wiki/Proces

http://pl.wikipedia.org/wiki/Cia%C5%82o_sta%C5%82e

http://pl.wikipedia.org/wiki/Faza_ciek%C5%82a

http://pl.wikipedia.org/wiki/Si%C5%82a_grawitacji

http://pl.wikipedia.org/wiki/Si%C5%82a_bezw%C5%82adno%C5%9Bci

http://pl.wikipedia.org/wiki/G%C4%99sto%C5%9B%C4%87

http://www.inzynieria.com/



http://www.ippt.gov.pl/






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


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.


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)


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


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


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


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


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


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)


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.


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


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.


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


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.


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).


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.


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


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


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


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).


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


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


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)


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:


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


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.


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.


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.


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,


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.


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.


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.


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


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

http://pl.wikipedia.org/wiki/Gmina_Rudnik_%28powiat_raciborski%29

http://pl.wikipedia.org/wiki/J%C4%99zyk_niemiecki

http://pl.wikipedia.org/wiki/Parafia_Narodzenia_Naj%C5%9Bwi%C4%99tszej_Maryi_Panny_w_%C5%81ubowicach

http://pl.wikipedia.org/wiki/%C5%81ubowice_%28wojew%C3%B3dztwo_%C5%9Bl%C4%85skie%29

http://pl.wikipedia.org/w/index.php?title=Ganowice&action=edit&redlink=1

http://pl.wikipedia.org/wiki/Gacki_%28wojew%C3%B3dztwo_%C5%9Bl%C4%85skie%29

http://pl.wikipedia.org/wiki/I_wojna_%C5%9Bwiatowa

http://pl.wikipedia.org/wiki/I_wojna_%C5%9Bwiatowa


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.


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


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


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.


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


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


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.


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.


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


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


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


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.


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


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


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 =


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.


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:


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-××+=


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

=

===

=

===

=

===


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:


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”:


145,15845,158

90,41490,414 87,21187,211

13,63013,630

90,414 kNmM S 414,90=



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=


( ) ( )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

=

=×++=×++==

=×++=×++=


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


66

kNmM wt 479,15=


1

-9,828-9,828 -9,828-9,828

kNTwt 828,9=



1

-40,862-40,862-60,076-60,076

kNmM wS 076,60=


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


67

kNPPPkNP

K

K

5,199

150

=×=

=

j


( ) ( )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

=

===


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

=

===


- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym j :

kNPPPkNP

S

S

6,159

120

=×=

=j


( ) ( )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

=

=×++=×++=


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=


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=



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=


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


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


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:


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


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


105,0

105,0338,03756,3488,46,3488,4

=

=×+×

×=×

+××

=

x

dRRn

Rnxab

b


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



0025,00,137,0

000924,0=

×=

×=

bhAarzm




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


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.



£effh cm

axh

208 f×+

-



137,05,015,01 =-

×-=-

×-=xh

heffc

msmss

r

r

224,0224,006,0165,0785,027,106,027,1

==+××=+××= c


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



74


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


101,0

101,0327,03756,3488,46,3488,4

=

=×+×

×=×

+××

=

x

dRRn

Rnxab

b


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



0033,00,136,0

001206,0=

×=

×=

bhAarzm




75


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.



£effh cm

axh

208 f×+

-



153,05,015,01 =-

×-=-

×-=xh

heffc

msmss

r

r

217,0217,006,0165,0748,027,106,027,1

==+××=+××= c



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



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.


77

Wartości ekstremalne:

kNTkNmM

56,033,9

==

· Podpora 2.


kNT

kNmM00,1

96,7=

-=

· Przęsło 2


78


kNT

kNmM5,0

87,12==

· Podpora 3


kNT

kNmM0,1

73,6=

-=

· Przęsło 3


79


kNT

kNmM5,0

29,13==

· Podpora 4


kNT

kNmM0,1

64,6=

-=

· Przęsło 4


80


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.


81

Wykres sił wewnętrznych: - dla obciążeń obliczeniowych:

M

T

-dla obciążeń charakterystycznych:

M

T



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


83


)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)


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=×+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 =<=®=


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:


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


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 -


· 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 =-=-=


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=


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=×+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


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


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 -


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

=-××+×

+

+-××+×+-××+×=


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



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


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


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


( ) ( )[ ]

( ) ( )[ ] 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 , ”.


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 ×==×=


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.


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 +=


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 =-++×=-++=


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:


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:


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)


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 =-×

×=-×

××


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


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



http://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

Rekonstrukcja budowli mostowej w Ciechowicach (gmina Nędza) · 6.2 Obliczenia...

Documents

Transcript of Rekonstrukcja budowli mostowej w Ciechowicach (gmina Nędza) · 6.2 Obliczenia...