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


 

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

                                    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

                                                

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

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 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

 

               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.

 

                              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 ekonomiczne[1] 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 zbrojonego stała się wystawa w Bremie w 1890 r., na terenie której zbudowano pokazowa kładkę dla pieszych o rozpiętości sklepienia 40 m.[2] W Polsce pierwszy most z betonu zbrojonego zbudowano w 1892 roku w Warszawie o rozpiętości sklepienia 8 metrów.[3]

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.[4]

            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.

 

                              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             

 

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.[5]

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 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.”[6]

 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

   funkcjonalnych[7]

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 metrów[8]. 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.

 

                          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 BBRV[9] 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 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.[10]

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 )[11]

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

- 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. 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 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.

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).

 

                   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-Multistrand[12](Rys. 1.15).

 

      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 Ř15,5 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 Ř15,5 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 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(7Ř5mm) 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

 

 

 

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 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).

 

                                      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

- 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 najmniej 30 MPa., sedymentacją[13] 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 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 Ř5. 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 Ř22 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:

-         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.[14]

           

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.[15]

            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 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.[16]

            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 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. [17]

            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. [18]

            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 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 budowie[19]

            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 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, 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.[20]

            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.[21]

            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 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.”[22]

            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.[23]

            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. 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.[24]

 

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.

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. [25]

 

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.[26]

            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.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 


 

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.[27]

            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, karczm i sklepów. Generalnie mówiąc o stopniowym rozbudowywaniu i zaludnianiu się wioski.[28] 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.[29]

           Grzegorzowice natomiast to wieś w gminie Rudnik, położona w północno–wschodniej części gminy. Posiada powierzchnię 5 km˛ 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.[30]

               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.[31] 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 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.

 

             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

 

 

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

               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 Odry[32]. 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. 

 

 

 

 

 

                

 

 

 


 

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 wioskami[33] 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.

Kolejnym istotnym problemem owej komunikacji, są godziny w których można korzystać z promu. Wyznaczono ich zaledwie pare w ciągu doby[34]. 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).

  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 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

 

 

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.[35] 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

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 drogach[36].

 

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 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

 

               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 

 

 

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                                86ş

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 86ş 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 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 Ř1200, 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 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 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.

 

 

 

 

-   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

 

- 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

[kN/m]

gmin

qmin

[kN/m]

gmax

qmax

[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

 

                    przyjmuję 

 

·        Obciążenie pojazdem typu „K” i „q”

 

Klasa obciążenia B

Nacisk na oś

Obciążenie na 4 koła pojazdu

Obciążenie

 

Rys. 6.1

 

 

 

·        Obciążenie pojazdami samochodowymi typu „S”

 

 

Rys. 6.2

 

 

 

·        Obciążenie tłumem

 

Do obliczeń konstrukcji nośnej chodników.

 

Do obliczeń dźwigarów głównych.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

6.2.2 Płyta pomostu

6.2.2.1 Obliczenia statyczne

Przekrój poprzeczny.

 

 

Płyta pomostu-przęsło

 

·        Obciążenie pojazdem typu „K”

 

 - przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym ,przyłożono parę sił w rozstawie 2,7m

 - rozpiętość przęsła

      - obciążenie na 4 koła

Obliczenie szerokości pasma współpracującego:

 - średnia wysokość przekroju:  hśr = 0,28m

 - szerokość powierzchni nacisku koła:  t = 0,2m

 

 - współrzędna osi obciążenia:  x =2,7m

 - szerokość zastępcza dla momentu przęsłowego: 

 

 

- szerokość zastępcza dla sił tnących:

 

·        Obciążenie pojazdem typu „S”

 

- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym , przyłożono dwie pary sił

  (o rozstawie 1,75m) oddalone od siebie o 0,5m

Obliczenie szerokości pasma współpracującego:

- średnia wysokość przekroju:  hśr = 0,28m

- szerokość powierzchni nacisku koła:  t = 0,2m

 

- współrzędna osi obciążenia x:

 

- szerokość zastępcza dla momentów:

 

 

- szerokość zastępcza dla sił tnących:

 

 

Wyniki obliczeń:          

Wartości sił przekrojowych obliczono w programie RM-WIN.

Ciężar własny:

- wykres momentów zginających:

 

- wykres sił tnących:

 

 

 

·        Obciążenie pojazdem typu „K”:

 

- wykres momentów zginających:

 

 

- wykres sił tnących:

 

 

·        Obciążenie pojazdem typu „S”:

 

- wykres momentów zginających:

 

 

- wykres sił tnących:

 

 

Maksymalne wartości sił przekrojowych dla przęsła płyty:

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:

 

 

Obliczenie szerokości pasma współpracującego:

- średnia wysokość przekroju:  hśr = 0,22m

- szerokość powierzchni nacisku koła:  t = 0,2m

- współrzędne osi obciążenia x:

 

 

 

 

 

 

- szerokość zastępcza dla momentu:

 

 

- szerokość zastępcza dla siły tnącej:

 

Wyniki obliczeń:

Ciężar własny(wraz z osprzętem):

- wykres momentów zginających:

 

 

- wykres sił tnących:

 

Obciążenie tłumem pieszych:

- wykres momentów zginających:

 

 

 

 

- wykres sił tnących:

 

 

 

·        Obciążenie pojazdem typu „S”

 

- wykres momentów zginających:

 

 

- wykres sił tnących:

 

        

 

Maksymalne wartości sił przekrojowych dla lewego wspornika:

 

Płyta pomostu– wspornik prawy

 

·        Obciążenie pojazdem typu „K”

 

 - przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym :

 - długość wspornika

      

Obliczenie szerokości pasma współpracującego:

 - średnia wysokość przekroju:  hśr = 0,28m

 - szerokość powierzchni nacisku koła:  t = 0,2m

 

 - współrzędna osi obciążenia:  x =1,07m

 - szerokość zastępcza dla momentu przęsłowego: 

 

 

- szerokość zastępcza dla sił tnących:

 

 

·        Obciążenie pojazdem typu „S”

 

- przyjęto obciążenie z współczynnikiem dynamicznym :

Obliczenie szerokości pasma współpracującego:

- średnia wysokość przekroju:  hśr = 0,22m

- szerokość powierzchni nacisku koła:  t = 0,2m

- współrzędne osi obciążenia x:

 

 

- szerokość zastępcza dla momentu:

 

- szerokość zastępcza dla siły tnącej:

 

Wyniki obliczeń:

Ciężar własny(wraz z osprzętem):

- wykres momentów zginających:

 

 

 

- wykres sił tnących:

 

 

Obciążenie pojazdem typu „K”:

- wykres momentów zginających:

 

 

 

 

- wykres sił tnących:

 

 

 

Obciążenie pojazdem typu „S”

- wykres momentów zginających:

 

 

 

- wykres sił tnących:

 

 

 

Maksymalne wartości sił przekrojowych dla prawego wspornika:

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

 

Beton: C50/60

 

- szerokość przekroju: b=1m

- otulina zbrojenia: a=25mm

 

Przęsło płyty pomostowej.

 

Obliczanie przekroju poprzecznego zbrojenia:

- wysokość płyty w przekroju: h=0,28m

- wstępnie przyjęta średnica zbrojenia:

- pole przekroju poprzecznego jednego pręta:

- maksymalny moment zginający:

 

 

- wysokość użyteczna przekroju:

 

- położenie osi obojętnej:

Potrzebne pole powierzchni zbrojenia:

Przyjęto 6 prętów na metr bieżący płyty pomostowej.

Rzeczywiste pole powierzchni zbrojenia:

Minimalny stopień zbrojenia:

dla stali AIIIN:   - warunek został spełniony

 

·        Sprawdzenie naprężeń

 

- położenie osi obojętnej:

Naprężenia w betonie:

Naprężenia w stali:

                                      - warunek stanu granicznego nośności został spełniony

 

·        Sprawdzenie stanu granicznego rozwarcia rys.

 

Wysokość strefy rozciąganej betonu współpracującej z prętami rozciąganymi:

 

           

stąd: 

Średni rozstaw rys:

Naprężenia maksymalne w zbrojeniu wywołane obciążeniami charakterystycznymi:

     (wartość obliczona za pomocą programu RM-WIN)

Maksymalne dopuszczalne rozwarcie rys:

- dla wymagań normalnych rysoodporności  

Naprężenia zredukowane: 

         - warunek został spełniony

Maksymalna rozwartość rysy nie przekracza wartości dopuszczalnej.

Przyjęto:

            - zbrojenie główne 6 prętóww rozstawie s=16,5cm

            - zbrojenie rozdzielcze w rozstawie s=30cm

 

Przęsło płyty pomostowej-utwierdzenie

Obliczanie przekroju poprzecznego zbrojenia.

- wysokość płyty w przekroju wraz ze skosem: h=0,37m

- wstępnie przyjęta średnica zbrojenia:

- pole przekroju poprzecznego jednego pręta:

- maksymalny moment zginający:

 

 

- wysokość użyteczna przekroju:

- położenie osi obojętnej:

Potrzebne pole powierzchni zbrojenia:

Przyjęto 6 prętów na metr bieżący płyty pomostowej.

Rzeczywiste pole powierzchni zbrojenia:

Minimalny stopień zbrojenia:

dla stali AIIIN:   - warunek został spełniony

 

·        Sprawdzenie naprężeń

 

- położenie osi obojętnej:

 

Naprężenia ściskające w betonie:

        - warunek stanu granicznego nośności został spełniony

 

·        Ścinanie

 

- siła tnąca:      T=178,634kN

 

 

Dla C50/60 

Ponieważ:

zgodnie z punktem 8.1.2 PN-91/S-10042 nie ma konieczności sprawdzania nośności na ścinanie.

 

·        Sprawdzenie stanu granicznego rozwarcia rys.

 

Wysokość strefy rozciąganej betonu współpracującej z prętami rozciąganymi:

 

           

stąd: 

Średni rozstaw rys:

Naprężenia maksymalne w zbrojeniu wywołane obciążeniami charakterystycznymi:

     (wartość obliczona za pomocą programu RM-WIN)

 

Maksymalne dopuszczalne rozwarcie rys:

- dla wymagań normalnych rysoodporności  

Naprężenia zredukowane: 

         - warunek został spełniony

Maksymalna rozwartość rysy nie przekracza wartości dopuszczalnej.

 

Przyjęto:

            - zbrojenie główne 6 prętóww rozstawie s=16,5cm

            - zbrojenie rozdzielcze w rozstawie s=30cm

 

Wspornik

Obliczanie przekroju poprzecznego zbrojenia:

- wysokość płyty w przekroju wraz ze skosem: h=0,36m

- wstępnie przyjęta średnica zbrojenia:

- pole przekroju poprzecznego jednego pręta:

 

- maksymalny moment zginający:

 

- wysokość użyteczna przekroju:

- położenie osi obojętnej:

Potrzebne pole powierzchni zbrojenia:

Przyjęto 6 prętów na metr bieżący płyty pomostowej.

Rzeczywiste pole powierzchni zbrojenia:

 

 

Minimalny stopień zbrojenia:

dla stali AIIIN:   - warunek został spełniony

 

·        Sprawdzenie naprężeń

 

- położenie osi obojętnej:

Naprężenia ściskające w betonie:

    - warunek stanu granicznego nośności został spełniony

 

·        Ścinanie

 

- siła tnąca:      T=134,557kN

 

 

Dla C50/60 

Ponieważ:

zgodnie z punktem 8.1.2 PN-91/S-10042 nie ma konieczności sprawdzania nośności na ścinanie.

 

·        Sprawdzenie stanu granicznego rozwarcia rys.

 

Wysokość strefy rozciąganej betonu współpracującej z prętami rozciąganymi:

 

           

stąd: 

Średni rozstaw rys:

Naprężenia maksymalne w zbrojeniu wywołane obciążeniami charakterystycznymi:

     (wartość obliczona za pomocą programu RM-WIN)

 

Maksymalne dopuszczalne rozwarcie rys:

- dla wymagań normalnych rysoodporności  

Naprężenia zredukowane: 

         - warunek został spełniony

Maksymalna rozwartość rysy nie przekracza wartości dopuszczalnej.

 

Przyjęto:

            - zbrojenie główne 6 prętóww rozstawie s=16,5cm

            - zbrojenie rozdzielcze 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.

 

Wartości ekstremalne:

                            

 

·        Podpora 2.

 

Wartości ekstremalne:

                           

 

·        Przęsło 2

Wartości ekstremalne:

                            

 

·        Podpora 3

                                                                               

Wartości ekstremalne:

                            

·        Przęsło 3

 

Wartości ekstremalne:

                           

 

·        Podpora 4

   

 

Wartości ekstremalne:

                                 

·        Przęsło 4

 

Wartości ekstremalne:

                           

 

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.

 

 

 

Wykres sił wewnętrznych:

- dla obciążeń obliczeniowych:

 

M

       

 T

       

 

-dla obciążeń charakterystycznych:

 

M

T

Wartości ekstremalne:

     

·        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 

Wartości ekstremalne:

     

 

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:

Dane technologiczne:

- warunki technologiczne: sprężanie po 7 dniach od zabetonowania()

- obciążenie stałe przyłożone po ok. 3 miesiącach od zabetonowania()

- warunki użytkowania: cyklicznie zmienne mokre i suche RH=80%

- klasa ekspozycji XC4

- kategoria rysoodporności: pełne sprężenie

 

Materiały:

Beton: C50/60

              

Stal sprężająca: sploty siedmiodrutowe Y1860S7 ,klasa relaksacji – 2  ,wg [N3]

                wg [N2]

    

 

Wstępny wybór: kabel wielosplotowy – 19 splotów

Zbrojenie podłużne zwykle

przyjęto h=1,43m

  (przekrój skrzynkowy)

 

 

             przyjęto

             przyjęto

              przyjęto

                   przyjęto

                  przyjęto

przy cięgnach prowadzonych pojedynczo

przyjęto

 

                                                                       przyjęto

 

                                                              przyjęto  

 

 

                                                        

                przyjęto

 

 

 

 

Wymagany przekrój poprzeczny zbrojenia:

liczba cięgien          przyjęto 29 kabli 19L15,2

Rzeczywiste pole powierzchni przekroju kabli sprężających:

Maksymalne siły sprężające:

- siła początkowa:  

- siła wstępna:

- siła trwała:

 

Wstępne oszacowanie strat:

- straty początkowe i doraźne:

- straty opóźnione:

 

Możliwe do wykorzystania siły sprężające:

- siła wstępna:

- siła trwała:

 

Obciążenie układu ciężarem własnym skrzynki:

 

 

 

 

 

 

 

-wartości obliczeniowe momentów zginających:

 

M

 

 

 

 

 przyjęto  

 

Przyjęte wymiary przedstawia poniższy rysunek:

 

 

 

Zbrojenie górnej półki:

 

       przyjęto

 

Zbrojenie górnej półki zastąpi jednocześnie zbrojenie rozdzielcze wynikające ze zbrojenia płyty pomostu.

 

Zbrojenie dolnej półki:

       przyjęto 

 

·        Stan graniczny zarysowania.

 

Dla przyjętych wymiarów przekroju obliczono:

-pole przekroju:

                  

 

                    

 

 

 

 

 

 

Siła sprężająca:

 

 

                warunek bezpieczeństwa w stanie granicznym

                                                       zarysowania jest spełniony

 

Naprężenia krawędziowe w betonie:

 

 

                                                          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

przyjęto h=3,35m

 

 

  (przekrój skrzynkowy)

             przyjęto

             przyjęto

             przyjęto

                   przyjęto

                   przyjęto

  przy cięgnach prowadzonych pojedynczo

przyjęto

 

                                                                       przyjęto

 

                                                                       przyjęto  

 

 

                                                        

przyjęto

 

liczba cięgien          przyjęto 27 kabli 19L15,2

Rzeczywiste pole powierzchni przekroju kabli sprężających:

Maksymalne siły sprężające:

- siła początkowa:  

- siła wstępna:

- siła trwała:

 

Wstępne oszacowanie strat:

- straty początkowe i doraźne:

- straty opóźnione:

 

Możliwe do wykorzystania siły sprężające:

- siła wstępna:

- siła trwała:

 

 

 

 

               przyjęto  

 

Przyjęte wymiary przedstawia poniższy rysunek:

      

 

 

 

 

Zbrojenie dolnej półki:

 

przyjęto  

 

Zbrojenie górnej półki:

Przyjęto 

Zbrojenie górnej półki zastąpi jednocześnie zbrojenie rozdzielcze wynikające ze zbrojenia płyty pomostu.

 

·        Stan graniczny zarysowania.

 

Dla przyjętych wymiarów przekroju obliczono:

-pole przekroju:

                  

 

                    

 

 

Siła sprężająca:

 

            warunek bezpieczeństwa w stanie granicznym

                                                    zarysowania jest spełniony

 

Naprężenia ściskające w betonie w sytuacji przejściowej:

 

 

                                                       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.

 

 

 

                                                              warunek został spełniony

 

 

 

Wartości momentów zginających odczytano z programu „Robot Millennium v.15.5” na podstawie wykresu „

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

 

 

 

 

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

 

 

 

 

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

 

 

Trasę kabla wypadkowego przyjęto jako parabolę przechodzącą przez trzy ustalone punkty:

- w strefie podporowej - punkty o rzędnej   

- w środku rozpiętości – punkt o rzędnej 

Rzędne trasy kabla wypadkowego liczone od dolnej krawędzi belki(przyjmując obliczany element jako belkę o stałej wysokości):

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

 

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.

 

 

 

 

                                                                          warunek został spełniony

 

 

Wartości momentów odczytano z programu „Robot millennium v.15.5.” na podstawie wykresu „”.

 

 

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

 

 

 

 

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

 

 

 

 

 

 

 

 

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

 

 

Trasę kabla wypadkowego przyjęto jako parabolę przechodzącą przez trzy ustalone punkty:

- w środku rozpiętości - punkty o rzędnej   

- w strefie podporowej – punkt o rzędnej 

Rzędne trasy kabla wypadkowego od górnej krawędzi belki:

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.

Ostatecznie trasę kabla wypadkowego przyjęto jako połączenie dwóch paraboli przechodzących przez trzy ustalone punkty:

- w Ľ rozpiętości przęsła - punkt o rzędnej   

- w strefie podporowej oraz w środku przęsła – punkty o rzędnej 

Rzędne trasy kabla wypadkowego na długości od podpory do Ľ długości przęsła, liczone są od górnej krawędzi, natomiast na pozostałej części od dolnej krawędzi:

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:

gdzie: 

 - odległość kabla od dolnej krawędzi belki na czole (zakładając wysokość belki nad podporą jak w przęśle)

 - 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  należy odkładać od górnej krawędzi belki, natomiast na pozostałej długości belki od krawędzi dolnej.

 

Równania tras poszczególnych kabli(dla x < 19.5m):

         Nr kabla                                                            równanie trasy

            1 i 6               1,150               0,150                      

            2 i 7               0,715               0,150                       

            3 i 8               0,415               0,150                       

 

 

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                                                            równanie trasy

   1 i 4                0,415              0,150                      

   2 i 5                0,715              0,350                      

   3 i 6                1,115             0,350                       

 

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:

Założenia do obliczenia strat:

 

 

 

 

Obliczono wg [N3]

dla

dla

Pierwotna siła naciągu:

Strata od tarcia kabli:

Siła początkowa w chwili kotwienia:

Zasięg wpływu poślizgu w zakotwieniach:

 

 

Siła przejściowa:

Straty doraźne od skrótu sprężystego:

Wartości siły sprężającej po stratach doraźnych:

- możliwej do realizacji:

- dopuszczalnej:

Sprawdzenie: 

Wstępne naprężenie w betonie w poziomie środka ciężkości cięgien od ciężaru własnego:

Wstępne naprężenie w betonie, w poziomie środka ciężkości cięgien, wywołane sprężeniem:

 

Straty od relaksacji stali:

dla      (rys. 2-27 [2])

Całkowita strata od relaksacji:

Straty opóźnione:

 

Wartość siły sprężającej trwałej:

- możliwej do realizacji:

- dopuszczalnej:

 

                  warunek dla stanu granicznego

                                                              zarysowania jest spełniony

Pierwotna siła naciągu w pojedynczym kablu:

Średnie naprężenie w stali sprężającej:

Średnie wydłużenie cięgien:

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

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:

 

 

6.2.3.5 Sprawdzenie ugięć.

 

Założone ograniczenia:

Sztywność na zginanie:

- przy obciążeniu krótkotrwałym

- przy obciążeniu ciężarem własnym i siłą sprężającą:

- przy obciążeniu stałym i długotrwałym zmiennym(przyłożonym po 90 dniach)

Ugięcia składowe:

- ugięcie od ciężaru własnego – doraźne:

 (wsp. „k” przyjęty z tablic Winklera)

- ugięcie od ciężaru własnego – długotrwałe

- ugięcie od sprężenia – doraźne (wstępna siła sprężająca)

- ugięcie od sprężenia – długotrwałe (trwała siła sprężająca)

 

- ugięcie od obciążeń stałych i zmiennych długotrwałych

 

- ugięcie od obciążeń zmiennych krótkotrwałych

Sprawdzenie wartości dopuszczalnych:

- ugięcie odwrotne:

- ugięcie maksymalne:

- ugięcie chwilowe:

 

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.

 

 

6.2.3.6 Projektowanie strzemion.

 

Zwymiarowano przekrój niebezpieczny.

Trasę cięgna wypadkowego przyjęto wg „trasowanie kabli”

Przyjęto wymiary bloku podporowego:

 

 

 

    przyjęto

 

 

   

 

przyjęto

 

 

przyjęto

 

 

  odcinek pierwszego rodzaju, czyli nie wymagane

 zbrojenie poprzeczne.

 

 

Przyjęto strzemiona dwucięte o średnicy

 

 

Wymagany rozstaw strzemion:

 

 

Przyjęto strzemiona w rozstawie:

Warunek rozstawu strzemion:

 

                                                                                     warunek został spełniony


 

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.

 

 

 

 

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

 

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

 

 

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

 



[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)

[2] S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i Łączności, Warszawa 1972, str. 27

[3] Tamże, str. 27

[4] Tamże, str. 29-30

[5] S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i   Łączności, Warszawa 1972, str. 53

[6] A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu,           Kraków 2008, str. 23.

[7] Tamże, str. 29

[8] S. Szczygieł, M. Kmita, Mosty z betonu zbrojonego i sprężonego, Wydawnictwo Komunikacji i   Łączności, Warszawa 1972, str. 76

[9] 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)

[10] A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu,           Kraków 2008, str. 26.

[11]Tamże, str. 27.

[12] A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu,           Kraków 2008, str. 114-117.

[13] 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)

[14] www.inzynieria.com,Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

[15] Tamże, str. 561 - 562

[16] www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

[17] A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 561

[18] www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

[19] www.ippt.gov.pl, Tendencje rozwojowe technologii betonu.

[20] www.ippt.gov.pl, Tendencje rozwojowe technologii betonu.

[21] www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

[22] A. Ajdukiewicz, J. Mames, Konstrukcje z betonu sprężonego, Stowarzyszenie Producentów Cementu, Kraków 2008, str. 562

[23] www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

 

[24] www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

[25] www.inzynieria.com, Główne tendencje rozwojowe mostownictwa.

[26] Tamże.

[27] A. Bindacz, G. Wawoczny, Z biegiem Suminy, Wydawnictwo WAW, Racibórz 2005, str. 17

[28]  A. Bindacz, G. Wawoczny, Z biegiem Suminy, Wydawnictwo WAW, Racibórz 2005, str. 17-18

[29]  Tamże, str. 20 - 21

[30]  pl.wikipedia.org

[31]  Tamże, str. 20

[32] Nowiny – Tygodnik Regionalny, 2002, nr 15

[33] 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.

[34]  Godziny w których prom jest czynny: codziennie w godzinach od 5.30-9.30 oraz od 13.00-17.00

[35] Pomost górą to określenie precyzujące konstrukcje łukowe, które składają się z łuku na którym za pośrednictwem różnych elementów( ścianek, słupów) opiera się pomost.

[36] Lata dwudzieste to dopiero początki światowej motoryzacji a pojazdami najczęściej korzystającymi z mostu w Ciechowicach – Grzegorzowicach były powozy konne.