Анализ современного состояния строительства крупнопролетных перекрытий в монолитном строительстве по результатам проекта реконструкции моста No52 в Кривом Роге

Обходняк.docx

МНСТЕРСТВО ОСВТИ НАУКИ УКРАНИ
ВИЩИЙ НАВЧАЛЬНИЙ ЗАКЛАД
КРИВОРЗЬКИЙ НАЦОНАЛЬНИЙ УНВЕРСИТЕТ
Факультет: Будівельний
Кафедра: Технології організації та механізації будівництва
Спеціальність: Промислове та цивільне будівництво – 8.06010101
Зав. каф. Будівельних конструкцій
(тема дипломного проекту)
Розрахунково-пояснювальна записка до
(підпис дата)(ім’я та прізвище дипломніка)
(підпис дата)(ім’я та прізвище)

ОК.doc

Проект реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу
(найменування будови)
Об’єктний кошторис № 02-01
на реконструкцію мосту №52 та будівництво історико-етнічного центру м. Кривий Ріг
(найменування об’єкта)
Кошторисна вартість 2 868584 тис.грн
Кошторисна трудомісткість 32971 тис. люд.-год
Кошторисна заробітна плата 645240 тис.грн
Найменування робіт і витрат
Кошторисна вартість тис.грн.
Вимірник одиничної вартості 21496 м3
Гаряче водопостачання
Телефонізація і радіофікація
Технологічне устаткування
[посада підпис (ініціали прізвище)]
Перевірив Кадол Л.В.
[посада підпис (ініціали прізвище)]

ПЗ.doc

ПОЯСНЮВАЛЬНА ЗАПИСКА
Найменування будiвлi "
Будівництво розташоване на території м. Кривий Ріг
Кошторисна документація складена з застосуванням:
-Правил визначення вартості будівництва (ДСТУ Б Д.1.1-1:2013);
-Ресурсних елементних кошторисних норм на будівельні роботи (РЭСН) (ДБН Д.2.2-99);
-Ресурсних елементних кошторисних норм на монтажн
-Ресурсних елементних кошторисних норм на ремонтно-будівельні роботи (РЭСНр) (ДБН Д.2.4-2000);
-Ресурсних елементних кошторисних норм на пусконалагоджувальн
-Ресурсних кошторисних норм експлуатації будівельних машин та механізмів (РСНЭМ) (ДБН Д.2.7-2000).
нвесторська кошторисна документація складена в поточних цінах на трудові та матеріально-технічні ресурси станом на 12.03.15.
При складанні розрахунків прийняті наступні показники та нарахування:
Загальновиробничі витрати розрахованi у вiдповiдностiз усередненими показниками ДСТУ Б Д.1.1-3:2013 додаток А
Усереднений показник ліміту коштів на зведення и розбирання титульних будівель і споруд Розрахунок №2 - 200%
Усереднений показник ліміту коштів на додаткові витрати при виконанні будівельно-монтажних робiт в зимовий період Розрахунок №3 - 060%
Усереднений показник ліміту коштів на додаткові витрати при виконанні будівельно-монтажних робiт в літній період Розрахунок №4 - 027%
Усереднений показник розміру кошторисного прибутку Розрахунок №5 - 620грн.люд.-год.;
Показник відрахувань на покриття адміністративних витрат будівельно-монтажних органiзацій - Розрахунок №6 - 152грн.люд.-год..
Податок на додану вартість – 1000%
Тарифні сітки прийняті виходячи з:
Найменування тарифної сітки
Норма тривалості робочего часу люд-.г.
Середньомісячна заробітна плата грн.
Середній розряд робіт
Будівельні монтажні і ремонтні роботи
Всього по зведеному кошторисному розрахунку:
вартість будівельно-монтажних робіт
податок на додану вартість (ПДВ)
Кошторисні трудовитрати будівництва
Кошторисна заробітна плата будівництва

ТЕП.docx

Техніко-економічні показники проекту будівництва об’єкта
Найменування показників
Загальна площа будівлі
Кошторисна вартість будівництва
Кошторисна вартість будівництва об’єкту:
на 1м2 загальної площі
на 1м3 будівельного об’єму
Кошторисна вартість загальнобудівельних робіт:
на 1м3 будівельного об’єму
Кошторисна трудомісткість загальнобудівельних робіт по об’єкту:
на 1м2 корисної площі
Кошторисна заробітна плата:
на виконання загальнобудівельних робіт
Договірна ціна на виконання загальнобудівельних робіт
Кошторисна заробітна плата на 1грн.договірної ціни
Рентабельність загальнобудівельних робіт
Тривалість будівництва:
Економічний ефект від скорочення строків будівництва
у т.ч. від дострокового введення основних фондів
від скорочення умовно-постійних витрат
Економічний ефект від впровадження прогресивних
конструкцій за весь строк їх експлуатації
Додатковий прибуток замовника (інвестора) від дострокового введення в експлуатацію об’єкта (Едв) визначається за формулою:
де Ен очікувана прибутковість збудованого об’єкта;
Ф вартість основних виробничих фондів що вводяться в експлуатацію достроково;
Тн і Тп строк будівництва об’єкта відповідно нормативний і передбачений проектом організації робіт в роках.
Прибутковість виробництва на об’єкті будівництва приймається в розмірі 20%. Обсяг основних виробничих фондів складає 95% від вартості інвестованого капіталу (кошторисної вартості об’єкту).
Дострокове введення об’єкта в експлуатації дозволяє підрядній організації знизити загальновиробничі й адміністративні витрати та отримати додатковий прибуток:
де dп частка умовно постійних загальновиробничих витрат приймається рівною 05;
ЗВВ загальновиробничі витрати;
А адміністративні витрати що відносяться до будівельно-монтажних робіт.

Фасады.dwg

Титул новый.docx

МНСТЕРСТВО ОСВТИ НАУКИ УКРАНИ
Державний вищий навчальний заклад
КРИВОРЗЬКИЙ НАЦОНАЛЬНИЙ УНВЕРСИТЕТ
Факультет: будівельний
Кафедра: будівельних конструкцій
Пояснювальна записка
до дипломного проекту
(освітньо-кваліфікаційний рівень)
напряму підготовки (спеціальності)
06010101 "Промислове та цивільне будівництво"
(шифр і назва напряму підготовки спеціальності)
(прізвище та ініціали)
Керівник Жуков С.О.
Нормоконтроль Мельниченко Н.П.
Зав. кафедри Жуков С.О.
Кривий Ріг - 2015 рік

Сравнение & наука.dwg

Технология.dwg

Арх_нью.dwg

Диплом записка без формул и табличек.docx

Дипломний проект “Аналіз сучасного стану конструювання великопрольотних перекриттів у монолітному будівництві з застосуванням результатів у проекті реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу” надано на 11 листах креслень та розрахунково-пояснювальної записки на 207 сторінок яка складається із вступу 10 розділів переліку посилань з 85 найменувань містить 95 малюнків та 27 таблиць.
Проект реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу виконано на основі проведеного зовнішнього обстеження та розроблено для зміни призначення мосту – з транспортного на культурно-соціальне а саме будівництво будівлі історико-етнічного центру.
Будова являє собою прямокутну однопрольотну двоповерхову каркасну будівлю шириною 6 м та довжиною 74 м. Основними несучими конструкціями є круглі металеві колони та двотаврові балки. Перекриття – попередньо напружені залізобетонні багатопустотні плити. Будівля зпирається на монолітну залізобетонну плиту виконану в незйомній опалубці з профнастилу. З обох боків присутні пішоходні площадки шириною 2 м які зпираються на металеві кронштейни.
Перевірку несучої здатності головних балок мосту колон балок каркасу кронштейнів пішоходних площадок та розрахунок монолітної плити виконано за допомогою ЕОМ (програми SCAD).
Розглянуто два варіанти використання в конструкціях бетону: важкого та сталефібробетону.
В результаті варіантного проектування виявилось що конструкції з використанням традиційного важкого бетону мають кращі показники з витрат матеріалів та вартості.
Економічний ефект від використання конструкцій виготовлених із традіційного важкого бетону у порівнянні із сталефібробетоном складає 3393205 тис. грн.
Кошторисна вартість будівництва складає 4026007 тис. грн.. Будівництво здійснюється 65 діб. Максимальна кількість робочих – 65 чоловік.
ТЕХНКО – ЕКОНОМЧНЕ ПОРВНЯННЯ ВАРАНТВ9
АРХТЕКТУРНО-БУДВЕЛЬНИЙ РОЗДЛ16
2 Обгрунтування реконструкції та аналіз сучасного стану конструкцій17
2.1 Загальні дані про розташування та конструкції мосту №5217
2.2 Характеристика сучасного стану окремих елементів мосту №5219
2.3 Загальні висновки та рекомендації21
2.4 Міжнародний досвід з будівництва мостів нетранспортного призначення23
3 Опис генерального плану29
4 Об’ємно-планувальне рішення29
5 Конструктивне рішення30
6 Теплотехнічний розрахунок32
РОЗРАХУНКОВО-КОНСТРУКТИВНИЙ РОЗДЛ34
1 Перерірка несучої здатності головних балок35
1.1 Збір навантажень на головні балки мосту35
1.1.1 Розрахункова схема35
1.1.2 Завантаження35
1.1.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль56
1.1.4 Періоди коливань56
1.3 Перевірка перерізу крайньої балки57
1.4 Перевірка перерізу середньої балки58
2 Розрахунок незйомної опалубки60
2.1 Геометричні характеристики листа60
2.2 Збір навантажень на опалубку61
2.3 Розрахунок прольотних та опорних перерізів62
3 Розрахунок монолітної плити63
3.1 Розрахункова схема63
3.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль74
3.4 Армування монолітного перекриття74
3.5 Розрахунок на продавлювання76
4 Розрахунок кронштейнів тротуарів77
4.1 Розрахункова схема77
4.3 Таблиця сполучень навантажень80
4.4 Розрахункові сполучення навантажень81
4.5 Перевірка несучої здатності елементів кронштейну84
5 Перевірка несучої здатності елементів каркасу87
5.1 Перевірка несучої здатності балки Б787
5.2 Перевірка несучої здатності колони К688
6.3 Перевірка несучої здатності зв’язків ЗВ190
7 Проектування закладних деталей та вузлів опирання елементів каркасу91
7.1 Сполучення колони К6 з плитою ПМ191
7.2 Сполучення балки Б7 з колоною К694
8 Проектування багатопорожнинної плити95
8.1 Розрахунок плити за граничними станами першої групи95
8.1.1 Призначення розмірів плити95
8.1.2 Розрахунковий проліт плити96
8.1.3 Розрахункова схема96
8.1.4 Характеристики матеріалів (міцності бетона та арматури)96
8.1.5 Збір навантажень на плиту97
8.1.6 Зусилля від характеристичних та розрахункових навантажень99
8.1.7 Розрахунок міцності плити по перерізу нормальному до поздовжньої осі99
8.1.8 Розрахунок міцності плити по перерізу похилому до поздовжньої осі100
8.2 Розрахунок багатопорожнинної плити за граничними станами другої групи101
8.2.1 Геометричні характеристики приведеного перерізу101
8.2.2 Втрати попереднього напруження арматури102
8.2.3 Розрахунок з утворення тріщин нормальних до поздовжньої осі103
8.2.4 Розрахунок з розкриття тріщин нормальних до поздовжньої осі103
8.2.5 Розрахунок прогину плити104
8.2.6 Розрахунок монтажних петель105
ОСНОВИ ТА ФУНДАМЕНТИ106
ТЕХНОЛОГЯ ТА ОРГАНЗАЦЯ БУДВНИЦТВА108
1 Технологічна карта на бетонування монолітної плити та монтаж конструкцій каркасу109
2 Розрахунок календарного графіка виконання робіт120
2.1 Розрахунок ТЕП календарного графіка123
3 Розробка будгенплану123
3.1. Розрахунок потреби в тимчасових адміністративних і санітрано-побутових будівель123
3.2 Розрахунок тимчасових складів125
3.3 Розрахунок тимчасового водопостачання130
3.4 Розрахунок тимчасового електропостачання132
3.5 Опис будгенплану135
3.6 Техніко-економічні показники будгенплану136
ЕКОНОМКА БУДВНИЦТВА137
1 Пояснювальна записка до інвесторсько-кошторисної документації138
2 Зведений кошторисний розрахунок139
3 Об'єктний кошторис №02-01141
4 Локальний кошторис №02-01-01 та №02-01-02143
5 Загальновиробничі витрати до локальних кошторисів №02-01-01 та №02-01-02153
7 Техніко-економічні показники до проекту160
БЕЗПЕКА ЖИТТДЯЛЬНОСТ161
1 Загальні відомості162
2 Загально-майданчикові заходи164
ПЕРЕЛК ГРАФЧНОГО МАТЕРАЛУ
Лист 1 Варіантне проектування
Лист 2 Генеральний план ситуаційний план умовні позначення ТЕП
Лист 3 Фасади розрізи план покрівлі
Лист 4 План на відмітці 0.000 +3.600. Розрізи
Лист 5 План розкладки існуючих мостових балок відомість елементів розрізи
Лист 6 Схема армування плити ПМ1. Плита ПК1. Кронштейн КТ1
Лист 7 План розміщення елементів на відм. +4.020 та +7.600. Ригелі Б7 та Р1
Лист 8 Будгенплан. Зона складування. ТЕП. Умовні позначення
Лист 9 КП виконання робіт. Графік роботи механізмів та постачання матеріалів
Лист 10 Техкарта на бетонування плити на монтаж елементів каркасу
Лист 11 Науковий розділ
Металевий балочний автомобільний міст №52 через р. нгулець був збудований у 1911 р. За довгий строк своєї служби внаслідок зносу та будівництва нових транспортних розв’язок він втратив своє транспортне значення тому встало питання його нецільової реконструкції.
Пропонується враховуючи архітектурно-природні умови специфічні особливості прилеглих архітектурних об’єктів: човникової станції двох прилеглих підвісних мостів та нової транспортної розв’язки яка включає автомобільний міст та шляхопровід та історико-культурне значення території будівництва (місце злиття річок нгулець та Саксагань – місце утворення міста Кривий Ріг) спираючись за міжнародний досвід будівництва нетранспортних об’єктів виконати будівництво громадської споруди на несучих мостових конструкціях.
В дипломному проекті викладено варіант реконструкції мосту з будівництвом на існуючих несучих металевих балках будівлі історико-етнічного центру. Вона являє собою прямокутну в плані однопрольотну каркасу будову шириною 6 м і довжиною 74 м. Спирається споруда на монолітну залізобетонну плиту що лежить на головних балках мосту. Каркас будівлі утворюють круглі металеві колони та двотаврові балки. В якості плит перекриття та покриття використовуються попередньо напружені багатопорожнинні залізобетонні плити.
Центр призначено для проведення виставок експозицій та інших заходів культурно-мистецького спрямування. На другому поверсі передбачено оглядовий майданчик.
Для переміщення людей з одного берега на інший передбачені бокові пішоходні площадки шириною 2 м. На лівому березі передбачено будівництво літнього кафе. По обидві сторони мосту передбачено озеленення та прокладання нових пішоходних доріжок з урахуванням внесення коректив в існуючу транспортну мережу через закриття мосту для автотранспорту.
РОЗДЛ 1 ТЕХНКО – ЕКОНОМЧНЕ ПОРВНЯННЯ ВАРАНТВ
Одним із міжгалузевих резервів економії витрат на матеріали вироби і конструкції будівельної галузі споживача є виробництво якісних та ефективних будівельних конструкцій виробів і матеріалів за рахунок зниження первинної нерудної сировини і конструктивних матеріалів у галузях – виробниках.
Модернізація та розвиток інфраструктури дорожньої мережі України пов'язані з необхідністю зведення реконструкції та ремонту величезного числа мостових споруд. В умовах масового будівництва і реконструкції мостів на перший план виходять проблеми забезпечення якості робіт скорочення термінів будівництва збільшення тривалості міжремонтних періодів. Одним із шляхів вирішення цих проблем є розробка та впровадження нових технологій і нових матеріалів. В даний час в будівництві і зокрема в мостобудуванні використовуються модифіковані та нетрадиційні матеріали і технології області раціонального застосування яких досліджені недостатньо. Для несучих та огороджуючих конструкцій залізобетонних мостів залізобетонних плит та елементів мостового полотна металевих і стале-залізобетонних прогонових будов мостів надзвичайно важливо забезпечити високу опірність впливам навколишнього середовища і динамічним впливам транспортних засобів. Підвищити міцність тріщиностійкість морозостійкість водонепроникність та інші характеристики збільшити швидкість набору міцності знизити експлутаційні витрати можливо застосувавши дисперсне армування звичайного бетону з введенням в нього модифікуючих добавок і активування всієї цієї суміші за новою РПА-технології отримавши так званий модифікований сталефібробетон (МФБ).
Сталефібробетон один з нових видів бетону який забезпечує підвищення ефективності залізобетонних виробів і конструкцій за рахунок збільшення міцності бетону при розтягу та згині граничної стисливості тріщиностійкості водонепроникності морозостійкості і корозійної стійкості термо- і вогнестійкості опору стиранню. У той же час сталефібробетон дозволяє істотно знизити трудовитрати на арматурні роботи підвищити ступінь механізації бетонних робіт і розширити область застосування ефективних конструктивних рішень будівель і споруд.
Він являє собою дрібнозернистий бетон який армовано сталевими волокнами (фібрами) рівномірно розподіленими по перерізу. Сутність сталефібробетону в тому що сталеві фібри які вводяться в бетонну суміш сприяють поліпшенню роботи бетону при впливі різних навантажень.
В дипломному проекті визначається доцільність використання сталефібробетону при бетонуванні монолітної плити перекриття мосту в незйомній опалубці в порівнянні з традиційним важким бетоном.
Склад сталефібробетону що відповідає важкому бетону С2835 визначено в [4]. Калькуляція витрат на виготовлення 1 м3 наведено в таблиці 1.1.
Таблиця 1.1 - Калькуляція вартості матеріальних витрат на 1м3 сталефібробетону
Найменування матеріалів
виробів та конструкцій
Фактична вартість грн.
Вартість перевезення
Вартість з транспортн
Портландцемент загальнобудівельного призначення з домішками 20% М500 Д20
Щебінь з природнього каменю для будівельних робіт фракція 20-40мм марка М500
Пластифікатор сухий С-3
Фібра сталева 08 мм l = 50 мм
Заготівельно-складські витрати ( 200% )
Заготівельно-складські витрати по мк ( 000% )
Для порівняння варіантів складаємо 2 локальні кошториси таблиці 1.2 та 1.3. Витрати основних матеріалів на виготовлення конструкцій представлено в таблиці 1.4.
Витрати основних матеріалів
- Суміш бетонна готова важка клас бетону С2835 крупність 10-20мм
- Бетонна суміш по проекту (сталефібробетон) в тому числі
- фібра сталева 08 мм l = 50 мм
- пластифікатор сухий С-3
Таблиця 1.4 - Витрати основних матеріалів по варіантам конструктивного рішення
За даними складених локальних кошторисів на виконання будівельних робіт по кожному варіанту розрахуємо складові приведених витрат:
Собівартість будівельно-монтажних робіт і їх нормативно-розрахункову трудомісткість визначаємо з використанням програмного комплексу Будівельні технології - кошторис”
Тривалість виконання робіт складе:
де Тосні витрати праці робітників-будівельників на встановлення окремих видів конструктивних елементів людино-годин;
Nі прийнята кількість бригад для виконання робіт із встановлення і-го конструктивного елемента;
пі середня кількість робітників-будівельників у бригаді за діючими нормами осіб;
кзм кількість робочих змін на добу прийнята при встановленні і-го конструктивного елемента.
Капітальні вкладення виробничі фонди будівельної організації (К) визначаються за формулами:
К = Косн + Коб (1.2)
де Косн і Коб капітальні вкладення відповідно в основні і оборотні фонди грн.;
Мj інвентарно-розрахункова вартість машин j-ї групи;
j 1 2 3 п порядковий номер групи використовуваних машин;
tj тривалість роботи машин j-ї групи на об’єкті маш-год;
tнj нормативна тривалість роботи машин j-ї групи протягом року маш-год.
С собівартість будівельно-монтажних робіт;
ТБ – витрати на спорудження титульних тимчасових будівель і споруд;
де - усереднений показник для визначення ліміту коштів на титульні тимчасові будівлі і споруди (визначається згідно дод. Б табл. Б.1 п.36 [16]).
ДКз ДКл – кошти на відшкодування лопаткових витрат при виконанні робіт відповідно у зимовий та літній періоди грн;
КП – кошторисний прибуток грн.;
АВ – адміністративні витрати будівельної організації грн.
- усереднені показники для визначення ліміту коштів на додаткові витрати при виконанні робіт відповідно у зимовий чи літній час (визначаються відповідно згідно дод. Д та п. 5.2.2.2 [16]);
Тзаг загальна нормативно-розрахункова трудомісткість робіт (визначена в локальному кошторисі);
пкп і пав усереднений показник відповідно кошторисного прибутку і адміністративних витрат грн.
Категорія складності об’єкту визначена згідно [13]. Клас наслідків СС2 категорія складності – V. Визначаємо показники пкп і пав згідно ДСТУ-Н Б Д.1.1-3:2013 [15] (додатки Д та Е відповідно).
Капітальні вкладення в основні та оборотні засоби складають:
Витрати на експлуатацію конструктивних елементів включають суму річних амортизаційних відрахувань (А) і витрати на ремонт і утримання конструкцій (Вру):
де На річна норма амортизаційних відрахувань на будівлі і споруди %.
Витрати на ремонт та утримання конструкцій визначаються по кожній j-й групі конструкцій:
Нруj – річні норми витрат на ремонт та експлуатацію j-ї конструкції (згідно дод. 3 [17]):
Питомі приведені витрати по варіантам конструктивних рішень:
Економічний ефект в результаті використання раціональної конструкції складе:
Таким чином для проектування приймаємо 1-й варіант зі збірними колонами як більш вигідний. Економічний ефект складає 3393205 грн. Техніко-економічні показники за варіантами наведено в таблиці 1.5.
Таблиця 1.5 - Основні техніко-економічні показники за варіантами
Рівень показника за варіантами
Тривалість виконання будівельних робіт
Загальна кошторисна трудомісткість будівельних робіт
Собівартість будівельних робіт
Вартість основих виробничих фондів та оборотних коштів
Кошторисна заробітна плата
Річні приведені витрати
Отже перший варівант "важкий бетон клас бетону С2835 крупність заповнювача 10-20 мм" є більш економічно вигідним тому приймаємо його для подальших розрахунків.
РОЗДЛ 2 АРХТЕКТУРНО-БУДВЕЛЬНИЙ
Будівельний майданчик історико-етнічного центру знаходится на забудованій території міста Кривого Рогу та займає площу 14670 м2.
Згідно [11] площадка будівництва відносится до району будівельно-кліматичного районування території для якого :
- розрахункова зимова температура -22°С;
- глибина перемерзання грунту – 09 м;
- вага снігового покриву для м. Кривий ріг – 111 кНм2;
- нормативне вітрове навантаження – 044 кНм2;
- район несейсмічний.
На площадці вишукувань передбачається реконструкція мосту зі зміною його призначення - будівництво на ньому історико-етнічного центру класу відповідальності СС2 та категорії складності V [13].
2 ОБГРУНТУВАННЯ РЕКОНСТРУКЦ ТА АНАЛЗ СУЧАСНОГО СТАНУ КОНСТРУКЦЙ
2.1 Загальні дані про розташування та конструкції мосту №52
Місто Кривий Ріг є унікальним за своєю протяжністю розташуванню і компонуванню одним з найбільших промислових центрів України тому він повинен мати і відповідний архітектурно-естетичний вигляд.
Одним з найбільш мальовничих куточків міста є район злиття річок Саксагань та нгулець - місце заснування Кривого Рогу.
Архітектурну унікальність місця надає комплекс домінантою якого є човникова станція і три мости: перший що примикає до станції металевий - з арочним прогонових будов (через р. Саксагань) і два майже рівновіддалені від нього підвісні вантові (через р. нгулець). З одного з цих мостів розташованого вниз за течією проглядається через закрут річки металевий автодорожній міст № 52 який знаходиться в аварійному стані має вкрай непривабливий зовнішній вигляд і знижує естетичну привабливість даної частини міста.
Крім того за закрутом річки ще нижче за течією побудований новий ультрасучасний комплекс з масштабною транспортною розв'язкою що включає два мости-віадуки: через лінію міського трамваю та р. нгулець.
Введення в експлуатацію даного комплексу анулювало транспортне значення моста № 52 у зв'язку з чим питання цільової його реконструкції стало зовсім неоднозначним.
Дані обставини і послужили поштовхом для розгляду можливостей реконструкції даного об'єкту для чого він був обстежений.
Як показало обстеження моста і вивчення збереженої проектної та експлуатаційної документації металевий автодорожній міст № 52 через річку нгулець був побудований в 1911 році. У роки війни 1941-1945 рр. він був зруйнований при цьому збереглися тільки берегові упори і пальові фундаменти проміжних опор. Відновлений він був у 1947 році. Капітальний ремонт проводився в 1950 році за проектом розробленим в 1945 році проектним відділом тресту "Кривбасруда".
Схема мосту = 1475 + 1527 + 1466 + 1504 + 1457 + 1479м. Ширина автопроїзда - 64м є двосторонні пішохідні тротуари шириною від 13 до 145м. Тротуари відділені від проїжджої частини металевими бордюрними огорожами заввишки 46 см.
Первісна проектна та виконавча документація по мосту не збереглася.
Русло річки перекрито двома нерозрізними трьохпролітними балочними будовами. Пролітні будови - металеві зварені з 3-х головних поздовжніх балок: двох крайніх висотою 1530 мм та середньої - висотою 990мм.
Поздовжні головні балки з'єднані між собою в кожному прольоті чотирма поперечними балками з них дві - опорні дві - проміжні. Крім того головні балки з'єднані поперечними зв'язками з кроком 15м - з двотавра №33 по верху середньої балки і з двох кутиків 160 × 160 - по низу.
З внутрішнього боку на крайніх головних балках влаштовано металеві столики на які спираються двутаври. Середня балка розташована нижче крайніх тому двутаври спираються на верхній пояс середньої балки.
Для укладання залізобетонних плит проїзної частини плит тротуарів а також бордюрів на верхніх поясах головних крайніх балок приварені швелери і кутики. Між собою кутики з’єднані заклепками і зварюванням.
Всі стики горизонтальних і вертикальних листів головних балок перекриті листовими накладками різних перетинів за допомогою електрозварювання.
Поздовжні і поперечні балки мають ребра жорсткості з листів товщиною 20мм.
У місцях обпирання на опори головні балки мають додаткові опорні листи.
В якості опорних частин використані дві металеві рейки забетоновані у верхівках опор підошвою вниз. Пролітні будови спираються на головки рейок. Рейки висотою 100мм між собою з'єднані зварюванням по підошві під рейками місцями укладені металеві підкладки в якості підклинюванням для більш щільного обпирання рейок на опору.
Берегові упори - монолітні залізобетонні споруджені в 1911 році. Шафові стінки - бетонні бетонувалися при відновленні.
Проміжні опори - монолітні залізобетонні мають c верхньої сторони льодорізи. В якості льодорізів використовуютсья забетоновані по в опори рейки. У верхній частині опор є уширення які утворюють подферменнікі. Верхівки опор при капітальному ремонті надбетоніровалісь на висоту 30-40см крім опори №6.
Проїзджа частина виконана із залізобетонних плит поверх яких вкладений асфальт для відводу води влаштовані водовідвідні трубки але вода в них не потрапляє а просочується через тріщини і раковини в асфальті через плити потрапляє на металоконструкції пролітних будов. По проїзджій частині уздовж моста з двох сторін встановлені металеві зварні бордюри висотою 46см.
По обидві сторони проїзджої частини є тротуари шириною від 13 до 145 м. Тротуари влаштовані на металевих кронштейнах з кутиків; прогони і підкоси - з 2 кутиків 75×75×6 з'єднаних прокладками за допомогою зварювання. На кронштейни встановлені конструкціі з швелерів що спираються також на крайні головні балки поверх цих конструкцій укладені залізобетонні плити по плітам укладений асфальт. Тротуари огороджені металевими перилами.
З верхової та низової сторони вздовж крайніх головних балок прогонових будов влаштовано металеві оглядові пристосування (прохід) частково огороджені перилами. По оглядовим майданчикам з обох сторін прокладені труби-водоводи. Вони укладені так що оглядовими ходами з низової сторони користуватися неможливо.
2.2 Характеристика сучасного стану окремих елементів мосту №52
Як показало обстеження поверхні головних поздовжніх і поперечних балок покриті іржею. Зварні шви тріщин не мають.
Верхні поперечні зв'язки-розпірки на які укладені залізобетонні плити проїжджої частини сильно (до 15-20%) пошкоджені корозією.
Спеціальні конструкції на які спираються тротуарні плити а також двутаври на верхніх поясах головних балок вражені корозією до 50-60% є каверни в металі.
Загальний стан головних поздовжніх і поперечних балок - задовільний.
Загальний стан зв'язків між балками - неудовлетворітельное у зв'язку з чому загальний стан прогонових будов - також незадовільний.
Найнебезпечнішим є те що на всіх опорах особливо на берегових упорах опорні частини (пакет з рейок) зрушені до краю майданчиків так що створена загроза їх сповзання з місць обпирання. Під опорними частинами наявні порожнини зазори бетон опор зруйнований. Опорні частини перекошені і звисають над крайками майданчиків обпирання до 50мм. Площа обпирання опорних частин на верхівках опор - недостатня.
Опорні частині - не типові не забезпечують нормального обпирання нерозрізних пролітних будов. Відбувається ковзання балок пролітних будов при їх переміщеннях від силових і температурних впливів. Тому пролітні будови отримали неприпустимі переміщення на опорах через що зруйнований бетон підферменніков.
На опорі №4 для утримання пролітних будов для запобігання сповзання з опори прогонові будови з'єднані планками на болтах крім того влаштовані столики-упори під пролітними будовами для збільшення площі обпирання. На опорі №4 балки прогонової будови 4-5 нещільно спираються провисають і переміщуються ("грають" під навантаженням). Переміщення уздовж моста і вгору-вниз досягають 10мм. Нерозрізні пролітні будови спирається не по осі опори через неправильну розстановки опорних частин. Крім того опорні частини встановлені так що не збігаються з опорними листами балок прогонової будови. Все це несприятливо впливає на роботу опори.
Загальний стан опорних частин - незадовільний.
Самі ж опори - монолітні залізобетонні. Бетон має низьку марку по міцності (100-200) і морозостійкості. На упорах і на проміжних опорах захисний шар бетону зруйнований оголена іржава робоча арматура особливо на проміжних опорах в зоні змінного рівня води.
Повністю зруйновано іржею деякі арматурні стержні. У бетоні в місцях оголення арматури - раковини глибиною до 10см а також місця слабкого бетону. По швах бетонування є тріщини куди потрапляє вода руйнуючи кладку.
Бетон верхівок всіх опор зруйнований немає зливних призм. На опорі №4 верх опори зруйнований оголена арматура арматурні стрижні вигнуті.
На опорі №6 на підферменнику з верхньої та нижньої сторони є тріщина розкриттям до 2-3 мм яка розколює верх опори. В тріщину потрапляє волога через що тріщина отримує подальший розвиток.
Всі опори у верхній їх частини мають недостатні розміри для розміщення опорних частин.
Загальний стан опор - незадовільний.
Залізобетонні плити проїзджої частини виконані з бетону низької марки по міцності і водонепроникності. Водовідвод з проїзджої частини мосту не організований. Гідроізоляція залізобетонних плит відсутня. Ці недоліки призвели до суцільного руйнування захисного шару бетону низу плит а на великій площі (понад 60%) до руйнування різною мірою і самих плит. Створено загрозу раптового руйнування плит та провалу коліс автотранспорту при русі по мосту.
Асфальтове покриття має ями в яких накопичується вода і просочується через плити руйнуючи бетон. Крім того через наявність ям відбуваються додаткові удари по плитах.
Водовідвідні трубки не працюють поіржавіли прийшли в повну непридатність. Габарит моста не відповідає інтенсивності руху на даній ділянці. Він повинен становити мінімум 9 м за сучасними нормами.
Стан плит проїжджої частини - аварійний.
По низу всіх залізобетонних плит тротуарів зруйнований бетон арматура місцями проіржавіла повністю.
Металоконструкції на які спираються плити тротуарів вражені іржею до 50-60%. На підкосах кронштейнів зруйновані зварювальні шви в місцях кріплення планок між кутиками. Металеві перила на мосту - сильно іржаві.
Стан тротуарів незадовільний місцями - аварійний.
Оглядові пристосування на мосту виконані не повністю. Відсутні оглядові пристосування на опорах що не дає можливості обслуговувати опорні частини і підферменники.
Оглядові пристосування влаштовані на пролітних будовах з нижньої сторони частково зруйновані дуже іржаві користуватися ними небезпечно. Огляд і обслуговування простору між балками і плит проїзної частини з них вести неможливо.
Загальний стан оглядових пристосувань і комунікацій - незадовільний.
Підводячи підсумки обстеження мосту занесемо дані до таблиці 2.1.
Таблиця 2.1 - Характеристика сучасного стану елементів мосту №52
Головні поздовжні та поперечні балки
Поверхня частково покрита іржею
Поверхня елементів уражена корозією до 50-60% наявні каверни в металі
Руйнування бетону зазори та тріщини. Недостатня площа опирання опорних частин на верхівки опор
Руйнування захисного шару бетону оголення робочої арматури (особливо в місцях змінного рівня води). Раковини тріщини пустоти в бетоні
ЗБ плити проїзжої частини
Відсутність гідроізоляції тріщини та дири в асфальовому покритті. Руйнування захисного шару низа плит до 60%
По низу плит зруйнований бетон арматура частково повністю заіржавіла. Опорні конструкції тротуарів уражені до 50-60% зруйновані зварні шви та кріплення планок кронштейнів. Металеві перила проіржавіли
Незадовільний місцями аварійний
Оглядові проходи та площадки
Оглядові проходи виконані не до кінця. Оглядові площадки на опорах відсутні. Проходи по низу пролітної будови частково зруйновані сильно кородовані вести огляд з них небезпечно а в багатьох місцях неможливо
2.3 Загальні висновки та рекомендації
Місце розташування моста вибиралося в 1911 році коли щільність забудови району була невеликою. Надалі у зв'язку зі збільшенням щільності забудови під'їзди до мосту тіснилися завужувати і в даний час мають обмежену оглядовість і недостатню ширину що негативно впливає на безпеку руху викликає необхідність руху транспорту з низькими швидкостями.
Таким чином транспортна цінність моста - повністю втрачена а його сучасний стан робить його транспортне призначення зовсім неможливим.
У зв'язку з цим в проекті була розглянута можливість збереження даного об'єкта і використання його в якості основи для спорудження двоповерхової громадської будівлі (рис 2.1).
Рисунок 2.1 Фасад проектуємої будівлі в осях 1-38
Однією з найбільш складних завдань є органічне вписування майбутнього об'єкта в існуючий природно-архітектурний ансамбль: комплекс човникової станції з трьома мостами і мальовничими вигинами берегів що поросли вербами з одного боку і новою транспортною розв'язкою - з іншого.
Вся складність полягає в стильової адаптації та «вписування» об'єкта в ці два настільки різнорідні в стильовому плані комплексу (неокласицизм і модерн). Причому комплекс повинен бути «перехідним» так як він проглядається ізольовано - і з нижнього підвісного моста і з транспортної розв'язки розташованої просторово вище завдяки чому забезпечується з неї панорамний огляд всієї вигину річки.
У ході представленої роботи розглядається варіант нецільової реконструкції мосту зі зміною його призначення з автотранспортного на культурно-громадське. Це виконується шляхом спорудження двоповерхової каркасної будівлі історико-етнічного центру на існуючих несучих конструкціях з підсиленням оновленням та заміною окремих елементів.
Як показали розрахунки несуча здатність пролітних будов при змінненому навантаженні забезпечується. Згідно результатів обстеження стан пролітних будов в цілому є незадовільним. Виходячи з цього рекомендується виконати антикорозійну відновлювальну обробку головних поздовжніх та поперечних балок. Поперечні балки по верхньому поясу головних поздовжніх зазнали сильного впливу іржі через що їх відновлення є недоцільним. Через це прийнято замінити їх на нові прокатні елементи того ж перерізу.
Залізобетонні опори та берегові шафові стінки потребують негайного відновлення захисного шару бетону а в деяких місцях – заміни зкородованої арматури. В місцях змінного рівня води в якості захисту було прийнято рішення про обшивку їх металевими листами. В місцях обпирання пролітних будов на опори необхідно виконати набетонку та збільшити площу обпирання створити зливні призми.
снуюче асфальто-дорожнє покриття та залізобетонні дорожні плити за проектом демонуються. На їх місці споруджується залізобетонна монолітна плита 300 мм яка є фундаментом для проектуємої будівлі. В якості незйомної опалубки використовуєть сталевий профільований профіль Н114-750-0.8.
Конструкції тротуарів також демонуються. На їх місці встановлюються конструкції аналогічного вигляду з кутиків 80х12 але збільшеного вильоту (2 м). В якості перекриття виступає та ж монолітна плита яка при оздобленні облицьовується бруківкою на цементно-піщаному розчині. Металеві перила приварюються до швелерів які встановлені в торцях плити на кінці тротуарних кронштейнів.
За результатами обстеження можна зробити наступні висновки:
Міст запроектований і побудований в 1910-11 рр. Відновлений після руйнування в 1947 році останній капітальний ремонт проведено в 1950 році. Фізичні та моральні ресурси моста вичерпані споруда знаходиться в аварійному стані і повністю непридатна для експлуатації в транспортному режимі;
Експлуатація мосту може бути продовжена тільки в спеціальному нетранспортному режимі який повинен передбачати постійний нагляд за роботою його конструкцій систематичне обстеження фахівцями стану його елементів проведення робіт з усунення дефектів що впливають на вантажопідйомність і безпеку руху виконання інших спеціальних заходів з попередження руйнування конструкцій;
Всі роботи з ремонту мосту для підтримки його працездатності повинні бути орієнтовані на цільове перепризначення об'єкта;
Умови подальшої експлуатації споруди містять основні рекомендації які можуть бути доповнені і розширені в наступні роки так як процеси руйнування прогресують і можливо раптове прояв прихованих дефектів не виявлених при теперішньому обстеженні;
Всі виявлені дефекти повинні бути усунені;
Таким чином даний об'єкт можливо і доцільно реконструювати в нетранспортних споруда один з варіантів якого був запропонований вашій увазі і розглянутий у вигляді передпроектних рішень.
2.4 Міжнародний досвід з будівництва мостів нетранспортного призначення
Міст – одна з найдавніших інженерних споруд що була винайдена людством. Він дозволяє долати фізичні перепони у вигляді водойм ланів або доріг без перешкод. Вони можуть як з’єднувати окремі вулиці так і цілі острови перекриваючі проліт понад декілька кілометрів та слугувати для переміщення людей та вантажів. Однак у світовій практиці існують також мости іншого призначеня – житлового або громадського. Найчастіше у минулому їх будівництво було викликано обмеженням території міст у межах захисних стін. Проте існують і сучасні проекти. Декілька прикладів обєктів цього виду споруд представлено нижче:
Понте Веккьо (it. Ponte Vecchio) талія (рис. 2.2)
Рисунок 2.2 Міст Ponte Vecchio талія
Міст Понте Веккьо один з найстаріших у Флоренції. Вважається що він існує ще з часів Давнього Риму. Сучасний свій вигляд міст набув в 1345 р замінивши попередній міст який був зруйнований повінню. Спочатку надбудови використовулись як майстерні м'ясників та чинбарів. В наш час міст зайнятий магазинами з широким асортиметном ювелірних прикрас [18].
Міст Палтні (eng. Pulteney Bridge) Великобританія (рис. 2.3)
Рисунок 2.3 МістPulteney Bridge Велика Британія
Міст Палтні перетинає річку Ейвон в місті Бат в Англії. Його будівництво завершилося в 1773 р і він одразу був прирахован комісією «Англійска спадщина» до будівель -го класу що мають особливе значення. Проект був розроблений шотландським архітектором Робертом Адамом на честь спадкоємиці селища Басуїк Френсіс Палтні. Цей міст є одним з чотирьох мостів у світі на якому по всій довжині з обох сторін розміщено магазини. Тут можна знайти магазин квітів стародавніх карт та бар соків [19].
Міст крамарів Кременбрюке у Ерфурті (нім. Krmerbrcke) Німеччина (рис. 2.4)
Рисунок 2.4 Міст Krmerbrcke Німеччина
Міст Крамарів мабуть є одним з самих незвичайних об'єктів в усьому світі. Споруда служить для того щоб люди могли переходити через річку Геру але в той же час даний міст являє собою цілий житловий квартал в якому можна придбати різні товари.
Перші згадки про те що в даних місцях була жвава переправа відносяться до 1117 р. Що ж стосується Кремербрюке то він був побудований в 1325 році і на той момент на ньому розташовувалися шістьдесят-два фахверкових будинки. Реконструкції які проводилися багато разів в результаті призвели до того що будинки стали розміщуватися дуже близько з сусідніми. В даний час на мосту крамарів розташовується тридцять два будинки.
По обидва боки розташовуються церкви. На західній стороні знаходиться церква Святого Бенедикта а на протилежному боці - церква Святого Егідія. Назва що було закріплено за мостом в 1510 році виникло завдяки крамарям які проживають у будинках на мосту. При цьому крамарі тримали на мосту власні крамниці. В даний час Міст Крамарів являють собою одну з найважливіших пам'яток в Ерфурті [20].
Міст Дощу та Вітру (кит. eng. Chengyang Wind and Rain Bridge) Шень-янь КНР (рис. 2.5)
Рисунок 2.5 Міст Дощу та Вітру Китай
Міст Ченьян являє собою ідеальне поєднання живопису. Це 3-х поверхова будівлю включає в себе 2 мостові платформи на обох кінцях моста 3 мостові опори 4 прольоту 5 веж і 19 веранд. Мостові платформи і опори зроблені з каменю верхні будови моста дерев'яні дахи покриті черепицею. По обидва боки мосту встановлені поручні. Загальна довжина моста - 644 метра ширина - 34 метра і висота - 106 метра. Міст був побудований в 1916 році. Міст Ченьян пов'язує дві великі села. Плата за вхід на міст становить 60 юанів і 30 юанів для студентів.
Міст дощу і вітру - унікальне архітектурне будову. Проживають в цьому регіоні меншини - дуни (dong) чисельністю 37 млн які зберігають традиції пальового будівництва. Критий міст з альтанками від дощу в погану погоду і дерев'яні багатоярусні вежі з барабаном - символ народної архітектури. Найдивовижніше в будівництві цього мосту полягає в тому що не було використано жодного цвяха [21].
Paik Nam June Media Південня Корея (рис. 2.6)
Рисунок 2.6 Міст Paik Nam June Media Південна Корея
Paik Nam June Media - це проект багаторівневого багатофункціонального мосту який вмістить у себе музей бібліотеку шопінг-центр парковку горизонтальні і вертикальні сади навіть IT-галерею - одним словом міст стане справжнім міні-містом. Крім того його фасад буде використаний для трансляції різноманітного відео. Футуристична форма Paik Nam June Media копіює форму тіла водомерки - комахи стрімко ковзає по поверхні води. Зрозуміло міст стане екологічним будовою - його покриють сонячними панелями а для поливу садів будуть використовувати дощову воду і воду з Хангана [22].
11th Street Bridge Park Вашингтон США (рис. 2.7)
Рисунок 2.7 11th Street Bridge Park США
Новий архітектурний об'єкт стане першим у світі парком на підвісному мосту. Влада Вашингтона затвердили проект нового моста над річкою Анакостія що з'єднує два історичних району міста. З 40 поданих заявок був обраний спільний проект архітекторів з Нідерландів (бюро OMA) і з Філадельфії (бюро OLIN) - 11th Street Bridge Park. Нова архітектурна споруда замінить старий транспортний міст і стане першим у світі мостом із зеленою зоною.
Архітектори запропонували створити не просто транспортний міст а цілий підвісний парк. За їх задумом конструкція буде складатися з декількох рівнів у вигляді букви Х: на одному посадять дерева спорудять ігрові зони створять виставковий простір і навіть освітній екологічний центр і кафе. На іншому рівні вище паркової зони прокладуть проїзджу частину щоб шум машин не заважав відпочиваючим городянам.
У концепції проект схожий на парк High Line Park в Нью-Йорку який був розбитий на місці занедбаних залізничних колій. У наші дні перед архітекторами все частіше постає завдання інтеграції недіючих об'єктів інфраструктури - старих автотрас залізничних гілок і мостів - в сучасну міську середу перетворення їх з об'єктів роздратування в пам'ятки. А тому особливо цікаво як цю задачу вирішать у Вашингтоні [23].
Отже спираючись на описаний вище матеріал можна зробити висновок що такий вид споруд не є загальнорозповсюдженим але в кожній частині світу можна знайти приклади таких об’єктів. Ці споруди сильно різняться між собою що випливає з місцевих архітектурних вподобань та матеріалів проте на всі часи становляться візитною карткою міст де вони розрашовані.
3 ОПИС ГЕНЕРАЛЬНОГО ПЛАНУ
Генеральний план має "Г"-подібний обрис в плані площа 1467 га.
На генпланні розміщені наступні будівлі та споруди:
- історико-етнічний центр;
- стоянка для автотранспорту;
- будівлі підприємства "Кривбасводоканал";
- будівлі по вул. Сиволапа;
- будівлі по вул. Умникової.
Будівництво здійснюється в м. Кривому Розі. На розі вітрів (лист 2 графічної частини) домінуючими вітрами у січні місяці є: З Пн ПдЗ; у липні Пн ПнСх З; середньорічними є: З ПнЗ Пн тобто роза вітрів спрямована так щоб будуємий об єкт виходив за її межі. Також по всій території генплану передбачено озеленення . Воно служить в першу чергу для кращого вписання будуємого об'єкта та оновленного мосту в цілому та для створення комфортної зони відпочинку для відвідувачів.
Техніко-економічні показники за генпланом:
Поща ділянки – територія що включає власне об'єкт реконструкції та площу прилеглих ділянок озеленення з парковками 14670 м2 = 1467 га;
Площа забудови – сума площ ділянок які зайняті всіма будівлями та спорудами 444 м2 = 00444 га;
Площа замощення ( доріг та площ з твердим покриттям ) 32846 м2 = 033 га.
Площа озеленення – сума площ які зайняті під дерево-кущові насадження газони квітники - 50376 м2 = 05 га;
Щільність забудови – відношення суми площ усіх будівель до загальної площі К1 = 003 (3%);
Коефіцієнт використання території – відношення площі забудови разом із площамивідмосток тротуарів під’їзних шляхів майданчиків зелених насаджень відкритих стоянок автомобілів індивідуального користування до площі ділянки 0597 (597%);
Коефіцієнт озеленення території – відношення суми площ ділянок озеленення до загальної площі 0344 (344%);
4 ОБ’МНО-ПЛАНУВАЛЬНЕ РШЕННЯ
Будівля історико-етнічного центру двоповерхова однопрольотна прямокутна в плані. Розміри в плані по осях 6х74 м. Крок колон 2 м. Будівля виконана в металевому каркасі.
Висоти першого поверху різняться і дорівнюють в осях 1-4 35-38 – 3504 м в осях 4-35 – 36 м. Другого поверху в осях 10-13 18-21 26-29 – 3104 м в осях 13-18 та 21-26 – 2804 м.
Аерація будівлі та природне освітлення забезпечені через віконні пройоми в зовнішніх стінах та за допомогою віконних вентиляторів.
В цілому корпус відноситься до трьох категорій Б В Г з пожежної безпеки всі приміщення відгороджені стінами та перегородками у відповідності з вимогами [35].
Зовнішні стіни запроектовані з газобетонних блоків та плитного утеплювача які оштукатурюють цементно-піщаним розчином. Оздоблення приміщення передбачене з урахуваням технологічним санітарним та естетичним вимогам. В плані на першому поверсі розміщено: тамбур касу місце для відпочинку та очікування приміщення адміністрації виставкові зали туалет жіночий та чоловічий та кладову. Другий поверх являє собою критий оглядовий майданчик.
Техніко-економічні показники об'ємно-планувального рішення:
Розрахункова площа – 456 м2
Допоміжна площа – 2825 м2
Загальна поща – 672 м2
Площа забудови – 444 м 2
Будівельний обєм – 21486 м 3
Коефіцієнт плосткісний планувальний К1 характеризує відношення розрахункової площі до загальної
Коефіцієнт об'ємності К2 раціональність використання об'єму
Коефіцієнт компактності К3 характеризує площу зовнішніх огороджувальних конструкцій по відношенню до корисної площі будівлі
Новозбудоване огородження мосту обладнане декоративними освітлювальними ліхтарями висотою 25 м.
5 КОНСТРУКТИВНЕ РШЕННЯ
Фундаментом для будівлі є монолітна залізобетонна плита ПМ1 з бетону С2835 виконана в незйомній опалубці з профлисту Н114-750-0.8 яка в свою чергу спирається на металеві балки мосту (головні поздовжні та поперечні). Металеві пролітні будови спираються на монолітні залізобетонні опори ("бики") через рельси. Ширина проміжних биків 600 мм центрального - 1000 мм. На берегах пролітні будови спираються на монолітні залізобетонні шафові стінки.
В якості колон виступає металева труба 377х4 ВСт3кп. Висота колон 33 - 72 м. Колони обладнані закладними деталями для кріплення ригелів та встановлються за закладні вироби плити ПМ1.
Перекриття та покриття
Елеменами перекриття та покриття є поперечно розташований ригель (прокатний двотавр 30Б1) та поздовжньо укладена багатопорожнинна попередньо напружена плита ПК61.15 та ПК61.10. Висота перерізу ригеля 296 мм плити 220 мм. Ригелі прикріплюються до закладних деталей колони за допомогою болтів. Плити укладаються на балки зверху та фіксуються: в поздовжньому напрямку за допомогою опорних пластин та гнутої арматури яка одним кінцем заводиться у бетонні пробки плит а другим приварюється до верхнього поясу балки; в поперечному - за допомогою скруток між петлями плит. Жорсткість будівлі забезпечується розпірками з двотавра з ухилом полиць №20.
Зовнішні стіни виконані з газобетонних блоків (t = 150 мм) та плитного утеплювача «Плити пінополістирольні еструзійні» (t = 80 мм) які з двох сторін оштукатурюються цементно-піщаною штукатуркою (t = 15 мм) та фарбуються. Внутрішні перегородки виконані з гіпсокартонних листів t = 125 мм які кріпляться до алюмінієвих профілей t = 75 мм. Зовнішня сторона листа грунтується та фарбується внутрішня порожнина утеплюється плитним утеплювачем.
В будівлі встановлюються металопластикові трикамерні склопакети REHAU змінної висоти: в осях 1-4 35-38 – 32 м; в осях 4-10 29-35 – 26 м; в осях 10-13 26-29 – 26 м та 34 м; в осях 13-18 21-26 – 26 м; в осях 18-21 – 26 м та 34 м. В торцях будівлі розташовані вхідні деревяні двері 1500х2200 мм. Такі ж двері розміщено на вході на оглядовий майданчик другого поверху.
Скатна покрівля складається з :
Три шари рубероїду на бітумній мастиці;
Цементно-піщана стяжка 20 мм
Утеплювач плитний – теплоізоляційні базальтові плити 150 мм
Карнизи виступають за вісь на 380 мм та мають оцинкований фартук. Відведення дощової води виконується за допомогою водостічних жолобів розміщених з ухилом в сторону водоприймальних воронок покрівлі. З плити ПМ1 вода стікає завдяки уклону.
Конструкція підлоги визначається за естетичними та експлуатаційними вимогами приміщень:
Плитка керамічна на клею t = 15 мм;
Стяжка цементно-піщана t = 35 мм;
Плити з пінопласту полістирольного t = 50 мм;
Пароізоляційна плівка
Гідроізоляція обмазочна
Проектом передбачено спорудження зовнішніх металевих драбин для обслуговування покрівлі.
6 ТЕПЛОТЕХНЧНИЙ РОЗРАХУНОК
З метою економії енергоресурсів виконано теплотехнічний розрахунок зовнішніх стін відповідно до [12]
Район будівництва: м. Кривий Ріг.
нформацію про матеріали заносимо в табл.2.2:
Таблиця 2.2 - Теплотехнічні характеристики матеріалів
Коефіцієнт теплозасвоєння
Розчин цементно-піщаний
Плити пінополістирольні еструзійні
Температурна зона - . Температура внутрішнього повітря tв = 20 °С відносна вологість φв = 60 % вологісний режим приміщення нормальний . Зона вологості райну будівництва суха – 3 . Умови експлуатації огороджуючих конструкцій – Б . Нормативний температурний перепад зовнішніх стін Δ t" = 5 °С [12]. Коефіцієнт внутрішньої тепловіддачі поверхні огороджуючих конструкцій αв = 87 Втм2°С. Коефіцієнт тепловіддачі зовнішньої поверхні огороджуючої конструкції αн = 23 Втм2°С . Переріз стіни наведено на рис. 2.8.
Рисунок 2.8 Переріз стінового огородження
Згідно табл 1а змін 1 до [12] нормативний опір теплопередачі зовнішніх стін:
Згідно формули 4 [12]:
α3 = 87 Вт м2°С (табл. 4 [12] )
αв = 23 Вт м2°С ( табл 6 [12] )
де R1 R2 . Rn - термічний опір окремих шарів
λ – розрахунковий коефіцієнт теплопровідності Вт м°С;
Умова виконується отже прийнята конструкція стін задовільняє теплоізоляційним вимогам.
РОЗДЛ 3 РОЗРАХУНКОВО-КОНСТРУКТИВНИЙ
1 ПЕРЕРРКА НЕСУЧО ЗДАТНОСТ ГОЛОВНИХ БАЛОК
1.1 Збір навантажень на головні балки мосту
1.1.1 Розрахункова схема
Рисунок 3.1 Розрахункова схема для перевірки несучої здатності головних балок в SCAD
Власна вага залізобетонних конструкцій
Розраховується автоматично з урахуванням коефіцієнта включення від власної ваги:
де γn = 11 – коефіцієнт надійності з відповідальності згідно ДБН В.1.2-14-2009 для класу відповідальності СС2 та можливих наслідків при досягненні граничного стану А.
γfm = 11 – коефіцієнт надійності за матеріалом згідно табл. 5.1 [8]
Рисунок 3.2 Навантаження від власної ваги ЗБК
Власна вага металевих конструкцій
Рисунок 3.3 Навантаження від власної ваги МК
Розподілене навантаження (Тм2)
Коефіцієнт надійності
Цементно-піщаний розчин
Плити з екструдированного полістиролу при g=40 кгм3 товщиною 30 мм
Обмазочна гідроізоляція
Експлуатаційне навантаження
Граничне навантаження
Усереднений коефіцієнт надійності:
Розподілене навантаження:
Рисунок 3.4 Навантаження від власної ваги підлоги
Власна вага покриття мосту (бруківка)
Камінь мостовий (брущатка)
Рисунок 3.5 Навантаження від власної ваги мостового покриття
Ніздрюватий бетон марки за середньою густиною D500
Розподілене навантаження на елементи в осях 1-4:
Розподілене навантаження на елементи в осях 4-10:
Розподілене навантаження на елементи в осях 10-13:
Розподілене навантаження на елементи в осях 13-18:
Розподілене навантаження на елементи в осях 18-21:
Рисунок 3.6 Навантаження від власної ваги стінового заповнення
Власна вага перегородкок
Плити мінераловатні на бітумній зв’язці при g=300 кгм3 товщиной 70 мм
Лист гіпсокартоновий 125 мм
Профиль сталевий оцинкований
Рисунок 3.7 Навантаження від власної ваги перегородок
Власна вага засклення
Масу засклення приймаємо з розрахунку 25 + 10% = 275 = 000275
Рисунок 3.8 Навантаження від власної ваги віконного заповнення
Власна вага покриття
Рубероїд з пиловидною посипкою
Окраска гарячим бітумом за два рази при товщині шару 4 мм
Рубероїд покрівельний прокладочний в один шар
Рисунок 3.9 Навантаження від власної ваги покриття
Корисне навантаження на перекриття
Розрахунок виконано згідно норм проектування "ДБН B.1.2-2:2006 зі зміною №1
Для розрахунку об’єкта в цілому
в) зібрань та нарад очікування глядацькі та концертні спортивні
Коефіцієнт надійності з навантаження γf
Квазипостійне навантаження
Доля тривалості 017048 = 035
Рисунок 3.10 Корисне навантаження
Снігове навантаження
Для вісей 1-4 10-13:
Характеристичне значення снігового навантаження
Висота розміщення будівельного об’єкту над рівнем моря
Неутеплена конструкція зі збільшенням тепловиділення
Коефіцієнт надійності за граничним розрахунковим значенням γfm
Коефіцієнт надійності за експлуатаційним розрахунковим значенням γfe
Одиниці виміру : Тм2
Експлуатаційне значення
Квазипостійне значення
Доля тривалості 0130418 = 031
Для вісей 4-10 и 13-18:
Граничне розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну проекцію покриття (конструкції) обчислюється за формулою
де – коефіцієнт надійності за граничним значенням снігового навантаженням що визначається згідно з табл. 8.11 [8];
S0– характеристичне значення снігового навантаження (в Па) що визначається згідно з 8.5 [8];
С– коефіцієнт що визначається за вказівками 8.6.
де h– висота перепаду м яка відлічується від карниза верхнього покриття до покрівлі нижнього і при значенні більш як 8 м приймається при визначенні такою що дорівнює 8 м;
– довжини верхньої () і нижньої () ділянок покриття з яких переноситься сніг у зону перепаду висот м; їх слід приймати:
для покриттів без поздовжніх ліхтарів чи з поперечними ліхтарями– =L2 =L2 ;
т1 т2– частки снігу що переносяться вітром до перепаду висот; їхні значення для верхнього (т1) і нижнього (m2) покриттів слід приймати залежно від їхнього профілю: 04– для плоского покриття з склепінчастого з fL 18; 03– для плоского покриття з склепінчастого fL>l8 і покрівель з поперечними ліхтарями.
Рисунок 3.11 Схема до визначення параметрів снігового навантаження
Довжину зони підвищених сніговідкладень b слід приймати такою що дорівнює:
при але не більш як 16 м;
при але не більш ніж 5h і не більш як 16 м.
Коефіцієнти прийняті для розрахунків (показані на схемах для двох варіантів) не повинні перевищувати:
(де h– в м; S0– в кПа);
– якщо нижнє покриття є покриттям будівлі;
Рисунок 3.12 Схема параметрів
Граничне навантаження:
Експлуатаційне розрахункове значення обчислюється за формулою
де – коефіцієнт надійності за експлуатаційним значенням снігового навантаженням що визначається згідно з табл. 8.12 [8];
Коефіцієнт С визначається за формулою
де – коефіцієнт переходу від ваги снігового покриву на поверхні рунту до снігового
навантаження на покрівлю який визначається за 8.7 8.8;
Ce– коефіцієнт що враховує режим експлуатації покрівлі і визначається за 8.9 [8];
Calt– коефіцієнт географічної висоти що визначається за 8 [8]
Квазіпостійне розрахункове значення обчислюється за формулою
Для монолітної плити:
- для тротуарної частини 25м
- для торцевої частини 74м
Рисунок 3.13 Навантаження від власної ваги снігу
Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Характеристичне значення вітрового тиску
IV – міські площі на який щонайменше 15% поверхні зайняті будівлями які мають середню висоту понад 15 м
Вертикальні та ті що відклоняються від вертикальних не більш ніж на 15° поверхні
Експлуатаційне значення (Тм2)
Граничне значення (Тм2)
- для перекриттів та плити
- для перекриттів та плити
Розрахунок виконано згідно норм проетування "ДБН B.1.2-2:2006 зі зміною №1
бетонна або залізобетонна конструкція
Експлуатаційне значення (Тм)
Граничне значення (Тм)
Розподілене навантаження
Розподілене навантаження на головні балки:
Рисунок 3.14 Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
Розподілене навантаження на головні балки
Рисунок 3.15 Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
Власна вага металевих огорож:
- огорожа центральної секції другого поверху
- огорожа тротуарів мосту
Рисунок 3.16 Навантаження від власної ваги металевих огорож
Рисунок 3.17 Навантаження від власної ваги металевих сходів
1.1.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль
Розрахункові сполучення зусиль на схему при розрахунку в програмі SCAD виконані в табличному вигляді и представлені на рис. 3.18.
Рисунок 3.18 РСЗ для основної схеми
1.1.4 Періоди коливань
Періоди коливань при динамічному навантаження №15 представлені в таблиці 3.1.
Таблиця 3.1 - Періоди коливань основної схеми
1.3 Перевірка перерізу крайньої балки
В ході проведення обстеження не була встановлена марка сталі для металевих конструкцій тому призначаємо для перевірочних розрахунків марку С255.
Розрахунок виконано згідно ДБН B.2.6-163:2010
Загальні характеристики
Група конструкцій за додатком В ДБН B.2.6-163:2010 1
Коефіцієнт надійності за відповідальністю 1
Коефіцієнт умов роботи 1
Гранична гнучкість для стиснутих елементів: 180
Гранична гнучкість для розтягнутих елементів: 300
Довжина елемента 05 м
Розрахункова довжина в площині XoY 05
Розрахункова довжина в площині XoZ 05
Відстань між точками розкріплення з площини 05 м
Результати розрахунку за комбінаціями завантажень
Коефіцієнт використання
Міцність при дії згинаючого моменту My
Міцність при дії згинаючого моменту Mz
Міцність при дії поперечної сили Qy
Міцність при дії поперечної сили Qz
Міцність при сумісній дії поздовжньої сили та згинаючих моментів з урахуванням пластики
Стійкість при стиску в площині XoY (XoU)
Стійкість при стиску в площині XoZ (XoV)
Стійкість в площині дії моменту Mz при позацентровому стиску
Стійкість плоскої форми згину
Гранична гнучкість в площині XoY
Гранична гнучкість в площині XoZ
Коефіцієнт використання 0652 - Стійкість плоскої форми згину
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0652 - Стійкість плоскої форми згину
1.4 Перевірка перерізу середньої балки
Коефіцієнт використання 0446 - Стійкість плоскої форми згину
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0446 - Стійкість плоскої форми згину
Рисунок 3.19 Прогини мостової будови
Отже перевірка міцності існуючих несучих балок показала що вони володіють достатньою несучою здатністю для сприйняття навантажень від проектуємої будівлі без додаткового підсилення. Проте необхідно виконати антикорозійний захист.
2 РОЗРАХУНОК НЕЗЙОМНО ОПАЛУБКИ
2.1 Геометричні характеристики листа
В якості несучої опалубки використовуємо листовий профіль типу Н висотою 114 мм та шириною 750 мм з товщиною стінки 08 мм Н114-750-08 при максимальному прольоті рівному 1 м (див. рис. 3.18):
Рисунок 3.20 Параметри настилу Н114-750-0.8
Геометричні характеристики профілю наведено в таблиці 3.2.
Таблиця 3.2 - Геометричні характеристики профлисту Н114-750-08
Площа перерізу А см2
Довідкові величини на 1 м шиини при стиснутих широких полицях профілю
Момент інерції Ix см4
2.2 Збір навантажень на опалубку
Навантаження на опалубку на 1 п.м. перерізу при b = 025 м на стадії зведення конструкції наведено в таблиці 3.3.
Таблиця 3.3 - Навантаження на опалубку Па
Характеристичне навантаження на 1 мп Па
Коефіцієнт надійності з навантаження
Розрахункове навантаження на 1 мп Па
Навантаження від власної ваги настилу
Навантаження від маси щойноукладеної бетонної суміші
Монтажне навантаження:
при вивантаженні бетонної суміші з бадей місткістю до 08 м3
Розрахункове навантаження на 1 м.п:
-від власної ваги настилу
-від маси щойноукладеної бетонної суміші
-при вивантаженні бетонної суміші з бадей місткістю до 08 м3
Примітка. В якості навантаження при укладанні бетонної суміші прийнято навантаження від бетонування з бадді попре те що бетонування виконується бетононасосом.
Приведена товщина бетону (див. рис. 3.19):
Навантаження від щойно укладеної суміші:
Рисунок 3.21 Для визначення приведеної товщини бетону
Розрахунок згинаючих моментів:
2.3 Розрахунок прольотних та опорних перерізів
В прольоті по розтягнутій (вузькій) полиці:
по стиснутій (широкій) полиці:
n = MWx2 = 5487512 = 1071 МПа 220.
Перед розрахунком сталевого профільованого настилу на опорі перевіряємо за умовою (5) [55] стійкість стиснутої широкої полиці;
n=MsupWx2 ≤ 343·104(tbi)2
де bi = 126 - 2r = 126 - 2·1 = 106 см (див. рис. 3.20).
Рисунок 3.22 Для визначення ширини плоских ділянок стиснутих полиць
n = 5487512 ≤ 343·104(008106)2
Визначаємо міцність настилу по поперечній силі з умови (3) [55]:
На ширини 1 м поперечна сила сприймається 8 стінками сталевого профільованого настилу:
Σt = 8·08 = 64 мм hn = 114 мм
Rns=140 МПа (розрахунковий опір СПН зрізу). Поперечная сила Q = .
Таким чином міцність настилу:
QΣthn = 27435(64·114) = 602 МПа 140 МПа
Отже переріз в стадії зведення володіє достатньою несучою здатністю.
Визначаємо найбільший прогин профільованого настилу в стадії зведення по формулі (6) п. 4.7 [55]:
Тоді прогин настилу на стадії зведення буде становити:
fn=00088[(312·1004)(21·106·3079)]+02 = 0204 1200i=05 см
Отже жорсткість СПН на стадії зведення забезпечена.
3 РОЗРАХУНОК МОНОЛТНО ПЛИТИ
Монолітне перекриття у незйомній опалубці з профлисту для розрахунку приводимо до виду таврової балки з полицею в стиснутій зоні ширина якої дорівнює кроку гофр див рис. 3.21. Балка розраховується як багатопрольотна вільнолежача на опорах.
Рисунок 3.23 Розрахунковий переріз таврової балки
3.1 Розрахункова схема
Для розрахунку обираємо найбільш завантажену частину будівлі в осях 18-21 та найбільш завантажену умовно виділену таврову балку що лежить на осі А. Навантаження прикладаються ті ж як і при перевірці міцності головних балок мосту (див. розділ 3.1).
Рисунок 3.24 Розрахункова схема для визначення навантажень на таврову балку
Рисунок 3.25 Навантаження від власної ваги ЗБК
Рисунок 3.26 Навантаження від власної ваги МК
Рисунок 3.27 Навантаження від власної ваги підлоги
Рисунок 3.28 Навантаження від власної ваги стінового заповнення
Рисунок 3.29 Навантаження від власної ваги засклення
Рисунок 3.30 Навантаження від власної ваги покриття
Рисунок 3.31 Корисне навантаження на перекриття
Рисунок 3.32 Навантаження від снігу
Рисунок 3.33 Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Рисунок 3.34 Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
3.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль
Розрахункові сполучення зусиль на схему при розрахунку в програмі SCAD виконані в табличному вигляді и представлені на рис. 3.35.
Рисунок 3.35 РСЗ для розрахунку таврової балки
3.4 Армування монолітного перекриття
За допомогою програми SCAD були отримані епюри необхідного армування найзавантаженішої таврової балки (вісь А):
-площі нижньої арматури см2 (рис. 3.33):
Рисунок 3.36 Необхідні площі нижньої арматури в розрахунковій тавровій балці
Приймаємо 118 А400С з As = 2545 см2.
-площі верхньої арматури см2 (див. рис. 3.34):
Рисунок 3.37 Необхідні площі верхньої арматури в розрахунковій тавровій балці
Приймаємо 216 А400С з As = 402 см2.
- площі поперечної арматури см2 (рис. 3.35):
Рисунок 3.38 Необхідні площі поперечної арматури в розрахунковій тавровій балці
Приймаємо 8 А240С з As = 201 см2 які встановлюються з кроком 250 мм.
Отже арматурний каркас буде мати вигляд (див. рис. 3.36):
Рисунок 3.39 Переріз каркасу Кр1 для армування монолітного перекриття
3.5 Розрахунок на продавлювання
(згідно СП 52-101-2003)
Рисунок 3.40 Розрахунок на продавлювання
4 РОЗРАХУНОК КРОНШТЕЙНВ ТРОТУАРВ
По обидві сторони моста передбачено пішоходні тротуари шириною 2 метри. х конструкція являє собою 2 з'єднані між собою парні кутики які закріплюються на ребрах головних крайніх балок. у точці з'єднання кутиків встановлюється швелер №30 в якості упору для монолітної плити та місця приварювання огорожі.
4.1 Розрахункова схема
Розрахункова схема для розрахунку конструкцій кріплення пішоходного тротуару до головних балок представлена на рис. 3.38:
Рисунок 3.41 Розрахункова схема до розрахунку кронштейну
Рисунок 3.42 Власна вага МК
Рисунок 3.43 Власна вага ЗБК
Власна вага бічної балки (швелер №30)
Рисунок 3.44 Власна вага бічної балки
Власна вага металевої огорожі мосту
Рисунок 3.45 Власна вага металевої огорожі мосту
Власна вага покриття тротуару (бруківка на цементно-піщаному розчині)
Рисунок 3.46 Власна вага покриття тротуару
Корисне навантаження на тротуар (приймаємо рівним корисному навантаженню на перекриття)
Рисунок 3.47 Корисне навантаження на тротуар
Снігове навантаження
Рисунок 3.48 Снігове навантаження на тротуар
Вітрове навантаження
Рисунок 3.49 Вітрове навантаження (підвітряна сторона)
4.3 Таблиця сполучень навантажень
Розрахункові сполучення зусиль на схему при розрахунку в програмі SCAD виконані в табличному вигляді и представлені на рис. 3.50.
Рисунок 3.50 РСЗ для розрахунку кріплень тротуарів
4.4 Розрахункові сполучення навантажень
Розраховані сполучення навантажень для кронштейну представлені в табл. 3.4. Подібні комбінації не було представлено при розрахунку основної схеми через дуже велику кількість елементів для розрахунку.
Таблиця 3.4 - Розрахункові сполучення навантажень для розрахунку кронштейну
Новые РСУ" с автоматическим выбором коэффициентов
Единицы измерений: Т м.
Список узловэлементов: все
L1+L2+L3+L4+0.9*L5+L6+0.9*L7+0.9*L8
L1+L2+L3+L4+0.9*L5+L6+0.9*L7
4.5 Перевірка несучої здатності елементів кронштейну
Горизонтальний елемент
Профіль: Кутик рівнополичний за ГОСТ 8509-93 L80x12
Довжина елемента 2 м
Відстань між точками розкріплення з площини 2 м
Міцність при спільній дії поперечної сили та згинаючих моментів з урахуванням пластики
Коефіцієнт використання 0836 - Міцність при дії згинаючого моменту My
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0836 - Міцність при дії згинаючого моменту My
Довжина елемента 252 м
Відстань між точками розкріплення з площини 252 м
Стійкість при стиску в площині XoZ (XoV)
Стійкість при плоскій дії моменту My при позацентровому стиску
Коефіцієнт використання 0292 - Гранична гнучкість в площині XoZ Коэффициент испльзования за пакетом комбінацій 0292 - Гранична гнучкість в площині XoZ
Отже приймаємо кутик рівнополичний 80х12 в якості несучих конструкцій тротуару реконструйованого мосту (див. рис. 3.51). Великий коефіцієнт запасу виник внаслідок товщини існуючих ребер жорсткості головних балок (20 мм) при конструктивній вимозі що зазор між кутиками (товщина сухаря) повинна бути не менше 2t t = товщина кутика.
Рисунок 3.51 Кронштейн КТ1
5 ПЕРЕВРКА НЕСУЧО ЗДАТНОСТ ЕЛЕМЕНТВ КАРКАСУ
Для перевірка використовуємо елементи найзавантаженішої частини споруди (осі 18-21). Розрахункові сполучення зусиль отримані при розрахунку несучої здатності головних балок (див. розділ 3.1).
5.1 Перевірка несучої здатності балки Б7
Профіль: Двотавp нормальний (Б) за ГОСТ 26020-83 30Б1
Довжина елемента 162 м
Відстань між точками розкріплення з площини 162 м
Стійкість при стиску в площині XoZ (XoV) )
пп. 1.6.2.9 1.6.2.10
пп.1.6.2.41.6.2.51.6.2.8
Коефіцієнт використання 0148 - Гранична гнучкість в площині XoZ
Коефіцієнт використання за пакетом навантажень 0148 - Гранична гнучкість в площині XoZ
Приймаємо в якості ригеля двотавр нормальний 30Б1 з великим запасом міцності виходячи з конструктивної вимоги обпирання залізобетонної плити перекриття на металеві балки більше 80 мм.
5.2 Перевірка несучої здатності колони К6
Профіль: Тpуби електрозварні прямошовні за ГОСТ 10704-91 377x4
Довжина елементу 33 м
Розрахункова довжина в площині XoY 07
Розрахункова довжина в площині XoZ 07
Відстань між точками розкріплення з площини 33 м
Міцність при сумісній дії поперечної сили та згинаючих моментів без урахування пластики
Стійкість при стиску зі згином в обох площинах
Коефіцієнт використання 0587 - Міцність при сумісній дії поперечної сили та згинаючих моментів без урахування пластики
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0597 - Міцність при сумісній дії поперечної сили та згинаючих моментів без урахування пластики
6.3 Перевірка несучої здатності зв’язків ЗВ1
Профіль: Труби електрозварні прямошовні за ГОСТ 10704-91 70x3
Довжина елементу 386 м
Відстань між точками розкріплення з площини 193 м
Коеффіцієнт використання
Коеффіцієнт використання 0838 - Стійкість при стиску зі згином в обох площинах
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0838 - Стійкість при стиску зі згином в обох площинах
7 ПРОЕКТУВАННЯ ЗАКЛАДНИХ ДЕТАЛЕЙ ТА ВУЗЛВ ОПИРАННЯ ЕЛЕМЕНТВ КАРКАСУ
7.1 Сполучення колони К6 з плитою ПМ1
Коефіцієнт надійності за відповідальністю γn = 11
Бетон важкий класу B2835
Зварны з’єднання за допомогою ручного електрозварювання електродом марки Е-42
7x4 (Тpуби електрозварні прямошовні по ГОСТ 10704-91)
Болти анкерні діаметра 12 зі сталі Ст3кп2
п.1.12.1.16 (1.12.2) (1.12.3)
Міцність кріплення колони до опорної плити
Коефіцієнт використання 0786 – Міцність кріплення колони до опорної плити
Закладні деталі плити ПМ1
Розрахунок виконано згідно СНиП 2.03.01-84* (з урахуванням змін на території України)
Коефіцієнт надійності за відповідальністю γn = 1
Закладна деталь при бетонуванні на верхній поверхні елемента
Число рядів анкерів уздовж X - 4
Число анкерів в ряді - 3
Розрахунковий опір сталі з якої виготовлена пластина Ry= 24464832 Тм2
Умови твердіння: Природні
Коефіцієнти умов роботи бетону
Урахування навантажень тривалої дії γb2 09
Результуючий коефіцієнт без γb2 1
Результати розрахунку за комбінаціями навантажень
Міцність найбільш напруженого анкерного болта
Коефіцієнт використання 088 - Міцність найбільш напруженого анкерного болта
7.2 Сполучення балки Б7 з колоною К6
Коефіцієнт надійності за відповідальністю
Коефіцієнт умов роботи
Коефіцієнт умов роботи з’єднувальних елементів
Розрахунковий опір болтів зрізу Rbs
Розрахунковий опір зім’яттю болтових елементів Rbp
Кріплення на односторонній накладці
Діаметр болтів 20 мм
Діаметр отворів 22 мм
Переріз – повний каталог профілей ГОСТ.. Двотавp нормальний (Б) за ГОСТ 26020-83 30Б1
Міцність послабленого перерізу накладки
Міцність послабленого перерізу балки
Коефіцієнт використання 073 – зріз болтів
8 ПРОЕКТУВАННЯ БАГАТОПОРОЖНИННО ПЛИТИ
8.1 Розрахунок плити за граничними станами першої групи
8.1.1 Призначення розмірів плити
Рисунок 3.52 Переріз плити
Розраховуємо рядову плиту ПК1 (1500х6100)
LК = LН – 20 = 6100 - 20 = 6080 мм
ВК = ВН – 2 = 1500 - 10 = 1490 мм
Висота перерізу багатопорожнинної попередньонапружуваної плити h =22 см;
-робоча висота перерізу h0 = h - a = 22 – 3 = 19 см;
-товщина верхньої та нижньої полиць;
-ширина ребер: середніх 40см крайніх- 53см.
-в розрахунках за граничними станами першої групи розрахункова товщина стиснутої полиці таврового перерізу
Відношення тому в розрахунок вводиться вся ширина полиці .
-розрахункова ширина ребра:
Рисунок 3.53 Геометричні розміри плити
8.1.2 Розрахунковий проліт плити
Визначаємо розрахункову довжину плити з виразу:
де: номінальна довжина плити яка дорівнює відстані між осями проліту;
Визначаємо конструктивну довжину плити:
( рис.3.50 та 3.51).
Рисунок 3.54 Консруктивна схема обпирання плити
8.1.3 Розрахункова схема
Рисунок 3.55 Схема завантаження плити
8.1.4 Характеристики матеріалів (міцності бетона та арматури)
Порожнинну попередньо напряжену плиту армуруємо стрижневою арматурою класса А800 з электричним натяжінням на упори форми. До тріщіностійкості плити пред’являють вимоги третьої категорії. Виріб піддають тепловій обробці при атмосферному тиску.
Бетон важкий класу С2025 який відповідає напружуваній арматурі А800 [34]. Згідно додатку 1-4 [34] призмова міцність бетону: нормативна Rbn = Rbser = 185 МПа розрахункова Rb = 145 МПа; коефіцієнт умов работи бетону . Нормативний опір при розтягу Rbtn = Rbtser = 16 МПа; розрахунковий Rbp встановлюється так щоб при обтиску співвідношення напружень становило . Eb = 27000 МПа.
Арматура поздовжніх ребер класу А800 нормативний опір Rsn = 785 МПа розрахунковий опір Rs = 680 МПа; модуль пружності Es = 190000 МПа (табл. 1 дод. 5[34]). Попереднє напруження арматури приймаємо рівним .
Перевіряємо виконання умови 2.22[34]
l – довжина натягуваного стрижня приймаємо як відстань між зовнішніми гранями упорів 65 м.
Визначаємо граничні відхилення попереднього натяжіння по формулі 2.25[34]
де np = 6 число арматурних стрижней.
Коефіцієнт точності натяжіння при сприятливому впливі попереднього натяжіння по формулі 2.24 [34] . При перевірці за утворенням тріщин у верхній частині плити при обтиску приймаємо .
Попереднє напруження з урахуванням точності натяжіння:
8.1.5 Збір навантажень на плиту
Підрахунок навантажень на 1м2 перекриття наведено в табл. 3.5.
Визначаємо розрахункове навантаження на 1 м довжини при ширині плити з урахуванням коефіцієнта надійності з призначення будівлі
Таблиця 3.5 - Характеристичне навантаження на 1м довжини плити Па
Розрахункове навантаження
Власна вага порожнинної плити
те ж шару цементного розчину()
те ж керамічної плитки
те ж плит з еструдованного полістиролу
Постійне (3668 Па) квазипостійне тимчасове (1700 Па)
В тому числі квазипостійне
Розрахункове навантаження на 1м довжини
8.1.6 Зусилля від характеристичних та розрахункових навантажень
Від розрахункового навантаження:
Від характеристичного повного навантаження:
Від характеристичного постійного та квазипостійного:
8.1.7 Розрахунок міцності плити по перерізу нормальному до поздовжньої осі
Переріз тавровий з полицею в стиснутій зоні. Визначаємо:
З таблиці III.1[4] знаходимо =0085; =095.
Визначаємо характеристику стиснутої зони за формулою:
= 085-0008b2Rb = 085-000814509 = 075
Визначаємо граничну висоту стиснутої зони за формулою:
де SR = Rs = 680 + 400 – 588 = 492 МПа;
в знаменнику формули принято 500 МПа оскільки b21.
Коефіцієнт умов роботи який враховує опір арматури що натягається вище умовної межі текучості згідно формули:
s6 = R - 1) = 115-(115 - 1)(20085057 - 1) = 1255 >
де: =115 - для арматури класу А-V (А800); приймаємо s6 = = 115.
Визначаємо площу розтягненної арматури:
Приймаємо 4 стрижня 12 мм з Аs= 452 см2.
Рис. 3.56 Розміщення напружуваної арматури в плиті ПК1
8.1.8 Розрахунок міцності плити по перерізу похилому до поздовжньої осі
Поперечна сила від повного навантаження Q = 4771 кН. Розрахунок попередньо напружених елементів по стиснутій бетонній полосі між похилимии перерізами виконують з умови:
де – коефіцієнт який приймають рівним 03;
b – ширина ребра b = 4583 см.
Розрахунок попередньо напружених елементів по стиснутій бетонній полосі між похилимии перерізами виконують з умови:
де - поперечна сила в похилому перерізі;
– поперечна сила що сприймається бетоном в похилому перерізі;
- поперечна сила що сприймається поперечною арматурою в похилому перерізі.
– коефіцієнт який приймають рівним 15.
Отже поперечна арматура (хомути) необхідна з розрахунку для сприйняття зусиль.
Зусилля в поперечній арматурі на одиницю довжини дорівнює:
Призначаючи крок хомутів отримуємо:
Приймаємо на приопорних ділянках плити по чотири каркаси з поперечной робочої арматурою (хомутами) які розміщують з кроком . У нашому випадку 43 А240С .
8.2 Розрахунок багатопорожнинної плити за граничними станами другої групи
8.2.1 Геометричні характеристики приведеного перерізу
Коловий обрис пустот заміняють еквівалентним квадратним зі стороною:
с = 09·d = 09·159 = 1431 см
Товщина полиць еквівалентного перерізу:
Ширина ребра 146-7·1431 = 4583 см.
Ширина пустот 146-4583 = 10017 см.
Определяем геометрические характеристики приведенного сечения:
Площа перерізу бетону:
Площа приведеного перерізу:
Статичний момент приведеного перерізу відносно нижньої грані:
Віддалення ЦТ перерізу від нижньої грані:
Момент інерції приведеного перерізу відносно його ЦТ:
Момент опору приведеного перерізу по нижній грані:
Те ж по верхній грані:
Відстань від ядрової точки яка найбільш віддалена від розтягнутої зони (верхньої) до ЦТ:
Упругопластичний момент опору по розтягнутій зоні згідно формули:
8.2.2 Втрати попереднього напруження арматури
Коефіцієнт точності натяжения арматуры p = 1. Втрати від релаксації напруг в арматурі при електротермічному способі натяжіння:
sp = 003588 = 1764 МПа
Втрати від температурного перепаду між натягнутої арматурою та упорами 2=0 так як при пропаруванні форма з упорами нагрівається разом з виробом.
P1 = As(sp - 1) = 452(588 - 1764)(100) = 257803 H
Ексцентриситет цього зусилля відносно центру ваги приведеного перерізу:
eop = y0 - d = 11-3 = 8 см
Напруження в бетоні при обтиску:
Встановлюємо величину передаточної міцності бетону з умови: bpRbp 075
Rbp = 361075 = 481 05B25 = 125 МПа
Приймаємо Rbp = 125 МПа. Тоді відношення bpRbp = 361125 = 029.
Визначаємо стискуюче напруження в бетоні на рівні ЦТ напружуваної арматури від зусилля обтиску Р1 (без врахування згинаючого моменту від ваги плити):
Втрати від швидко натікаючої повзучості при bpRbp = 302125 = 0242 при 03:
= 40bpRbp = 4003 = 12 МПа
Перші втрати: los1 = = 1764 + 12 = 2964 МПа
З урахуванням втрат :
Р1 = Аs(sp - los1) = 452(588-2964)(100) = 252379 H
bpRbp = 296125 = 0236
Втрати від усадки бетону 8 = 35 МПа.
Втрати від повзучості бетону 9 = 150bpRbp = 1500.850236 = 3015 МПа
де = 085 при тепловій обробці та атмосферному тиску.
Другі втрати: los2 = = 35 + 3015 = 6515 МПа
Повні втрати: los = los1 + los2 = 2964 + 6515 = 9479 МПа 100 МПа – менше мінімального значення отже приймаємо los = 100 МПа
Зусилля обтиску з урахуванням повних втрат:
Р2 = Аs(sp-los) = 452(588-100)(100) = 2206 кН
8.2.3 Розрахунок з утворення тріщин нормальних до поздовжньої осі
Розрахунок проводиться для виявлення необхідності перевірки з розкриття тріщин.
Коефіцієнт надійності з навантаження f = 1; М = 4822 кНм.
Визначаємо момент утворення тріщин наближеним способом ядрових моментів:
Mcrc = RbtserWpl + Mrp = 1614330(100) + 2495376 = 4788176 Нсм = 4788 кНм
де Mrp – ядровий момент зусилля обтиску при sp = 0.9:
Mrp = spP2(eop + r) = 09220576(8 + 545) = 2495376 Hсм
Оскільки М = 4822 > Mcrc = 4788 кНм – тріщини в розтягнутій зоні утворюються. Отже необхідно провести розрахунок з розкриття тріщин.
Перевіримо чи утворюються початкові тріщини в верхній зоні плити при її обтиску при значенні коефіцієнта точності натяжіння sp=11 (момент від ваги плити не враховується). Розрахункова умова:
spP1(eop - rinf) – M RbtpW’pl
spP1(eop - rinf) = 11257803(8 - 545) =12959757 Hсм
RbtpW’pl = 114330(100) = 1433000 Hсм
959757 Hсм 1433000 Hсм
де Rbtp = 1 МПа – опір бетону розтягу який відповідає передаточній міцності Rbp = 125 МПа.
Умова виконується початкові тріщини не утворюються.
8.2.4 Розрахунок з розкриття тріщин нормальних до поздовжньої осі
Гранична ширина розкриття тріщин:
Згинаючі моменти від нормативних навантажень:
-постійного та квазипостійного – М = 3363 кНм;
-повного М = 4822 кНм.
Приріст напружень в розтягнутій арматурі від дії постійних та квазипостійних навантажень визначається по формулі:
де - плече внутрішньої пари сил;
- зусилля обтиску Р що прикладене в ЦТ площі нижньої напружуваної арматури;
- момент опору перерізу по розтягнутій арматурі.
Приріст напружень в арматурі від дії повного навантаження:
Ширина розкриття тріщин від нетривалої дії повного навантаження:
- діаметр поздовжньої арматури;
Ширина розкриття тріщин от нетривалої дії постійного та квазипостійного навантажень:
Ширина розкриття тріщин від тривалої дії постійного та квазипостійного навантажень:
Нетривала ширина розкриття тріщин:
Тривала ширина розкриття тріщин:
8.2.5 Розрахунок прогину плити
Прогин розраховується від нормативного значення постійного та квазипостійного навантажень граничний прогин f = l0200 = 593200 = 2965 см.
Визначаємо параметри необхідні для визначення прогину плити с урахуванням тріщин у розтягнутій зоні.
-згинаючий момент М = 3363 кНм;
-сумарна поздовжня сила дорівнює зусиллю попереднього натяжіння з урахуванням всіх втрат і при sp=1; Ntot = P2 = 22057 кН;
-ексцентрисистет: estot = MNtot = 3363000220576 = 1524 см;
-l = 08- коефіцієнт при тривалій дії навантаження.
Коефіцієнт що характеризує нерівномірність деформацій розтягнутої арматури на ділянці між тріщинами:
Визначаємо кривизну осі при згині:
де b = 0.9; b = 0.15 - при тривалій дії навантажень.
Отже прогин плити становить:
8.2.6 Розрахунок монтажних петель
Плита має 4 монтажні петлі зі сталі А240С. Встановлюються вони у поздовжніх ребрах на відстані 08 м від торця панелі. На такій же відстані l0 = 08 м укладають подкладки при перевезені. З урахуванням коефіцієнту дінамічності розраховуємо навантаження від власної ваги плити:
Від’ємний згинальний момент консольної частини панелі:
Цей момент сприймається продольною монтажною арматурою каркасів – 43А240С. При потрібна площа перерізу вказаної арматури:
що менше прийнятої конструктивно 43А240С .
Розрахунок підйомних петель. При підйомі панелі вага її може бути передана на 2 петлі тоді зусилля на одну петлю:
Площа перерізу арматури петлі:
Конструктивно приймаємо стержні діаметром 8 мм А240С з
ОСНОВИ ТА ФУНДАМЕНТИ
В якості фундаментів використовуються існуючі залізобетонні «бики». Проектна та виконавча документація не збереглись. Обстеження виявило що захисний шар бетону в багатьох місцях зруйнований (особливо в зоні змінного рівня води). Подекуди зустрічаються каверни та тріщини в швах бетонування. Реально оцінити несучу здатність опор в ході виконання дипломної роботи при наявних вихідних даних неможливо через відсутність інформації про характеристики бетону та арматури геологічні умови ділянки відмітку залягання фундаменту армування тощо.
Для дипломного проекту прийнято що несуча здатність існуючих опор від проектуємого об’єкту забезпечена проте рекомендується виконати відновлення захисного шару бетону за рахунок використання торкрет-бетону. В місцях де арматура повністю зруйнована виконати приварку нової арматури до існуючої. На підферменниках створити зливні призми.
Загальний вигляд опор та їх розміщення в плані роказано на листі 5 графічної частини.
ТЕХНОЛОГЯ ТА ОРГАНЗАЦЯ БУДВНИЦТВА
Використовуючи ресурсні елементні кошторисні норми на будівельні роботи та збірники розробляємо відомсть обсягів робіт таблиця 5.1.
1 ТЕХНОЛОГЧНА КАРТА НА БЕТОНУВАННЯ МОНОЛТНО ПЛИТИ ТА МОНТАЖ КОНСТРУКЦЙ КАРКАСУ
Для розробки техкарти на бетонування та монтаж та побудови календарного плану в цілому попередньо складаємо відомість обсягів робіт яку наведено у таблиці 5.1.
В пояснювальній записці до техкарти (лист 10 графічної частини) наведено всі необхідні розрахунки та опис прийнятих організаційно-технологічних рішень які не дублюють інформацію з графічної частини.
В записці наявні такі розділи:
Вступ (стислий опис вихідних даних);
Визначення обсягів робіт;
Вибір способів виконання робіт та комплекту механізації;
Розрахунок техніко-економічних показників;
Опис виконання робіт (опис прийнятих рішень з аналізом їх недоліків та переваг);
Калькуляція трудових затрат та заробітньої платні;
Розробка заходів з охорони праці;
Розрахунок техніко-економічних показників проекту.
Таблиця 5.2 - Калькуляція трудових та грошових витрат
Зруйнування асфальто-дорожнього покриття
Демонтаж ЗБ плит дорожнього покриття 6х15х03
Демонтаж металевих навісних пішоходних площадок
Антикорозійна обробка існуючих металоконструкцій мосту
Відновлення захисного шару бетону ЗБ опор торкретуванням
Обшивка металевими листами 8 мм ЗБ опор
Продовження таблиці 5.2
Монтаж навісних металевих пішоходних площадок
Монтаж незйомної опалубки (профлист Н114-750-0.8)
Встановлення арматури окремими стержнями з в’язанням вузлів ( 8121618)
Встановлення закладних деталей
Подача бетонної суміші до місця укладання (20 м3ч)
Укладка бетонної суміші з частковим перекидуванням
Догляд за бетоном (укриття матами)
Догляд за бетоном (поливка водою)
Догляд за бетоном (зняття матів)
Монтаж металевих колон
Монтаж металевих ригелів
Монтаж вертикальних зв'язків
Монтаж сходових маршів та площадок
Монтаж порожнинних плит перекриття
Монтаж порожнинних плит покриття
Підбір монтажних кранів по технічним характеристикам
Для демонтажу існуючого дорожнього покриття мосту та монтажу елементів каркасу будівлі необхідно визначитися з монтажним механізмом. Виходячи з умов проведення робіт перевага надається автокранам на колісному ходу як більш легким мобільним та економічним. х потрібно підбирати за монтажними параметрами конструкцій що монтують та демонтують. В якості цих конструкцій для розрахунку приймаємо ЗБ багатопорожнинні плити проектуємої будівлі та флагшток.
До основних монтажних параметрів самохідних стрілових кранів відносять: потрібну висоту підіймання гака монтажу тої чи іншої конструкції Нм потрібну монтажну вагу Q потрібну довжину стріли крана L.
Розрахунок потрібної висоти підіймання гаку
Потрібну монтажну висоту підіймання гака крану для будь-якої конструкції що монтують визначають за формулою:
HM – висота від рівня розміщення монтажного крану до відмітки опори на яку встановлюється елемент;
hз – підвищення нижнього торця вертикального елемента над рівнем опори перед опусканням його на місце (07-10м);
hе - висота елементу що монтують приймають за даними специфікації збірних залізобетонних елементів;
hс - конструктивна висота вантажозахватних пристроїв (стропів зачепів траверс).
Згідно [51] приймаємо для стропування плит чотирьохгілковий строп марки 4072 з наступними характеристиками: Q = 3 т m = 0033 т h = 12-3 м. Отже:
Розрахунок потрібної вантажопідйомності крану
Потрібну вантажопідйомність крану визначають з формули:
Q = q1 + q 2 + q 3+ q 4
де q1 q2 q3 q4c - вага відповідно елементу що монтують стропів та захватних пристосувань монтажних пристосувань (розчалок підмостків кондукторів та ін.).
Розрахунок потрібної довжини стріли та вильоту гака крану
Довжина стріли визначається по конструкції яка вимагає найбільшої висоти підіймання крюка. Приймаємо оптимальний кут нахилу стріли к горизонту: .
Розраховуємо довжину стріли для вертикальних елементів:
Визначимо виліт крюка:
hш – відстань по вертикалі від рівня стоянки крана (РСК) до нижнього шарніра стріли крана (для більшості кранів знаходиться у діапазоні 1 2 м за першим наближенням можна прийняти 15 м з наступним уточненням за довідниками;
hос – відстань від основи крана до осі п’яти стріли (10-15м);
hп – довжина поліспаста крана (15-20м);
α – найбільший кут підіймання стріли.
Занесемо отримані дані до таблиці 5.3.
Таблиця 5.3 - Необхідні вантажо-висотні характеристики крану
За довідником [51] згідно отриманих даних підбираємо автокран МКА-16 з довжиною стріли 23 м монтажні характеристики якого представлено на рис. 5.1.
Рисунок 5.1 Вантажо-висотні характеристики автокрану МКА-16
Підбір комплекту механізації для бетонних робіт
Зважаючи на відносно невеликий об’єм робіт та велику довжину бетонуємого об’єкту приймаємо в якості ведуючої машини автобетононасос СБ-170 з характеристиками наведеними в таблиці 5.4:
Таблиця 5.4 - Характеристики автобетононасосу СБ-170
Найбільша подача бетонної суміші на виході з розподільного пристрою м3год
Найбільший тиск нагнітання бетонної суміші МПа
Тип нагнітаючого вузла
Кількість секцій стріли
Найбільша висота подачі бетонної суміші зі стріли м
Найбільша відстань подачі бетонної суміші зі стріли м
Найбільша глибина подачі бетонної суміші зі стріли м
Розміри машини в транспортному положенні м:
Маса автобетононасосу в транспортному положенні т
Висота завантаження м
Транспортування бетонної суміші до місця укладання виконується автобетонозмішувачем СБ-92 з характеристиками які представлено в таблиці 5.5.
Таблиця 5.5 - Характеристики автобетонозмішувача СБ-92
Геометричний об’єм змішуючого барабану м3
мність змішуючого барабану за виходу готової бетонної суміші м3(при об’емній масі суміші тм3)
Корисна вантажопід’ємність за бетонною сумішю т
Час перемішування хв
Темп вивантаження м3хв
Продовження таблиці 5.4
Маса завантаженого бетоном автобетонозмішувача т
Розмері машини в транспортному положенні м:
Технологічний розрахунок для побудування календарного графіка виконання робіт виконано в таблиці 5.6. Детально графічна частина техкарти зображена на аркуші 10 графічної частини. На цьому ж листі наведено дані про контроль якості робіт та заходи з операційного контролю. Заходи з охорони праці розреблено в розділі 8 даної записки.
Таблиця 5.6 - Технологічний розрахунок
Найменування робіт та комплекс робіт
Трудомісткість на весь обсяг
Зруйнування асфальтово-дорожнього покриття
Демонтаж конструкцій мосту:
- металевих площадок
Антикорозійна обробка та відновлення мостових конструкцій
Продовження таблиці 5.6
Монтаж МК мосту з встановленням опалубки:
Бетонування монолітної плити
Догляд за бетоном (поливка водою та укривання матами)
Монтаж елементів каркасу будівлі
2 РОЗРАХУНОК КАЛЕНДАРНОГО ГРАФКА ВИКОНАННЯ РОБТ
Для визначення повної тривалості виконання робітз реконструкції виконуємо технологічний розрахунок для робіт з будівництва будівлі історико-етнічного центру який представлено в таблиці 5.7.
Таблиця 5.7 - Технологічний розрахунок
Влаштування пароізоляції в один шар
Влаштування утеплювача плитного
Улаштування цементно-піщаної стяжки
Наклеювання тришарового рулонного килиму
Оздоблення карнизів покрівельною сталлю
Продовження таблиці 5.7
Мурування стін з газобетонних блоків
Утеплення стін плитним утеплювачем (полістирольними плитами)
Монтаж перегородок гіпсокартонних на металевому каркасі з утепленням мінеральною ватою
Встановлення металопластикових віконних та дверних блоків
Монтаж підвісної стелі типу "Армстронг
Поліпшене оштукатурювання внутрішніх поверхонь стін та перегородок
Фарбування водними розчинами внутрішніх поверхонь стін та перегородок
Поліпшене оштукатурювання зовнішніх поверхонь стін
Фарбування водними розчинами зовнішніх поверхонь стін
Улаштування гідроізоляції обмазувальної бітумною мастикою в один шар
Улаштування утеплювача плитного (плити мінераловатні)
Улаштування цементно-піщаної стяжки 35 мм
Улаштування покриття з керамічних плиток
Електротехнічні роботи
Благоустрій території
2.1 Розрахунок ТЕП календарного графіка
Коефіцієнт суміщення робіт Кс характеризує величину суміщення робіт які включені у потік це значення визначають різницею між одиницею і відношенням тривалості потоку до суми тривалості усіх робіт. ;
Коефіцієнт змінності: Кзм = Тзм Тдн. Загальна кількість змін:
Загальна кількість днів: Тдн= 905 дн
Коефіцієнт нерівномірності руху робочих:
Загальна кількість робітників по кожній роботі:
Середня чисельність робітників:
Коефіцієнт нерівномірності руху робітників:
3 РОЗРОБКА БУДГЕНПЛАНУ
3.1. Розрахунок потреби в тимчасових адміністративних і санітрано-побутових будівель
Проектування тимчасових будівель виконуємо в такій послідовності:
- визначаємо кількість робітників і службовців;
- складаємо перелік тимчасових будівель що мають бути розміщені на майданчику.
До складу працюючих входять робітники інженерно-технічні робітники службовці і молодший обслуговуючий персонал.
В залежності від джерела фінансування тимчасові будівлі бувають титульні (на обліку у Замовника) та не титульні (на балансі БМО). По функціональному призначенню: виробничі громадські складські службові санітарно-побутові; по конструктивним особливостям діляться на: інвентарні та неінвентарні. В свою чергу інвентарні поділяють на : збірно-розбірні контейнерні пересувні споруди з легких оболонок.
Визначення кількості робітників.
Максимальна кількість робочих 65 чоловік (з графіку руху робочих).
Загальна чисельність працюючих на будові робітників.
Число ТП та службовців 77 – 65 = 12 робітників.
В першу зміну працює робітників.
ТП та службовців робітників.
Усього в першу зміну працює 46 + 10 = 56 робітників. З них жінок робітників; чоловіків робітників.
Визначаємо номенклатуру адміністративних і санітарно-побутових приміщень і заносимо їх до розрахункової таблиці 5.8.
Таблиця 5.8 - Розрахунок тимчасових приміщень
Найменування і призначення приміщень
Кількість робітників
Норма площі на одного робітника
Розрахункова площа м2
Розміри в плані по УТС м
Адміністративні приміщення
Санітарно-побутові приміщення
Душова з преддушовою м2люд
Поєднується з гардеробною
Приміщення для просушки спецодягу м2люд
Приміщення для відпочинку робітників м2люд
Пункт охорони здоровя м2
Приміщення для особистої гігієни жінок м2
3.2 Розрахунок тимчасових складів
Розрахунок тимчасових складів наведено в таблиці 5.9.
Примітка. Враховуючи велику потребу в ресурсах: листи гіпсокартонні та плити "Армстонг" та велику розрахункову площу їх зберігання фактичну площу складу приймаємо в 2 рази менше розрахункової. Решта матеріалів буде зберігатися власне в будівлі що будується.
3.3 Розрахунок тимчасового водопостачання
Табл. 5.10 - Характеристика потреб води
Строки споживання дні
Автомобіль бортовий МАЗ 6303
Автобетононасос СБ-92
Автобетонозмішувач СБ-170
Технологічні потреби:
Поливання бетону і опалубки
Влаштування рулонної покрівлі
Оздоблювальні роботи
Санітарно-побутові потреби:
Господарчо-питьові за відсутності каналізації
Визначимо необхідність води по споживачам.
Розрахуємо секунду витрати води на виробничо-технічні потреби які визначають за формулою:
де S – кількість одиниць транспорту; об’єм будівельних робіт в зміну;
A – питома витрата води на виробничі потреби;
K14 – коефіцієнт часової нерівномірності споживання води;
n1 – тривалість роботи до якої віднесена витрата води.
-для автомобілів бортових
-для автобетононасоса та автобетонозмішувача
-для поливання бетону та опалубки
-для улаштування рулонної покрівлі
-для оздоблювальних робіт
Розрахункові секундні витрати води на господарсько-питні потреби: Приймаємо по найбільш завантаженому дню роботи:
Розрахункові секундні витрати води на душові установки:
де С- витрачання води на одну особу що приймає душ;
N2 - кількість працюючих що користуються душем (40% від працюючих у 1 зміну);
m – тривалість роботи душової установки (45 хвилин).
Витрати води на пожежегасіння:
Прийнято 5 лсек. тому що територія будівельного майданчику менша за 10 га.
Загальні секундні витрати води:
Визначаємо діаметр тимчасового водопроводу:
V – швидкість руху води в трубах мсек.
приймаємо труби діаметром 100 мм;
-на виробничі потреби:
приймаємо труби діаметром 10 мм;
-на господарсько-питні потреби:
приймаємо труби діаметром 20 мм.
3.4 Розрахунок тимчасового електропостачання
Електроенергію на будівельному майданчику витрачають:
) на виробничі (технологічні) потреби – підігрівання будівельних матеріалів розморожування мерзлого грунту електропрогрівання бетону і цегляної кладки у зимовий час тощо ;
) на живлення електродвигунів будівельних машин механізмів та установ;
а) внутрішнє – приміщень;
б) зовнішнє - місць виконання робіт і під’їздних шляхів території
По загальній потребі в електроенергії можна встановити тип тимчасової трансформаторної підстанції.
Необхідну розрахункову потужність трансформаторної підстанції визначають для максимального споживання електроенергії одночасно всіма споживачами за формулою :
де α– коефіцієнт втрати потужності в мережі в мережах в залежності від їх довжини ;
Рс – силова потужність машини або установки кВт
Рт – потрібна потужність на технологічні потреби кВт;
Ров – потрібна потужність на внутрішнє освітлення приміщень кВт;
Роз – потрібна потужність на зовнішнє освітлення кВт;
К1п К2п К3п К4п – коефіцієнти попиту які залежать від кількості споживачів.
cos – коефіцієнт потужності в середньому рівний 075.
Таблиця 5.11 - Потреби електроенергії за споживачами
Монтажний кран КС-2572
Електричний фарбопульт СО-61
Зварювальний трансформатор ТД-30У2
Таблиця 5.12 - Електричне освітлення внутрішнє
Норма потужності на освітлення 1м² Вт
Загальні витрати електроенергії кВт
Примішення для відпочинку
Сторожева будка на в’їзді
Приміщення для особливої гігієни жінок
Приміщення для просушки спецодягу
Пункт охорони здоров’я
Таблиця 5.13 - Електричне освітлення зовнішнє
Територія будівництва у зоні виконання робіт (площа будгенплану)
Площа будівлі (монтажна зона)
Зона опоряджувальних робіт
Головні проходи та проїзди
Застосовуємо на будівельному майданчику 1 трансформаторну підстанцію КТПН-72М-160 загальна потужність якої 160 кВт тип трансформатора ТМ 1601610 і вагою 131 т.
Для прийому та розподілення електроенергії по споживачам на будівельному майданчику приймаємо шафи розподільні серії СП-62 та СПУ-62.
Розрахунок кількості прожекторів на будівельному майданчику виконуємо за формулою:
де k - коефіцієнт запасу(13-15) враховує ослаблення світлового потоку при запаленні ліхтаря;
Ен – нормативна освітленість майданчику лк; Е=2 лк;
m – ККД (коефіцієнт корисної дії)ліхтаря з лампою: розжарення - m = 012-016; газорозрядною m = 02-025
S – площа яку освітлюють; S= 647923 м2;
Рл - потужність лампи прожектора ПЗС – 45 Рл = 500 Вт;
Для зниження осліплюючого ефекту ліхтарів їх слід встановлювати на деякій висоті.
Встановлюємо ліхтарі типу ПЗС – 45 з лампою розжарення потужністю 500 Вт на опорах висотою h = 15 м на 3 опорах по 3 ліхтаря.
Встановлюємо по 10 ламп на одній мачті.
Для додаткового освітлення місць монтажу та оздоблювальних робіт приймаємо:
які встановлюють на 2 пересувних освітлювальних щоглах по 7 штук.
Для додаткового освітлення складів приймаємо:
які встановлюють на 1 пересувній освітлювальній щоглі по 3 штук.
3.5 Опис будгенплану
Будівельний генеральний план розроблено на стадії монтажних робіт. На БГП наносимо контури будівлі з зазначенням монтажної зони будівлі згідно СНиП -4-80 (35 м від будівлі при висоти до 10 м; 5 м для будівлі при висоті до 20 м) та робочої і небезпечної зони роботи крану. Небезпечна зона – це простір який знаходиться у межах можливого переміщення вантажу закріпленого на гаку крана. Межу цієї зони визначають відстанню по горизонталі від вісі прохідки крану:
- для плити перекриття:
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 7 + 05608 + 4 = 1404 м
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 106 + 050089 + 7 = 1765 м
- для роботи крану на складі (арматура):
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 148 + 056 + 4 = 218 м
Для внутримайданчикових доріг використовуємо тимчасові дороги які зводяться у підготовчий період. Внутримайданчикові дороги можуть бути односторонніми ( шириною 35 м) та двосторонніми (шириною 6 м). Радіус закруглення доріг на поворотах 8 12 м. Відстань між дорогами та складом повинна бути більшою за 05 м а між дорогою та огородженням – не менше 15 м. Дороги запроектовані по змішаній схемі. Тимчасові дороги влаштовані з дорожніх бетонних плит. В місця роботи кранів та в інших небезпечних зонах встановлюються знаки які попереджують про небезпеку та обмежують швидкість. Розкладку конструкцій та матеріалів показують на тимчасових майданчиках складування. Склади піску гравію щебеню розміщуємо вздовж доріг. Навіс розміщують вздовж доріг але не в зоні роботи кранів
При розміщенні на БГП тимчасових будівель з умов безпеки праці та санітарні повинні враховуватись небезпечні зони роботи крану тобто всі будівлі повинні знаходитись поза небезпечної зони. Тимчасові адміністративно-побутові будівлі повинні розміщуватись біля в’їзду на будівельний майданчик скомпоновані у вигляді побутового містечка. Відстань між зблокованими будівлями повинна бути не менша за 15 м. Відстань між групами зблокованих будівель повинна перевищувати 10 м. Відстань від дороги не менше 15 м.
Тимчасові електромережі зображенні схематично: вказані трансформаторна підстанція розподільні шафи. Радіус обслуговування однієї розподільчої шафи 30 м. На будівельному майданчику розміщені кабельні освітлювальні і силові мережі електропостачання.
В будівництві використовують струм 380В (для роботи електродвигунів) та 220В (для освітлення). Кабельні мережі прокладають на глибині 08 м.
Тимчасове водозабезпечення влаштовують по кільцевій чи змішаній схемі. Пожежні гідранти встановлюються на відстані не більше 100 м між собою не більше 15 м від дороги не ближче 5 м від будівлі. Фонтанчики для питних потреб встановлюються на відстані до 75 м від робочих місць та в побутовому містечку.
3.6 Техніко-економічні показники будгенплану
Для складних об’єктів виконують кілька варіантів БГП які порівнюють на основі ТЕП.
У курсовому проекті при проектуванні БГП визначають слідуючи показники:
- коефіцієнт забудови;
- коефіцієнт використання площі будівельного майданчика.
Коефіцієнт забудови визначають за формулою:
де Кз – коефіцієнт забудови
F1 – загальна площа території за генеральним планом м2;
F2 – площа забудови об’єктів що будуються м2.
коефіцієнт використання площі території визначають за формулою:
Квик = (F2 + Fт.б) F1
де Fт.б – площа що зайнята тимчасовими будівлями і спорудами залізницями й автодорогами.
Довжина тимчасових доріг дорівнює 144 м ;
Довжина тимчасових мереж водопостачання 2487 м;
Довжина тимчасових мереж електропостачання 462 м.
1 ПОЯСНЮВАЛЬНА ЗАПИСКА ДО НВЕСТОРСЬКО-КОШТОРИСНО ДОКУМЕНТАЦ
2 ЗВЕДЕНИЙ КОШТОРИСНИЙ РОЗРАХУНОК
3 ОБ'КТНИЙ КОШТОРИС №01-01
4 ЛОКАЛЬНИЙ КОШТОРИС №02-01-01 ТА №02-01-02
5 ЗАГАЛЬНОВИРОБНИЧ ВИТРАТИ ДО ЛОКАЛЬНИХ КОШТОРИСВ №02-01-01 ТА №02-01-02
7 ТЕХНКО-ЕКОНОМЧН ПОКАЗНИКИ ДО ПРОЕКТУ
БЕЗПЕКА ЖИТТДЯЛЬНОСТ
Будівля істрико-етнічного центру призначена для проведення виставок презентацій лекцій освітницької роботи та інших подібних заходів.
Основні входи мають оптимальне розміщення підходи та розміри в плані які враховують можливості усіх категорій відвідувачів. Вхідна група розміщена на доступній для маломобільних відвідувачів висоті тому не потребує додаткового улаштування пандусів або інших пристроїв для їх підйому. Вхід захищено від атмосферниї опадів козирком.
Для теплового та вітрового захисту споруди обладнані входними тамбурами розмірами 19х2 м що відповідає [7].
Об’ємно-планувальні та конструктивно-технологічні рішення та системи інженерного обладнання забезпечують оптимальний рівень енерговитрат при будівництві та експлуатації згідно ДСТУ Б А.2.2-8 і ДСТУ-Н Б А.2.2-5.
Згідно таблиці 17 ДБН В.2.2-16:2005 розрахункова площа на одного відвідувача становить 3-45 м2. З цього отримуємо розрахункову кількість одночасних відвідувачів - 152 людини.
Огороджувальні конструкції будинку проектувалися з теплозахисними властивостями які забезпечують питоме споживання теплової енергії що витрачається на опалення у межах встановлених норм згідно ДБН В.2.6-31 СНиП 2.04.05.
Рівень шуму не перевищує нормативних показників згідно ДБН В.1.2-10.
Системи водопостачання та каналізації в тому числі системи протипожежного водопроводу виконані згідно СНиП 2.04.01. Системи опалення вентиляції та кондиціонування повітря в тому числі протидимної аварійної вентиляції вирішені згідно СНиП 2.04.05.
Конструкції деталі опорядження і стель покриття підлог та сходів виконані з матеріалів дозволених до застосування Міністерством охорони здоровя України.
Висота усіх приміщень які мають підвісні стелі для прокладки інженерних комунікацій більше нормативно встановленої 25 м і в найніжчій точці становить 275 м.
Розміри туалетних кімнат перевіщують мінімально допустимі (при відчиненні дверей зовні приміщення) 085х12 м і становлять 085х1465 м. Для маломобільних категорій відвідувачів окремі вбиральні розміщені зовні будівлі.
Оглядові зали з постійним перебуванням людей провітрюються за допомогою вікон.
Ширина проходів коридорів та інших горизонтальних шляхів евакуації прийнята мінімум 16 м що більше мінімально допустимого 1 м.
Габарити сходових маршів запроектовано в межах допустимих 135 – 25 м (як для споруд культури та дозвілля) і становлять 15 м та 224 м шириною. Проміжна площадка між ними має ширину 1885 м що більше допустимого 1 м. Усі сходи обладнані металевими перилами висотою 12 м та забезпечені природним освітленням.
Зовнішні віконні прорізи з висотою підвіконня від рівня підлоги 02 м при різниці між рівнем підлоги та зовнішньою поверхнею більше 15 м (вікнонні прорізи другого поверху) мають огорожу яка захищає від випадкового падіння. Висота даної огорожі становить 12 м.
Покрівля також обладнана огорожею по периметру карнизу згідно [7] висотою 11 м.
Відвід атмосферних опадів з покрівлі будівлі та з поверхні мосту здійснюється за допомогою уклонів та стічних жолобів до коротких сторін моста які облаштовані поздовжнім водостічним жолобом з подальшим відведенням у лоток або каналізаційну мережу.
Ширина тротуару відповідає мінімальному значенню 2 м згідно ДБН В.2.3-2009. Тротуар обладнаний металевими перилами висотою 12 м довжина яких перевищує довжину мосту на 12 м з кожної сторони згідно ДБН В.2.3-2009.
Пішоходне освітлення мосту передбачено згідно ДБН В.2.3-4 ДБН В.2.3-5. Освітлювальна зона включає власне міст та території на відстані 50 м від нього. На тротуарах шириною до 225 м доцільно опори освітлення встановлювати в створі перил.
Вимоги пожежної безпеки задовільнено згідно ДБН В.1.1.7-2007. Ступінь вогнестійкості будинку визначена згідно ДБН В.2.2-16-2005 "Культурно-видовищні та дозвіллєві заклади" згідно вихідних даних: найбільша кількість поверхів - 2; найбільша місткість залу - до 400 місць. Наведеним даним відповідає ступінь вогнестійкості а.
Проектована будівля історико-етнічного центру згідно додатку Д [7] має наступні конструктивні характеристики:
Ступінь вогнестійкості
Конструктивні характеристики
Будинки переважно з каркасною конструктивною схемою. елементи каркаса – з металевих незахищених конструкцій. огороджувальні конструкції – з металевих профільованих листів або інших негорючих листових матеріалів з негорючим утеплювачем або утеплювачем груп горючості Г1 Г2.
Згідно додатку Е ДБН В.1.1.7-2009 споруда підлягає обладнанню системами оповіщення про пожежу (скороченно – СО) першого типу яка характеризується наступними елементами:
- звуковий (дзвінок тонований сигнал)
- світловий сигнал який блимає та світлові покажчики "Вихід
Черговість оповіщення
На території проектуємого комплексу маються під'їзди для автотранспорту в тому числі пожежного та майданчики для парковки. З південної сторони мосту встановлений пожежний гідрант.
Будівля обладнана блискавкозахистом у вигляді молнієвідводу.
Під час виконання будівельних робіт сполучення між двома берегами виконується за допомогою проходів власне на мосту та плавзасобами.
Будівельні роботи що потребують перебування робітників під мостовою будовою виконуються з люльок які переміщуються краном та кріпляться болтами до середини поясу крайніх головних балок.
2 ЗАГАЛЬНО-МАЙДАНЧИКОВ ЗАХОДИ
При організації будівельного майданчика розміщення ділянок робіт проїздів будівельних машин та транспортних засобів проходів для людей виникають небезпечні для людей зони в межах яких постійно діють або потенційно можуть діяти небезпечні виробничі фактори. Небезпечні зони в будівництві можуть бути постійними та тимчасовими. Постійні небезпечні зони повинні мати стаціонарні огорожі (ГОСТ 23407-78) під час виконання певних будівельно-монтажних робіт або на весь період а небезпечні тимчасові зони – сигнальні огорожі.
На будівельному майданчику існують постійно діючі зони це :
- полоса шириною до 2м біля перепадів висот більше 13м ;
- місця роботи машин та механізмів та їх робочих органів ; R = 5 м;
- місця переміщення вантажів;
- місця біля ЛЕП та відкритих струмопровідних частин електроустаткування; R=f(UB);
- місце збереження шкідливих отруйних речовин з концентраціями вищими від санітарних норм.
Для визначення цих зон на будівельному майданчику використовують сигнальне огородження попереджуючі таблички та знаки.
Огорожі небезпечних зон та ділянок виключають знаходження в їх межах сторонніх осіб та забезпечують особливу увагу робочих при виконанні робіт та пересуванні людей по будівельному майданчику. В огорожах слід передбачати ворота та квіртки для переходу людей. Огорожі повинні бути пофарбовані в сигнальні кольори за ГОСТ 124026-76. Висота захисно-охоронних огорож території будівельних майданчиків повинна бути не менш еіж 2 м; захисних огорож ділянок виробництва робіт – 12 м. висота стояків сигнальних огорож повинна бути 08 м а відстань між ними не більше 60 м.
Огорожі тротуарів що розміщені на ділянках межування будівельного майданчику з вулицею і проїздами необхідно обладнати поручнями з боку руху транспорту.
Поверхня будівельного майданчику планується з улаштуванням водовідвіду за її межі. Влаштовуються підїздні шляхи внутрішні майданні дороги та проїзди. На підїздах до території буд майданчика влаштовують необхідні дорожні знаки які позначають безпечні проходи для людей. В місцях руху робочих крізь траншеї та канави (глибина більше 1м) та інші проходи влаштовують містки завширшки не менше 08м з встановленням двобічних поручнів висотою 11м. поночі будівельний майданчик освітлюють і крім горожі в небезпечних місцях встановлюють світлові сигнали та влаштовують аварійне освітлення.
В місцях передбачених ВПР обладнуються майданчики для складування будівельних матеріалів та конструкцій влаштовується огородження зон складування яке складається зі стоєк висотою 12 м та двох горизонтальних елементів позначаються межі штабелів походів та проїздів між ними вивішуються схеми складування з зазначенням максимально допустимої висоти штабелів.
Складування конструкцій та матеріалів повинно забезпечувати ведення навантажувальних робіт та розвантажувальних. При цьому повинно виключатися самовільне їх зміщення посідання осипання та розкочування. Майданчики для складування сплановані грунт ущільнений та підсипаний шлаком відсівом на висоту 5-10 см. Для ливневих осадів забезпечується уклін в 2-5°.
Визначення місць складування конструкцій та матеріалів на буд майданчику виконується з урахуванням рози вітрів.
Безпечне складування збірних елементів забезпечується штабелюванням:
- фундаменти стаконного типу – в 1 ряд;
- фундаментні плити блоки – в штабелі висотою до 26 м на підкладках на відстані від краю на 05 м;
- плити покриття – горизонтально вштабеля висотою до 25 м на прокладках по довжині ребер;
- колони – в штабеля висотою до 2 м на прокладках на 025 м від краю;
- ферми – вертикально або похило на інвентарних опрах через 2-3 м:
- стінові панелі – вертикально;
- підкранові балки – в штабеля висотою до 2 м.
Поміж штабелями організовані проходи в 10 м.
Кирпич блоки – в пакетах контейнерах або клітках висотою до 17 м.
Сипучі матеріали – пісок шлак щебінь на відкритих майданчиках з кутами попереднього похилу.
Цемент алібастр – в бункерах або в мішках в закритих складах.
Балони з газом – в укриттях або добре провітрюваних приміщеннях. Горючі мастильні речовини – в укриттях на відстані не менше 50 м від джерела вогню.при виїзді та вїзді на будівельний майданчик встановлена схема руху транспорта а на узбіччі доріг та проїздів – добре видимі дорожні знаки які регламентують порядок руху. Тимчасові автомобільні шляхи розміщують з таким розрахунком щоб проїзд автомобілів був можливим в будь-яку пору року та погоду. Ширина тимчасових доріг та проїздів при руху автомобілів в двух напрямках складає 60 м. Радіус закруглення тимчасових доріг приймають не менше 12 м. На ділянках доріг для розвантажувальних робіт в зоні дії кранів влаштовується майданчики шириною 6 м та довжиною 12 - 18 м. Для регулювання швидкісного режиму руху транспорту на майданчику встановлені дорожні знаки заперечуючи швидкість до 10 кмгод а в місцях переміщення вантажів до 5 кмгод.
Майданчик що призначений для розміщення санітарно-побутових приміщень слід розміщувати на ділянці яка не затоплюється з влаштуванням відводу поверхневих вод поблизу входів на будівельний майданчик. Проходи до них не повинні знаходитись в небезпечній зоні. Максимальна відстань робочих місць на відкритому повітрі або в приміщеннях що не опалюються до санітарно-побутових приміщень не повинно перевищувати 100 м. Види санітарно-побутових приміщень та їх кількість наведено в розділі 5 Організація будівельного виробництва .
Згідно з вимогами пожежної безпеки на буд майданчику передбачено 2 виїзди об лаштовані шлагбаумами та приміщенням охорони. Між тимчасовими спорудами та корпусом що будується складами матеріалів передбачені протипожежні розриви. Визначені мічця ведення робіт з використанням відкритого вогню. Визначені безпечні зони та відстані між місцями схову вибухонебезпечних до 10 м та пожежонебезпечних до 5 м матеріалів та устаткування. Біля санітарно-побутових приміщень встановлені первинні засоби пожежогасіння. Пожежні щити пофарбовані в червоний колір з набором вогнегасників пожежного інвентаря та ручного інструменту: сокири ломи лопати пожежні бари пожежні відра пофарбовані в червоний колір. Біля цих щитів розміщують ящики з піском та бочки з водою.
На території будівництва передбачено постійний водогін з діаметром не менше 100 мм та один пожежний гідрант. Гідранти встановлені згідно пожежної безпеки не ближче 5 м від будови та не більше 25 м від дороги. Тимчасові споруди механізми забезпечуються захистом від блискавок.
Заходи безпеки при реконструкції
Перед розбиранням реконструкцією та капітальним ремонтом необхідно обстежити загальний стан будівлі (споруди) а також фундаменту стін колон інших конструкцій та стан основ.
Перед початком демонтажних робіт оформляють наряд-допуск на їх виконання із зазначенням заходів що забезпечують безпечні та нешкідливі умови праці монтажників. Члени бригади повинні пройти цільовий інструктаж із забезпечення методів виконання робіт маршруту руху на робоче місце в санітарно-побутові приміщення ознайомитися з техкартою та з заходами передбаченими в ПВР про що вони ставлять підпис у журналі реєстрації інструктажів з ОП.
Під час розбирання будівель та споруд а також прибирання відходів потрібно вжити заходів для зменшення пилоутворення. Робітники які працюють в умовах запиленості повинні бути забезпечені засобами захисту органів дихання від пилу та мікроорганізмів які можуть бути в повітрі робочої зони.
Матеріали отримані внаслідок розбирання будівель а також будівельне сміття (відходи бетонів цегли утеплювачів полімерних матеріалів асфальту тощо) необхідно розділяти по видах утилізувати після подрібнення і фракціонування.
Під час вивезення відходів будівельних матеріалів потрібно додержувати вимоги безпеки відповідно до «Правил перевезення вантажів».
Заходи безпеки при бетонних роботах
Перед початком бетонних робіт керівник зобов’язаний:
- перевірити стійкість міцність справність риштовань конструкцій опалубки огорож робочих горизонтів;
- перевірити справність тари бункерів бетононасосів маніпуляторів;
- забезпечити працівників необхідними засобами індивідуального захисту.
Під час заготівлі арматури необхідно:
- огороджувати місця призначені для розмотування бухт (мотків) і виправлення арматури;
- під час різання верстатами стрижнів арматури на відрізки довжиною менше ніж 30 см застосовувати пристрої що запобігають її розлітанню;
- огороджувати робоче місце під час обробки стрижнів арматури що виступають за габарити верстата;
- складати заготовлену арматуру в спеціально відведені для цього місця;
- закривати щитами торцеві частини стрижнів арматури в місцях загальних проходів які повинні бути завширшки не менше ніж 1 м.
Ходіння по укладеній арматурі допускається тільки по спеціальних настилах завширшки не менше ніж 06 м закріплених на арматурному каркасі.
Перед включенням бетононасоса повинна бути перевірена надійність замкових з’єднань і ввімкнута сигналізація.
Заходи безпеки при монтажних роботах
У робочій зоні монтажних робіт не допускається виконання інших робіт і перебування сторонніх осіб.
Монтаж сходових маршів і площадок будинків необхідно здійснювати одночасно з монтажем конструкцій будинку. На змонтованих сходових маршах повинні бути негайно встановлені огорожі.
Спосіб стропування елементів конструкцій повинен забезпечувати їх подавання до місця розміщення у положенні близькому до проектного.
Не дозволяється перебування людей під елементами конструкцій що монтуються.
До початку виконання монтажних робіт необхідно визначати порядок обміну умовними сигналами між особою яка керує монтажем та машиністом крана. Усі сигнали подає лише один робітник (бригадир ланковий такелажник-стропальник). Лише сигнал «Стоп» може подавати будь-який робітник який помітив небезпеку.
Стропування елементів що монтуються необхідно виконувати у місцях зазначених у ПВР та забезпечувати їх подавання до місця встановлення у положенні близькому до проектного.
Забороняється піднімання елементів що не мають монтажних петель та отворів маркування та позначок які забезпечують їх правильне стропування та монтаж.
Під час монтажу з транспортних засобів елементи конструкцій забороняється проносити над кабіною водія.
Елементи що підлягають монтажу необхідно підіймати плавно без ривків та розгойдування.
Піднімати потрібно в 2 етапи: спочатку на висоту 20-30 см потім після перевірки надійності стропування здійснювати подальше піднімання.
Під час перерви в роботі залишати підняті елементи конструкцій у піднятому стані заборонено.
Установлені в проектне положення елементи конструкцій повинні бути закріплені так щоб забезпечувалася їх стійкість та геометрична незмінність.
Розстропування необхідно виконувати після постійного або тимчасового закріплення відповідно до проекту.
Заходи безпеки при електрозіврювальних роботах
До виконання електрозварювальних робіт допускаються особи не молодше 18 років які пройшли медичний огляд спеціальну підготовку та перевірку теоретичних знань та практичних навичок із конкретних способів зварювання і визначених видів зварювальних робіт склали екзамен атестаційній комісії та мають відповідне посвідчення.
Електрозварники повинні мати групу з електробезпеки не нижче .
Для виконання електрозварювальних робіт на висоті 5 м і більше допускаються зварювальники які пройшли спеціальний медичний огляд мають стаж верхолазних робіт не менше одного року розряд зварювальника не менше .
Устаткування що використовуєть для зварювання повинно відповідати вимогам ГОСТ 12.2.003 ДСТУ 7234 ГОСТ 12.2.007.0 Правилам будови електроустановок Правилам безпечної експлуатації електроустановок.
Підключення і відключення електрозварювального обладнання а також його ремонт повинно виконуватись електротехнічним персоналом (підключення зварювального апарата може виконувати зварювальник якщо в нього є група електробезпеки).
Місця виконання зварювальних робіт повинні бути забезпечені засобами пожежогасіння.
Таблица 8.1 - Освітленність будівельного майданчика та ділянок робіт
Ділянки будівельних майданчиків та робіт
Найменша освітленість лк
Автомобільні дороги на будівельному майданчику
Завантаження установка підйом розвантаження обладнання будівельних конструкцій деталей і матеріалів вантажопідйомними кранами
Монтаж конструкцій сталевих залізобетонних та дерев'яних (каркаси будівель мости естакади ферми балки і т.д.)
Місця розвантаження навантаження і складування заготовленої арматури при проведенні бетонних і залізобетонних робіт
Влаштування асфальтобетонних цегляних дощатих бетонних мозаїчних цементно-піщаних металоцементних ксилолітових покриттів і покриття з цегли плиток настил паркету і лінолеуму
Роботи з гідроізоляції та теплоізоляції окремих деталей конструкцій
Приміщення для зберігання сипучих матеріалів (цементу алебастру) і громіздких предметів
Приміщення для зберігання дрібного технологічного обладнання та монтажних матеріалів
Оформлення документації з відводу земель проведено згідно з діючим в Україні законодавством.
Основним забрудненням навколишнього середовища будуть локальні відходи з санвузлів які йдуть в каналізаційні стоки що підключені до міської каналізаційної мережі та сміття яке залишають відвідувачі.
Загальна екологічна характеристика ділянки задовільна. Споруда яка будується розташована в центральній частині міста на початку паркової зони. Поряд з об’єктом розташовані житлові будівлі та будівля підприємства «Кривбасводоканал». В даних спорудах ведеться певна робота яка не містить відходів виробництва забруднюючих навколишнє середовище.
Також відсутнє забруднення повітря від існуючого автотранспорту через достатню віддаленість об’єкту від доріг загального користування.
сторико-етнічний центр захищається від промислової частини міста смугою лісопаркової зони.
Радіоактивного забруднення та електромагнітного випромінювання немає лише природний фон.
При розміщенні проектуванні будівництві реконструкції та введення в дію підприємств споруд та інших об'єктів на рибогосподарських водних об'єктах здійснюються заходи що забезпечують охорону риб інших водних тварин і рослин та їх відтворення. До основних заходів щодо забезпечення охорони і відтворення рибних запасів водних тварин і рослин належить обладнання рибозахисними пристроями водозабірних та інших споруд відповідно до затверджених проектів будівництво риборозплідників штучних нерестовищ рибопропускних споруд підготовка ложа водосховища і т.п ..
Для запобігання розмиву грунтів забруднення поверхневих вод та заростання придорожньої смуги бур'яном рослинністю передбачається засів укосів насипів багаторічними травами при проектній нормі 26 кг на 1000 м2. Рекомендований склад травостою наступний: костер безостий -50% овсянница лугова - 30% райграс пасовищний - 20%.
Перед початком будівництва повинен зніматися родючий шар рунту і зберігатися в тимчасовому відвалі розташованому вздовж будівельної смуги в межах передбачених нормативами відводу і використовуватися для рекультивації або землевания після закінчення будівельних та планувальних робіт.
На технічному етапі рекультивації земель при будівництві лінійних споруд повинні проводитися наступні роботи:
прибирання будівельного сміття видалення з меж будівельного смуги всіх тимчасових пристроїв;
розподіл залишився грунту по рекультивируемой площі рівномірним шаром чи транспортування його в спеціально відведені місця зазначені в проекті;
оформлення укосів кавальєрів насипів виїмок засипка або вирівнювання вибоїн і ям;
заходи щодо запобігання ерозійних процесів;
покриття рекультивируемой площі родючим шаром грунту.
Для зменшення виносу забруднюючих речовин передбачено зміцнення узбіч фільтруючим матеріалом (ПГС) засівши укосів земляного полотна укріплення русел і укосів насипу збірними плитами і монолітним бетоном на ділянках пристрої водопропускних споруд зміцнення водовідвідних канав при швидкостях стоку поверхневих вод що перевищують допустимі для даного грунту.
Для запобігання забруднення земель і водних ресурсів не допускається заправка дорожньо-будівельної техніки паливно-мастильними матеріалами мийка та ремонт поза місцями постійної дислокації і стоянка техніки у водоохоронній зоні ближче 100м. від річного урізу відсотків. Заправка машин і механізмів обмеженою рухливості (швидкість просування менше 30 км год) проводиться в місцях виконання робіт топливозаправщиками обладнаними закритою системою топлівозаправкі. Застосування для заправки відкритих ємностей і топлівозаправляющіх шлангів без затворів у випускних отворів не допускається.
Згідно [47] охорона навколишнього середовища виконується за наступними пунктами:
а) При будівництві укріплень земляних споруд на водотоках а також водовідвідних та оврагозащітних споруд необхідно передбачати протипаводкові заходи що запобігають змив і обвали рунту в період дощів і паводків;
б) Для відсипки тимчасових острівців під руслові опори і берегових грунтових конструктивних елементів слід використовувати піщані рунти з мінімальним вмістом пилуватих і глинистих часток не допускаючи збільшення замутнения води в контрольному створі (500 м від місця відсипки): більш ніж на 025 мг л - для водойм першої категорії 075 мг л - водойм другої категорії;
в) Протяжність тимчасових під'їзних доріг до об'єкта будівництва має бути мінімальною. При наявності слабких рунтів в заплавах під'їзні дороги слід влаштовувати на насипах товщиною не менше 1 м використовуючи в їх підставі геотекстиль хворостяниє вистилки або слани. Після припинення експлуатації тимчасові дороги в заплавних зонах слід ліквідувати місцевість зарівняти і розорати;
г) Будівельні майданчики для спорудження моста слід розміщувати як правило за межами водоохоронної зони згідно [39]. Скидання забруднених вод звалище сміття стоянка автомобілів та будівництво тимчасових споруд на території прибережних смуг захисних водоохоронних зон не допускаються. Скидання очищених стічних вод у річку можна робити тільки з дозволу органів санітарно-епідеміологічної служби та рибоохорони в зазначені ними місця. На будівельному майданчику повинні бути передбачені ємності для збору сміття і встановлений порядок вивезення його на звалища;
д) У процесі будівництва і на його кінцевій стадії слід контролювати виконання наступних робіт:
- Очистку русла річки і заплав від захаращують їх предметів. Палі риштовання і тимчасових опор хворостяниє вистілая або слани тимчасових під'їзних доріг повинні бути вилучені розібрані і вивезені;
- Розбирання тимчасових споруд на будівельному майданчику;
- Планування і рекультивацію порушених земель з посадкою чагарників і дерев на всій території прибережних захисних смуг;
- Рекультивацію грунтових кар'єрів та інших виробок рунту на територіях які можуть бути використані в якості місць відпочинку з плануванням посадкою чагарників і дерев уполажіваніем укосів і відсипанням піщаних пляжів.
Технічні рішення щодо захисту проектованої ділянки дороги від НС викликаних небезпечними природними явищами прийняті проектом:
а) Проектований міст через р.нгулець в змозі пропустити паводок з витратою 1% ВП (тобто проходження паводку 1 раз в 100 років).
б) Проектом передбачено в якості захисту від паводків і оползанія частини грунтів з яких складено земляне полотно в період затяжних сильних дощів зміцнення укосів насипу дороги кам'яним матеріалом.
в) Полотно дороги відсипане з крупнообломочного грунту при якісному ущільненні стійкого до динамічним впливам (землетрусу).
По закінченню будівництва обов'язково відбувається насадження дерев для озеленення территории.
Дослідження монолітних будівельних конструкцій
Виконано аналіз проблем застосування монолітного бетону в сучасному будівництві в Україні. Представлено результати експериментальних досліджень опалубкових залізобетонних плит перекриття з застосуванням пінобетону. Виявлено фактори що впливають на неоднорідність міцності бетону монолітних конструкцій. Наведено результати досліджень моноліно-ребристого перекриття з постнапруженням.
Ключові слова: монолітні залізобетонні конструкції роботи плити на згин постнапруження неоднорідність бетону монолітне будівництво в Україні.
Ефективність бетону є комплексним поняттям. Стосовно бетону монолітних конструкцій можна виділити три основні складові його ефективності (рис. 10.1):
- Реологічні властивості бетонної суміші та їх збереженість в часі;
- Експлуатаційні властивості бетону - міцність пружність проникність бетону тощо;
- Довговічність як функція що визначає збереження експлуатаційних властивостей бетону в часі.
Рисунок 10.1 Складові ефективності бетону монолітних конструкцій
Наведені складові ефективності бетону взаємопов’язані. Так підвищення рухомості бетонних сумішей дозволяє отримати більш досконалу структуру бетону що зумовлює підвищення його міцності щільності і відповідно довговічності. В той-же час бетони з високорухомих бетонних сумішей характеризуються підвищеними усадочними деформаціями і відповідно підвищеним тріщиноутворенням при висиханні [56] а несумісність в системі цемент - пластифікатор може зумовити підвищене повітровтягування та (або) зниження ступеню гідратації цементу [57]. Все це може призвести до зниження міцності бетону конструкції та підвищення його проникності щодо агресивних середовищ.
Підвищення міцності бетону що як правило супроводжується зниженням його проникності і підвищенням морозостійкості - дозволяє зменшити перетин монолітної конструкції чи (або) знизити ступінь її армування. Але підвищення вмісту (активності) цементу для забезпечення підвищеної міцності може призвести до погіршення деформативних властивостей бетону та підвищення температури його саморозігріву. Все це в свою чергу зумовлює збільшення ширини і глибини розкриття тріщин внаслідок власних термічних напружень бетону і призводить до зниження довговічності залізобетонної конструкції [58].
Невід’ємною частиною ефективності бетону є довговічність. Вирішення задачі підвищення довговічності бетону є комплексним і передбачає підвищення морозостійкості бетону зниження його проникності мінімізацію температури саморозігріву та покращення деформативних властивостей. При цьому підвищення довговічності бетону досягається як в площині рецептурних рішень так і в площині технології догляду за бетоном.
Таким чином при підвищенні ефективності бетону паралельно з фіксацією «наочних» реологічних і експлуатаційних властивостей бетону ключовими задачами є:
- комплексна оцінка довговічності бетонної конструкції за показниками що визначають довговічність конкретного складу бетону за певних кліматичних умов і зовнішніх впливів;
- експрес-оцінка ефективності на стадії проектування бетону (при виборі цементу добавок та складу бетону) та на стадії зведення конструкції - експрес-оцінка відповідності довговічності бетону конструкції вимогам проекту;
- технологія догляду за бетоном що твердне яка передбачає оптимальне управління тепломасообмінними процесами в бетонній конструкції.
Ефективна експрес-оцінка ефективності бетону передбачає використання показників що приводять до «загального знаменника» основі складові ефективності бетону монолітних конструкцій.
Основним фізичним фактором що визначає експлуатаційні властивості і довговічність бетону є характер його пористості. При цьому якщо міцність бетону залежить від загальної пористості то морозостійкість проникність і відповідно довговічність визначаються головним чином капілярною пористістю [59]. Капілярна пористість в свою чергу значною мірою зумовлюється ВЦ відношенням і ступенем гідратації в'яжучого [60].
Як показник для експрес-оцінки ефективності бетону може бути використаний коефіцієнт конструктивної якості (ККЯ) – що враховує загальну пористість бетону ВЦ відношення ступень гідратації цементу і відповідно добре корелює з капілярною пористістю (рис.10.2).
Рисунок 10.2 Залежність між вмістом відкритих капілярних пор і ККЯ бетону
Кореляцію ККЯ і морозостійкості наведено на рис. 10.3. Як видно з рис.10.3 підвищення значення ККЯ бетону призводить до закономірного підвищення морозостійкості бетону.
Рисунок 10.3 Залежність між морозостійкістю і ККЯ бетону
Найбільш поширеним агресивним впливом на бетон монолітних конструкцій є карбонізація. Глибина карбонізації залізобетону є функцією його проникності. Як видно з рис.10.4 при забезпеченні ККЯ вище 0025 глибина карбонізації захисного шару бетону наближується до нуля.
Рисунок 10.4 Залежність між глибиною карбонізації бетону і ККЯ
Основними факторами що визначають власний термонапружений стан бетону монолітних конструкцій є питоме тепловиділення цементу та його вміст в складі бетону. Питоме тепловиділення цементу та його вміст в складі бетону прямо пов’язані з ККЯ. Так збільшення ККЯ бетону з одного боку передбачає використання цементів вищих марок з вищим питомим тепловиділенням з іншого - підвищення вмісту цементу в складі бетону що призводить до підвищення температури його розігріву (рис.10.5).
Як у випадку питомого тепловиділення цементу так і у випадку температури саморозігріву бетону спостерігається певна дисперсія значень що може досягати 20-30% при відповідних значеннях ККЯ. Це свідчить про можливість підвищення ефективності бетону шляхом забезпечення мінімальних значень температури саморозігріву бетону при проектних значеннях ККЯ. При цьому мінімізація температури саморозігріву бетону забезпечується за рахунок використання низькоекзотермічних цементів і мінімізації вмісту цих цементів в складі бетону.
Рисунок 10.5 Підйом температури бетонів різних складів в залежності від ККЯ
В якості кількісного критерію ефективності бетону пропонується використовувати Кеф - відношення ККЯ до вмісту в бетоні цементу і його активності (формула 10.1):
Кеф= ККЯ (Ц×А)×106 (10.1)
Де Ц – вміст цементу в бетоні кгм3;
А – активність низькоекзотермічного цементу МПа.
Таким чином одержані за рахунок використання різних технологічних прийомів (високоефективних суперпластифікаторів активних мінеральних добавок оптимізації гранулометрії заповнювачів тощо) максимальні значення Кеф при проектних значеньнях ККЯ свідчать про максимальну ефективність бетону (рис.10.6) тобто максимальну міцність при мінімальній температурі саморозігріву. Як видно з рис.10.6 існує певне розмежування ефективності бетонів на цементах марок 400 і 500. Так для забезпечення ККЯ до 003 більш ефективне використання в бетонах цементів марки 400 (рис.10.6 область А) при більших значеннях ККЯ більшою ефективністю характеризуються бетони на цементах марки 500 (рис.10.6 область Б).
Рисунок 10.6 Ефективність (Кеф) бетонів різних складів в залежності від ККЯ:
А – область бетонів переважно на основі цементів марки 400;
Б – область бетонів переважно на основі цементів марки 500
Ще одним з основних факторів що призводить до тріщиноутворення на поверхні бетону є його усадочні деформації. Відомо що усадка є функцією вмісту води в бетонній суміші ВЦ відношення і ступеню гідратації цементу. Як видно з рис.10.7 підвищення ККЯ супроводжується закономірним зниженням ВЦ відношення а підвищення ефективності бетону призводить до зниження загального вмісту води в бетонній суміші (рис.10.8). Отже підвищення значення ККЯ бетону монолітних конструкцій при забезпеченні максимальних значень Кеф дозволяє одержувати бетони з мінімальними значеннями сумарних усадочних деформацій а отже і мінімальним тріщиноутворенням внаслідок висихання бетонних конструкцій.
Рисунок 10.7 Залежність між ВЦ відношенням і ККЯ бетону
Рисунок 10.8 Залежність між коефіцієнтом ефективності бетону і вмістом води в бетонній суміші
Розглянуті крізь призму ККЯ та Кеф статистичні дані що стосуються різних аспектів ефективності бетонів монолітних конструкцій свідчать про можливість використання цих коефіцієнтів в якості критеріїв експрес-оцінки ефективності бетонів монолітних конструкцій. За наведеними статистичними даними можуть бути прийняті принципові рішення щодо складу бетонів підвищеної ефективності а саме: вміст і марка цементу вміст води ВЦ відношення тощо. При цьому можливе подальше доповнення наведених статистичних даних в тому числі в частині підвищення ефективності бетонів за рахунок різноманітних технологічних рішень.
Позитивно на ситуацію в сучасному монолітному будівництві в Україні повинні вплинути такі заходи:
введення в практику систему «менеджменту проекту» тобто призначати такого керівника будівництва який відповідав би не тільки за її завершення в строк і якість робіт але й за всю економіку будівельного об'єкта;
удосконалення координаціі дій проектувальників будівельників і виробників будівельних матеріалів для впровадження в практику будівництва передових будівельних матеріалів технологій конструкцій;
розширення застосування фібри в різних видах конструкцій;
ширше використання зварних арматурних сіткок та каркасів;
використання саморушної опалубки що дозволяє вивільнити крановий час і скоротити терміни будівництва;
широке впровадження в практику монолітного домобудівництва високоміцних та сумішей що ущільнюються самостійно;
при конструюванні зовнішніх стін монолітних будівель застосовувати матеріали що мають високі теплозберігаючі характеристики;
для остаточної оцінки ефективності теплозахисних якостей стінових огороджувальних конструкцій рекомендувати проведення комплексних випробувань і досліджень цих конструкцій із залученням фахівців провідних вузів і НД;
стосовно до зовнішніх стін багатоповерхових монолітних залізобетонних будівель ініціювати розробку технічних умов в яких очевидно назріла гостра необхідність.
Результати експериментальних досліджень з їх перевіркою в умовах діючого виробництва показують що використання методів наноструктурного модифікування бетонів забезпечує збільшення рухливості бетонної суміші на 25-27%; підвищення збереження реологічних характеристик бетонної суміші в 15-2 рази; підвищення функціональних властивостей добавок в бетонні суміші і скорочення їх витрат на 20-25%; скорочення часу і зниження трудомісткості бетонних робіт на будмайданчику; підвищення щільності і міцності бетону або скорочення на 15-20% витрати цементу при заданій міцності бетону; підвищення морозостійкості і водонепроникності бетонів до 15 разів. При цьому не потрібно переоснащення існуючих розчино-бетонних вузлів і зміни технології приготування бетонних сумішей.
В СНД фактично відсутні можливості виробництва високоякісних бетонних сумішей для монолітного будівництва. Вихід експерт бачить у застосуванні технології виробництва наноцементів - цементів низької водопотребности (ЦНВ).
Даний вид цементу дозволяє отримати широкий спектр бетонів з різною міцністю і довговічністю. Такі бетонні суміші мають дуже високу зв'язність і не розшаровуються навіть при укладанні в густоармованих і великопрольотних конструкціях. У лабораторних умовах також була встановлена дуже низьке розмивання бетонної суміші та її принципове незмішування з водою при підводному бетонуванні.
Як зазначив В. Несвітайло технологія виробництва цементів низької водопотребности дає цілий ряд переваг для будівельної галузі. Для приготування багатокомпонентних бетонних сумішей при монолітному будівництві можна буде застосовувати існуюче обладнання бетонних заводів. Відпадає необхідність створення індустрії високоякісних заповнювачів оскільки якість бетонів буде забезпечено незалежно від якості заповнювачів. Для виробництва будь-яких бетонів в тому числі дорожніх і аеродромних може бути використаний тільки один вид цементу - стандартний портландцемент без мінеральних добавок марки 400. Пропонована технологія дозволить знизити вагу бетонних конструкцій за рахунок переходу на дрібнозернисті і легкі бетони з характеристиками на рівні важких бетонів а крім того відмовитися від поверхневого захисту бетону. Як наслідок собівартість високоякісних бетонів в тому числі типу High Performance Concrete (супердовговічні і особливо міцні) знизиться до рівня звичайних бетонів.
Сьогодні в Україні як і в цілому світі широко використовують неавтоклавний пінобетон у житловому громадському та промисловому будівництві [61]. Пінобетон використовують при зведенні стін і перекриттів будинків. У багатьох країнах пінобетон застосовують для будівництва основ доріг для заповнення канав (траншей) [62]. Проте використання неавтоклавного пінобетону як основного конструктивного елементу у плитах перекриття на сьогодні є незначним [63] через недостатньо вивчену його спільну роботу з арматурою та іншими конструктивними елементами.
Було проведено експериментальне дослідження збірно-монолітних залізобетонних плит перекриття з використанням пінобетону на стадії монтажу збірної опалубки та після їх бетонування.
Дослідні зразки були виготовлені у вигляді двох опалубкових залізобетонних плит марки П-1 та П-2 розміром в плані L×B=4200×500мм висотою залізобетонної основи – 40мм (рис.10.9 а). Для армування плит використовувався просторовий каркас із арматурних стержнів у вигляді тригранної призми. Верхній та нижні повздовжні арматурні стержні просторового каркасу були з’єднані між собою за допомогою поперечних стержнів утворюючи при цьому прямокутні або трикутні ратки. З’єднання арматурних стержнів просторового каркасу проводилося електродуговим зварюванням. Для бетонної основи плит марки П-1 та П-2 використовувався важкий бетон класу В20. Опалубкові залізобетонні плити марки П-1 та П-2 випробовували на монтажні навантаження як балки на двох опорах – шарнірно-нерухомій і шарнірно рухомій. Навантаження на кожну плиту прикладалося ступенями за допомогою гідравлічного домкрата та си-метрично розподілялося у третинах прольоту величиною по 05Р через розподільчу траверсу(рис.10.9 б).
Вигляд дослідних опалубкових залізобетонних плит після випробування на монтажні навантаження наведено на рис.10.10 аб.
Руйнування плити П-1 (рис.10.10 а) відбулося внаслідок втрати стійкості верхньої робочої арматури. Перші тріщини з’явилися на нижній грані опалубкової залізобетонної плити в поперечному напрямку посередині прольоту.
Рисунок 10.9 Вигляд опалубкової залізобетонної плити:
а – в бетонному цеху після виготовлення; б – на дослідній установці при випробуванні
Рисунок 10.10 Вигляд опалубкових залізобетонних плит після випробування:
а – плита П-1; б – плита П-2
У дослідному зразку П-2 перші тріщини в бетоні та руйнування спостерігалися в перерізі на відстані 14 прольоту від опори (рис.10.10 б). Це зумовлено тим що у цьому місці попередньо були виключені з роботи три поперечні похилі стержні за допомогою їх розрізання. Розрізання цих трьох поперечних стержнів на відстані 14 прольоту від опори було проведено для того щоб експериментально перевірити достатність відстані приварки поперечних арматурних стержнів до верхньої робочої арматури. В зоні руйнування відбулась втрата стійкості верхньої робочої арматури.
За результатами експериментальних досліджень було побудовано графіки наростання прогинів (рис. 10.11).
Виходячи з умови досягнення опалубковими залізобетонними плитами гранично допустимих прогинів за графіками визначено величини критичного навантаження. Величина гранично допустимого прогину для плит перекриття становила fmax = (1200)L = (1200)×400 = 2 см.
Рисунок 10.11 Експериментальні залежності наростання прогинів опалубкових залізобетонних плит марок П-1 та П-2
Згідно з цією умовою експериментальне значення величини руйнівного навантаження склало для плити марки П-1 а для плити марки П-2
Аналізуючи результати проведених досліджень можна судити про наступне:
- утворення перших нормальних тріщин в опалубкових залізобетонних плитах відбулося в нижній розтягнутій зоні залізобетону: в плиті П-1 по середині прольоту а в плиті П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори;
- дослідні зразки зруйнувалися від втрати стійкості верхньої робочої арматури: плита П-1 – по середині прольоту; плита П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори.
Опалубкові залізобетонні плити П-1 та П-2 після випробовування вирівнювались в місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури після чого до неї приварювались додаткові арматурні стержні аналогічного діаметру. Пізніше виконувалась дерев’яна опалубка по ним та проводилось бетонування верхнього шару плити пінобетоном марки D-800 висотою 160 мм (рис. 10.12 а). Таким чином було отримано дві збірно-монолітні залізобетонні плити перекриття з використанням пінобетону марки ПП-5 та ПП-6.
Отримані збірно-монолітні залізобетонні плити перекриття із використанням пінобетону марки ПП-5 та ПП-6 через 28 діб після виготовлення випробовували як балки на двох опорах–шарнірно нерухомій та шарнірно рухомій завантажені зосередженими силами у третинах прольоту(рис. 10.12 б).
Рисунок 10.12 Вигляд дослідних зразків плит ПП-5 та ПП-6
а – в процесі бетонування верхнього шару пінобетоном; б – на дослідній установці при випробуванні
Вигляд дослідних плит ПП-5 та ПП-6 після випробування показано на рис. 10.13 а б.
Поширення тріщин і руйнування в плиті ПП-5 відбулось в основному по середині прольоту подібно до звичайної плити яка руйнується по нормальному перерізу (рис. 10.13а). Спочатку відкрились тріщини в залізобетонній частині плити які утворилися раніше при випробуванні плити П-1. При подальшому навантаженні з’явилися тріщини у верхній зоні стиснутого пінобетону по середині прольоту дослідного зразка. В плиті ПП-6 спостерігали утворення перших тріщин на відстані 14 прольоту від опори (рис. 10.13б). Було повторно виявлено втрату стійкості верхнього робочого стержня в місці виключення з роботи трьох поперечних похилих стержнів та додаткового його посилення.
Рисунок 10.13 Вигляд збірно-монолітних залізобетонних плит з використанням пінобетону після випробування:
а – плита ПП-5; б – плита ПП-6.
У процесі експерименту заміряли прогини плит. Аналіз та обробка показів індикаторів годинникового типу розміщених на двох опорах і посередині прольоту а також прогиноміра Аістова дали можливість побудувати експериментальні залежності наростання прогинів плит (рис. 10.14).
Виходячи з умови досягнення плитами гранично допустимих прогинів за графіками визначено величини критичного навантаження. Величина гранично допустимого прогину як для плит становила fmax=(1200)L=(1200)×400 = 2 см.
Згідно з цією умовою експериментальне значення величини руйнівного навантаження склало для плити ПП-5 – а для плити ПП-6 - .
Аналізуючи наведені вище експериментальні дані можні судити про те що:
- досліджувані плити ПП-5 та ПП-6 зруйнувалися у місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури;
- при проведенні експериментів не було зафіксовано зсуву на контакті залізобетону та пінобетону що підтвердило достатність поперечного армування для з’єднання двох типів бетону;
- армування досліджуваних плит ПП-5 та ПП-6 просторовим арматурним каркасом забезпечило сумісну роботу залізобетонного і пінобетонного шару що було підтверджено результатами експерименту.
Рисунок 10.14 Залежність наростання прогину від навантаження
Таким чином використання опалубкових плит для збірно-монолітного перекриття із використанням пінобетону є можливим. Велику роль у роботі досліджуваних плит відіграє стиснута арматура. Застосування в якості верхнього шар конструкції неавтоклавного пінобетону дозволяє сприйняти частину стискаючих зусиль що діють на плиту. Опалубкові залізобетонні плити зруйнувалися внаслідок втрати стійкості верхньої робочої арматури: плита П-1 – по середині прольоту; плита П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори. Дослідні плити ПП-5 та ПП-6 зруйнувалися у місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури. При проведенні експериментів не було зафіксовано зсуву на контакті залізобетону та пінобетону що підтвердило достатність поперечного армування для з’єднання двох типів бетону. Армування досліджуваних плит ПП-5 та ПП-6 просторовим арматурним каркасом забезпечило сумісну роботу залізобетонного і пінобетонного шару що було підтверджено результатами експерименту.
Неоднорідність бетону є наслідком нерівномірного розподілу його компонентів фізичної і хімічної неоднорідності продуктів гідратації цементу результатом впливу мінливості властивостей компонентів технологічних параметрів виготовлення доставки укладання бетонної суміші і витримування бетону. При визначенні характеристик бетону на неоднорідність впливають також помилки методів випробувань похибки засобів вимірювань точність тарировки причому це відноситься і до визначення властивостей компонентів бетону. У довіднику [64] неоднорідність структури бетону пояснюється головним чином відмінністю властивостей його складових.
Докладний огляд проблеми неоднорідності бетону міститься в [65]. Дослідниками отримані наступні результати:
Систематична неоднорідність міцності по висоті формованих виробів в напрямку бетонування досягає 10-35% з пониженням у верхніх шарах де концентрація великого заповнювача менше [66]. У нормах з проектування залізобетонних конструкцій це враховується коефіцієнтом умов роботи 080-085 для різних бетонів при висоті шару бетонування понад 15 м.
Досліджено вплив «гідравлічного тиску» на зміну модуля пружності бетону по висоті формуємих елементів зі збільшенням модуля в нижніх шарах. Доведено що щільність бетону змінюється незначною мірою [67].
Спостерігається анізотропія властивостей бетону що залежить від напрямку укладання бетонної суміші: міцність на розтяг у напрямку укладання менше ніж у перпендикулярному напрямку [68]. Нормативна варіація міцності бетону на розтяг призначена 0165 проти 0135 для міцності при стисненні.
Чим менше поперечний переріз елементів тим більше вплив дефектів структури (раковин нещільних ділянок та ін.) що в нормах враховується коефіцієнтом умов роботи 085 для бетонних стовпів або залізобетонних колон перетином менше 30 см [69].
Встановлено зменшення вологості поверхневих зон бетону та підвищення пористості на глибину до 50 мм що впливає на міцність по перерізу елементів. Причому товщина шару не залежить від розмірів елементів [7071].
Досліджено вплив неоднорідності деформацій усадки за обсягом бетонних елементів на напружено-деформований стан конструкцій різної масивності [7273].
Таким чином неоднорідність міцності у вертикальному напрямку пов'язана головним чином зі зміною концентрації великого заповнювача при віброущільненні (для конструкцій). Зміна міцності в горизонтальному напрямку - результат розподілу вологісних полів розвитку деформацій усадки і несприятливої зміни порових характеристик структури бетону (для масивних конструкцій).
Визначенню кількісних взаємозв'язків варіації міцності і основних технологічних факторів при виготовленні бетонної суміші (водоцементного відношення активності цементу густоти цементного тіста режимних параметрів твердіння якості заповнювачів) були присвячені окремі дисертаційні дослідження [74]. Разом з тим великий практичний інтерес представляє дослідження впливу технології виготовлення монолітних конструкцій на неоднорідність міцності бетону.
На рис. 10.15 наведені результати дослідження температурних і міцностних полів у бетоні монолітних стін і перекриттів 16-поверхового збірно-монолітного будинку що зводиться в об'ємно-переставний опалубці. Теплова обробка здійснювалася методом камерного обігріву повітря із застосуванням електричних калориферів 150-225 кВт. Температура вимірювалася за допомогою хромель-копелевих термопар в 72 точках стін і перекриття складових монолітну осередок. Міцність бетону визначалася методом пружного відскоку і ультразвуковим приладом УК-14П (проектний клас бетону В15).
Рисунок 10.15 Температурні та міцністні поля у бетоні конструкції:
а – розподіл температури повітря всередині тунеля опалубки при ввімкненному вентиляторі калорифера °С; б – те ж при вимкненному вентиляторі °С; в - температурні поля у бетоні двох стін та перекриття °С; г – міцністні поля в бетоні стіни у віці 3 діб МПа; д – те ж у віці 6 діб МПа.
Температура зовнішнього повітря від -8°С до 0°С.
Розподіл температури повітря всередині тунелю опалубки в значній мірі залежить від роботи вентилятора калорифера. При роботі останнього забезпечується досить рівномірний по висоті розподіл температур (рис. 10.15 а). При відключенні вентилятора рух повітря викликається природними конвективними потоками від нагрітих поверхонь і інфільтрацією через навісні штори (рис. 10.15 б). Це зумовлює велику нерівномірність температури в тунелі (від 7 до 50 ° С градієнти по довжині і висоті 014-016 ° Ссм). Так як в період ізотермічного витримування калорифер включався лише на нетривалий час для компенсації тепловтрат розподіл температури в площині конструкції (рис. 10.15 в) визначається температурним полем нагрітого повітря (рис. 10.15 б).
Відповідно температурним полям розподілялися і міцнісні поля в площині стін (рис. 10.15 г д). Міцність бетону на стиск відрізнялася по висоті стін на 40-47%. У перші години після розпалубки в деяких монолітних стінах утворилися наскрізні вертикальні тріщини шириною розкриття 02-10 мм. Утворення тріщин пояснювалося несприятливим поєднанням конструктивно-технологічних факторів: великими градієнтами температур по площині стін умовами защемлення стін технологічним циклом бетонування поверхів. При цьому різниця температури зовнішніх шарів бетону і повітря в момент розпалубки дорівнювала 5-15 °С і не перевищувала допустимого нормативного значення.
Таким чином камерний обігрів характеризується великою нерівномірністю розподілу температури в бетоні що призводить до збільшення тривалості витримування бетону до досягнення нею необхідної міцності підвищеної витрати електроенергії а також до значних температурних градієнтів і в деяких випадках до тріщин в конструкціях.
Як показано в [7576] регулюючи температурне поле при термообробці бетону різними методами можна істотно змінювати напружено-деформований стан і підвищити тріщиностійкості конструкцій особливо тонких стін. Забезпечення рівномірності обігріву шляхом безперервної роботи тепловентиляторів призводить до створення надлишкового тиску всередині тепляка збільшення тепловтрат. Для підвищення ефективності прогріву і забезпечення якості монолітних конструкцій рекомендується застосування повітроводів або приопалубочних штор з подачею теплого повітря безпосередньо до поверхні що обігрівається [77].
Для монолітного перекриття розподіл міцності на стиск бетону зрілого віку було отримано методом ударного імпульсу приладом ПС-МГ4 при контролі окремих ділянок методом відриву зі сколюванням. Незважаючи на великий розкид значень міцності від 276 до 542 МПа на окремих ділянках (рис. 10.16) коефіцієнт варіації склав 16% і не перевищив допустимого значення по ГОСТ Р 53231 [78]. Фактичний клас бетону з урахуванням неоднорідності склав В27 проти В225 по проекту.
Рисунок 10.16 Розподіл міцності по поверхні перекриття МПа
При випробуваннях міцності бетону перекриттів безпосередньо після розпалубки отриманий розкид міцності від 157 до 29 МПа середнє значення 228 МПа варіація 18%. При цьому коефіцієнт варіації вище ніж у зрілому віці і перевищує нормативне значення. Використання гріючих проводів при влаштуванні монолітних перекриттів забезпечує відносно рівномірний температурне поле по перерізу і в площині конструкції за умови достатнього рівномірного утеплення відкритій поверхні. При цьому неоднорідність міцності бетону обумовлюється насамперед технологічної мінливістю процесів виготовлення і укладання а також підвищеними тепловтратами бетону в місцях сполучень зі збірними колонами (необхідно додаткове утеплення зазначених місць).
При бетонуванні монолітних колон неоднорідність міцності бетону по висоті залежить насамперед від дотримання технології пошаровим укладання. Вивчався розподіл міцності на стиск бетону в проектному віці по висоті 54 монолітних колон (6 точок через півметра: від 25 до 275 см від рівня перекриття). Міцність визначалася методом ударного імпульсу склерометром ПС-МГ4. При розкиді значень міцності від 216 до 406 МПа коефіцієнт варіації по всіх 324 вимірам склав 118%. Варіація міцності по кожній колоні склала від 26 до 84%. Фактичний клас бетону з урахуванням неоднорідності склав В213 В362 проти В25 по проекту. Розподіл значень міцності по висоті колон було згруповано за наступними типами: «Н» - найбільша в низу; «С» - найбільша в середині; «В» - найбільша в верху; «Р» - рівномірний розподіл; «Г» - розподіл типу «гребінка» (рис. 10.17).
Рисунок 10.17 Типи розподілу міцності бетону по висоті колон
Таким чином розподіл міцності по висоті колон в основному рівномірне або змінне (типу «гребінка») яке з урахуванням випадкових помилок контролю також можна віднести до рівномірних. Такий розподіл спостерігалося у 537% колон. На другому місці за частотою виявилося розподіл з найбільшими значеннями міцності в середині колони (241%) на третьому - розподіл з максимумом міцності по низу колон (167%). Таким чином дотримання технології пошаровим укладання суміші в опалубку колон у більшості випадків забезпечує рівномірний розподіл міцності бетону по висоті. Причому більш вірогідні підвищені значення міцності в середині і по низу колон. Подібні розподілу міцності по висоті стін якi формуються в вертикально рухомих опалубках були отримані в дослідженнях Долматова А.А [78].
Одним з основних факторів що обумовлюють значну неоднорідність міцності бетону монолітних конструкцій в порівнянні зі збірними є неможливість оперативної коригування складу суміші і технології її укладання пов'язаної пізніми термінами визначення міцності бетону. При цьому дослідженнями встановлено що варіація міцності з віком бетону знижується [79]. Тому при прогнозуванні проектної міцності за результатами прискорених випробувань зазначене зниження варіації сприяє підвищенню конструктивної надійності. Цей факт знайшов відображення і в стандарті що рекомендує для збірних конструкцій приймати коефіцієнт варіації міцності бетону в проектному віці рівним 85% коефіцієнта варіації відпускної міцності.
В якості висновку слід зазначити наступне. Підвищення однорідності монолітного бетону - складне комплексне завдання обумовлена нестабільністю властивостей цементу і заповнювачів недосконалістю бетонозмішувального обладнання особливостями формування структури бетону (усадка вологість пористість) впливом технології укладання і витримування помилками методів і засобів контролю міцності. Вирішення цього завдання неможливе без участі держави (з урахуванням досвіду розвинених країн) вдосконалення законодавчої та нормативної бази.
При контролі міцності бетону необхідно враховувати вплив технологічних факторів на неоднорідність бетону в конструкціях (по висоті колон по площі стін і перекриттів по довжині балок). Приймання конструкцій слід здійснювати з урахуванням статистичної неоднорідності не тільки партій але й окремих елементів конструкцій. Регламент контролю міцності повинен входити до складу проекту виконання робіт і узгоджуватися з проектною організацією.
Міжповерхове перекриття є одним з основних елементів проектованих споруд що забезпечують сприйняття навантажень і просторову жорсткість споруди. Витрати на зведення перекриття досягають 50% від загального обсягу витрат на матеріали всієї споруди. Крім того надзвичайно актуально забезпечення надійності роботи перекриття. При цьому вибір економічно вигідного рішення по міжповерхових перекриттів при дотриманні ним необхідної міцності є однією з найважливіших задач проектування. На даний момент вигідно використовувати нові технології зведення споруд великопрольотних конструкцій з постнапряженіем арматури.
На даний момент з архітектурних міркувань або технологічних вимог часто необхідно реалізовувати монолітні великопрогонові перекриття (більше 7 метрів). При реалізації подібних конструкцій застосовується метод попереднього напруження. дея цього методу полягає у створенні на стадії виготовлення або будівництва напруженого стану в конструкції коли знак напруги в бетоні протилежний знаку напруги від експлуатаційного навантаження. Особливістю будівництва з монолітного залізобетону є збірка і монтаж арматури безпосередньо на будівельному майданчику але це призводить до значних трудовитрат і багаторазової перевитрати арматури в порівнянні з використанням плит перекриттів з попереднім напруженням де витрата арматури на 1 м2 становить від 2 до 7 кг проти 10-40 кг. Крім того у разі використання плит в монолітному масовому житловому будівництві прольоти перекриттів як правило не перевищують 4-6 м і не забезпечують можливості вільного планування будівлі. У зв'язку з цим основним завданням даного дослідження є розробка концепції та побудова кінцево-елементної моделі постнапряженного монолітного перекриття (ПК SCAD) адекватно описує фізичну сутність перекриття. Крім того необхідно провести дослідження поведінки моделі конструкції з метою встановлення залежностей від зміни зовнішніх і внутрішніх параметрів. При використанні звичайного залізобетону в розтягнутій зоні залізобетонних елементів виникають тріщини всі розтягуючі зусилля в цій зоні сприймає арматура.
Тріщини мають обмежену ширину розкриття що забезпечує нормальну експлуатацію цих конструкцій при відсутності агресивного середовища. При проектуванні великопрольотних залізобетонних перекриттів (з прольотом більше 7-9 м) виявляється що виконати ці конструкції у звичайному залізобетоні неможливо і невигідно що пов'язано в першу чергу зі зниженням параметра жорсткості цих конструкцій і розвитку тріщин в розтягнутій зоні. Для збільшення жорсткості великопрольотних елементів необхідні такі способи виготовлення при яких би не виникали тріщини в розтягнутій зоні. Були зроблені спроби вирішити це завдання шляхом штучного обтиску розтягнутої зони. Це стало можливим тільки тоді коли в якості арматури для таких конструкцій стали застосовувати високоміцну арматурну сталь у вигляді прутків і у вигляді дротяної арматури [80]. При цьому натяг арматури передує додатком корисного навантаження що визначає значення слова «переднапружені». Переднапружені конструкції діляться на два класи залежно від моменту натягу арматури: до або після набору міцності бетону. Природно натяг арматури після набору їм міцності можливо в тому випадку якщо відсутня зчеплення арматури з бетоном.
Відмінність технології постнапруження від широко відомого переднапруження полягає в тому що напружена арматура натягується після бетонування і набору бетоном достатньої передавальної міцності (70-80% марочної міцності).
Для того щоб забезпечити можливість натягу арматури після твердіння бетону арматура повинна мати можливість вільного переміщення в бетоні. Для цього напружена арматура полягає в пластикову трубку.
Передача зусиль на бетон здійснюється за допомогою встановлюваних на кінці напружуваних елементів анкерних пристроїв. Як правило для попереднього напруження використовуються арматурні канати. Канат в конструкції розкладається між верхньою і нижньою сіткою арматури відповідно до форми епюри згинальних моментів (лінією головних розтягуючих напружень). Після набирання бетоном проектної передаточної міцності проводиться на тяжіння каната за допомогою гідравлічного домкрата. Залежно від типу розкладки каната виникають зусилля напруження обтиску бетону і при криволінійності розкладки канатної арматури розвантажують зусилля по довжині прольоту (рис. 10.18). вропейська та американська практика протягом 40 років показує що в плитах перекриттів застосування попереднього напруження дозволяє скоротити товщину плити з 130 прольоту до 140-145 прольоту. Скорочення армування при цьому досягається на 1 м3 до 35-45 кг ненапружуваної арматури і 10-15 кг напружуваних канатів.
Рисунок 10.18 Зусилля при різних типах розкладки канату
При проектуванні попередньо напружених конструкцій з системою попереднього напруження без зчеплення з бетоном слід керуватися таким принципом: зусилля попереднього напруження арматура передає на бетон не по всій довжині а тільки в місцях анкерування на торцях конструкції а також у місцях перегину канатів. Відповідно попереднє напруження має бути прийняте в розрахунку як прикладені до конструкції зовнішні сили. Сили що виникають в місцях перегину канатів залежать в першу чергу від геометрії каната і зусиль в ньому. Як правило в конструкціях застосовується два типи розкладки канатів - вільна розкладка при якій фіксуються тільки анкерні елементи і фіксована розкладка з фіксуванням каната на підкладках. При вільної розкладці геометрія каната визначається його жесткостнимі характеристиками власною вагою і габаритами конструкції.
Рисунок 10.19 Розтягуючі зусилля
В даний час ця технологія попереднього напруження застосовується практично у всіх споруджуваних будинках із монолітного залізобетону в США і в багатьох спорудах у вропі Японії Китаї та інших країнах. Причому ця технологія застосовується в 80% випадків у житлово-цивільному і дорожньому будівництві і лише в 20% випадків - при будівництві мостів АЕС та ін. унікальних споруд.
Аналіз наявних статей і публікацій по цій темі показує що результатів по дослідженню постнапружених монолітних перекриттів недостатньо. При цьому відсутні розрахунки даних завдань при використанні ПК із застосуванням методу скінченних елементів. Таким чином наукова проблема полягає у відсутності методики моделювання постнапряженних конструкцій дослідження та аналізу їх роботи. Нами було виконано поетапне моделювання методом кінцевих елементів в ПК SCAD окремих елементів перекриттях. Натяг арматури в конструкції перекриття здійснювалося з використанням загальновідомого прийому - додатком негативної температури до стренд.
Об'єктом для вивчення стало монолітне ребристе перекриття з постнапруженням проліт якого 16x16м. Складовими елементами конструкції є: верхня плита 120 мм і монолітні поздовжні і поперечні балки перетином 800x120 мм з кроком 2 м в яких розташовується напружуваний стренд.
Дослідження проводилися на моделях ребристого перекриття причому перед її формуванням розглядалися моделі ребер з різною розкладкою каната.
В основу розрахунку ліг метод кінцевих елементів з використанням в якості основних невідомих переміщень і поворотів вузлів розрахункової схеми [81]. У зв'язку з цим ідеалізація конструкції виконана у формі пристосованій до використання цього методу а саме: система представлена у вигляді набору тел стандартного типу (стрижнів оболонок і зв'язків кінцевої жорсткості) званих кінцевими елементами і приєднаних до вузлів.
Моделювання ребра плити виконувалося оболонковими елементами а стренда - стрижневими елементами пов'язаного з вузлами оболонки зв'язками кінцевої жорсткості. При цьому натяг Стренда моделюється температурної навантаженням на стрижень.
Задачі розрахунку несучих конструкцій орієнтовані на уточнене пророкування особливостей поведінки системи на всіх етапах її роботи включаючи й етапи які передують руйнуванню найчастіше не можуть бути вирішені методами лінійної будівельної механіки. Відхилення від закону Гука (фізична лінійність) відмова від розгляду умов рівноваги в геометричних термінах недеформованого стану (геометрична нелінійність) облік можливої зміни розрахункової схеми в процесі деформування (конструктивна нелінійність) складають звичайний «набір нелінійностей» до якого апелює навчальна література і більшість програмних розробок. Нелінійні розрахунки виконуються із застосуванням крокового методу ідея якого заснована на відстеженні поведінки системи при відносно малих збільшеннях навантаження. При цьому на кожному кроці вирішується лінеаризовану система довільних рівнянь для поточного приросту вектора вузлових навантажень сформованого для розглянутого завантажених.
Рисунок 10.20 Залежність прогину перекриття від зміни корисного навантаження f(Р) при силі натягу Р = 35т при лінійному розрахунку
Рисунок 10.21 Залежність прогину перекриття від зміни корисного навантаження f(Р) при силі натягу Р = 35т при нелінійному розрахунку
Рисунок 10.22 Графік залежності прогину від температурного навантаження
Отримані результати не суперечать наявним уявленням за характером напружено-деформованого стану переднапружених конструкцій і якісно відповідають даним по розрахунку конструкції перекриття.
За результатами роботи можна зробити наступні висновки.
Використання моделі ребра з однією точкою обпирання стренда на бетон демонструє основні властивості роботи конструкції: зменшення прогинів аж до випора ребра над точкою обпирання локальне смятие бетону в точці анкерування. При кількості точок обпирання 11 і більше модель адекватно описує напружено-деформований стан конструкції.
На прикладі монолітно-ребристого перекриття показано що застосування постнапряженія конструкції дозволяє забезпечити допустимі прогини конструкції в той час як для звичайного монолітного перекриття прогин за межами допустимого.
Аналіз системи з геометричною нелінійністю у вигляді стренда дав нелінійну залежність прогину конструкції від корисного навантаження на початковому етапі і практично лінійну при навантаженнях близьких до реальних.
У відсутність навантаження величина випора перекриття лінійно залежить від зусилля в стренда моделируемом температурної навантаженням.
У відсутність корисного навантаження геометрична нелінійність розглянутої схеми не проявляється і випор перекриття лінійно залежить від сили натягу стенда.
Підвищення тріщиностійкості (мінімізація тріщиноутворення) бетонів є ключовою складовою забезпечення несучої здатності та корозійної стійкості монолітних залізобетонних конструкцій [82 83].
Тверднення бетону монолітних залізобетонних конструкцій практично завжди супроводжується утворенням та розкриттям тріщин:
короткостроковим розкриттям тріщин - внаслідок недотримання належного температурно-вологісного режиму тверднення бетону;
довгостроковим розкриттям тріщин - внаслідок нерівномірних по перетину деформацій під дією температури навколишнього середовища і усадки бетону.
При цьому наявність і параметри розкриття тріщин оцінюють з урахуванням можливих причин утворення тріщин та їх впливу на несучу здатність елемента конструкції і корозійну стійкість залізобетону (арматури).
Одним з ефективних шляхів прогнозування параметрів тріщиноутворення бетону монолітної конструкції є використання положень теорії механіки руйнувань та методу кінцевих елементів (МКЕ) [84]. Так шляхом оптимізації одержаної за МКЕ моделі конструкції можна винайти характеристики тріщиноутворення за яких напруження в системі будуть мінімальними або такими що не призводять до подальшого розвитку тріщин. При цьому умови початку росту тріщини можна сформулювати як досягнення напруженнями критичного значення використовуючи в якості критерію крихкого руйнування критичний коефіцієнт інтенсивності напружень (КН) у вершині тріщини.
Для прогнозування параметрів тріщиноутворення бетону монолітних конструкцій за допомогою методу кінцевих елементів були одержані моделі тріщиностійкості трьох складів крупнозернистих бетонів за даними рівноважних механічних випробувань (рис. 10.2324 табл.1) проведених на кафедрі автомобільних шляхів Національного університету “Львівська політехніка” [85].
Рисунок 10.23 Схема випробувань зразка призми на згин з ініційованою тріщиною (а = 004 – довжина початкового надрізу шириною 0002 м; b = 01; L = 04; L0 = 038 – розміри зразка м; F – навантаження на зразок кН)
Повністю рівноважні діаграми деформування важких бетонів мали вигляд наведений на рис. 10.24 а розрахункові силові характеристики тріщиностійкості – у табл. 10.1.
Рисунок 10.24 Рівноважні діаграми деформування важких бетонів на основі:
– КЦ-1; 2 – КЦ-2; 3 – ПЦ
За моделями були розраховані значення КН (табл. 10.1) що відповідають початку тріщиноутворення (кінець лінійної ділянки на рівноважній діаграмі рис. 10.24) як опис полів напружень у вершини тріщини (рис. 10.25) у вигляді сингулярності 1√r (де r – відстань від вершини тріщини до точки напруження в якій розглядаються).
Табл. 10.1 Фізико-механічні характеристики важких бетонів
Рисунок 10.25 Модель випробування на згин зразка-призми з ініційованою тріщиною
Як видно з табл. 10.1 одержані за моделями значення КН фактично відповідають значенням розрахованим за результатами рівноважних механічних випробувань.
Отже запропонована методологія дозволяє повноцінно використовувати МКЕ для прогнозування параметрів тріщиноутворення різних складів бетонів з відомими КН. При цьому оскільки точність моделювання пов’язана з розмірністю сітки дискретність сітки в області тріщини повинна бути достатньою для адекватної оцінки КН. За моделлю розподілу температур по перетину куба (рис. 10.26) були розраховані поля напружень в поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин крок яких приймався у відповідності з кроком армування (рис. 10.27). Як видно з рис. 10.27 внаслідок розвитку тріщиноутворення напруження в поверхневому шарі бетону знижується з одночасною концентрацією напружень у вершині тріщин.
Рисунок 10.26 Розподіл температур по перетину куба на 2 добу твердіння
Рисунок 10.27 Напруження у поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин
За результатами аналізу напружень в поверхневому шарі бетону (рис. 10.28) спостерігається їх закономірне зниження при збільшенні глибини тріщин до рівня міцності бетону на розтяг.
Рисунок 10.28 Напруження в поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин
При цьому за умови глибини тріщин понад 70 мм (рис. 10.29) значення КН у вершині тріщин не перевищують критичного для бетону на портландцементі (табл.10.1).
Рисунок 10.29 Значення КН у вершині тріщин в залежності від їх глибини
Аналіз ширини розкриття тріщин (рис. 10.30) свідчить про їх стабілізацію на рівні ~0033мм при глибині понад 75 мм.
Рисунок 10.30 Ширина розкриття тріщин в залежності від їх глибини
Слід відзначити що при моделюванні термонапруженого стану також доцільно враховувати випаровування води з поверхні затверділого бетону що призводить до прискорення усадочних деформації та збільшення температурних градієнтів. При цьому вплив усадочних деформацій на параметри тріщиноутворення бетону також може бути оцінений за допомогою теорії механіки руйнувань та МКЕ.
Таким чином проблема прогнозування тріщиноутворення залізобетону внаслідок власного термонапруженого стану та усадочних деформацій може бути ефективно вирішена з використанням положень теорії механіки руйнувань і методу кінцевих елементів при врахуванні процесів тепло- і масопереносу та їх впливу на механічні властивості масивного залізобетону.
В ході реконструкції мосту важливе місце займає відновлення захисного шару бетону існуючих залізобетонних опор яке виконується методом торкретування. Торкретування - прогресивний спосіб нанесення на оброблювану поверхню одного або декількох шарів розчину або бетону з цементу піску щебеню або гравію і води здійснюваного під тиском стисненого повітря.
В результаті нанесення розчину або бетону на поверхню під тиском утворюється ущільнений шар торкрет-бетону властивості якого відрізняються від властивостей звичайного бетону або розчину. У порівнянні зі звичайним бетоном торкрет-бетон володіє підвищеною механічною міцністю морозостійкістю водонепроникністю кращим зчепленням з поверхнею оброблюваної конструкції швидше набирає міцність при рівних умовах догляду за бетоном.
У 2008 році спільно з фахівцями лабораторії НДЦ «СМ» ВАТ ЦНДБ Транспортного будівництва по темі НіОКР ВАТ «Мосінжпроект» проведена робота з визначення фізико-механічних характеристик 48 складів торкрет-бетону в тому числі з використанням поліпропіленової та металевої фібри.
Серії в групі відрізнялися ваговим вмістом добавок на 1000 літрів заповнювача:
- О1контр- без добавок;
- К - добавка КАЛЬМАФЛЕКС;
- Кр1 і Кр2 - добавка мікрокремнезема;
- Ф1 Ф2 і Ф3 - фібра металева;
- ФКр1 і ФКр2 - металева фібра і мікрокремнезем;
- П1 і 1П2 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм при витраті;
- П3 -фібра поліпропіленова довжиною 12 мм;
- П4 фібра поліпропіленова довжиною 18мм;
- П5 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм і КАЛЬМАФЛЕКС;
- П6 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм і мікрокремнезем;
- П7 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм КАЛЬМАФЛЕКС і мікрокремнезем.
В якості основи для торкретування використовувалися раніше встановлені на полігоні фрагменти дорожнього бар'єрного огородження.
Розміри плит 600х600х120 мм забезпечували виготовлення з них в подальшому після набору міцності контрольних зразків у вигляді кернів і призм для випробувань бетону на міцність морозостійкість і водонепроникність. Всього було виготовлено 47 контрольних плит з різних складів торкрет бетону які зберігалися 3 доби в природних умовах під укриттям з поліетиленової плівки потім распалублівать і зберігалися в приміщенні лабораторії при 18-20°С при укритті плівкою і періодичному зволоженні. Для визначення міцності на стиск з кожної плити вибурюють по 3 керна з яких виготовлялися контрольні зразки циліндри.
Випробування зразків проводилися в 28-добовому віці відповідно до вимог ГОСТ 10180 на випробувальній машині П-100. Для визначення міцності бетону при розколюванні випробовувалися також серії по три зразки з кожного складу. Схема випробувань на розколювання прийнята за ГОСТ 10180 п. 5.4.
При загальному аналізі отриманих результатів видно що використовуючи торкретування як вид бетонування при створенні конструкцій або при веденні відбудовних робіт можна отримати широкий діапазон експлуатаційних характеристик бетону як по міцності так і по довговічності. Міцність на стиск в окремих серіях була отримана від 325 МПа до 752 МПа на розколювання - від 3 МПа до 134 МПа водопоглинання в середньому склало 15 - 2% марка по водонепроникності у всіх зразках була нижче W12 а морозостійкість в випробуваних серіях отримана від мінімальної F300 до F1000 (або F300 для бетонів дорожніх і аеродромних покриттів). Ці результати дають підставу стверджувати що при правильному і доцільному використанні армування і добавок можна отримати весь діапазон експлуатаційних характеристик бетону який затребуваний сьогодні в будівництві в тому числі і транспортних споруд.
За отриманими результатами можна стверджувати що застосування сталевої фібри сильно впливає на характеристики міцності бетону не погіршуючи властивостей бетону по водонепроникності водопоглинанням і морозостійкістю. Використання поліпропіленової фібри в цілому збільшує міцність бетону на стиск і на розтяг дає можливість отримати довговічний бетон на що вказують результати випробувань на морозостійкість водопоглинання і водонепроникність але в цих серіях не визначена залежність якісних характеристик бетону від параметрів фібри при її різних дозуваннях.
ДСТУ Б А.2.4-7:2009 Правила виконання архітектурно будівельних робочих креслень
ДБН А.2.2-3-2014 Склад та зміст проектної документації на будівництво
ДБН 360-92** Містобудування. Планування і забудова міських і сільських поселень
ДБН.2.2-9-2009 Громадські будинки та споруди. Основні положення
ДБН В.2.6-98:2009 Бетонні та залізобетонні конструкції. Основні положення
ДБН В.2.6-163 Сталеві конструкції. Друга редакція
ДБН В.1.2-2:2006 Навантаження і впливи
ДБН В.2.3-22:2009 Мости та труби. Основні вимоги проектування
ДБН В.2.3-14:2006 Мости та труби. правила проектування
ДСТУ-Н Б В.1.1-27:2010 Будівельна кліматологія
ДБН В.2.6-31:2006 Теплова ізоляція будівель. Зміна №1
ДСТУ-Н Б В.1.2-16:2013 Визначення класу наслідків (відповідальності) та категорії складоності об'єктів будівництва
ДСТУ Б Д.1.1-1:2013 Правила визначення вартості будівництва
ДСТУ-Н Б Д.1.1-3:2013 Настанова щодо визначення загальновиробничих та адміністративних витрат та прибутку у вартості будівництва
ДСТУ-Н Б Д.1.1-5:2013 Настанова щодо визначення розміру коштів на титульні тимчасові будівлі та споруди і інші витрати у вартості будівництва
Кадол Л.В. Методичні вказівки до виконання курсової роботи з дисципліни Управління ефективністю будівництва” для студентів спеціальності 7.092101 “Промислове та цивільне будівництво” (ПЦБ) денної та заочної форм навчання містять загальні вимоги до виконання курсової роботи
ДБН Д.2.2-8-99 - Е 8Конструкції з цегли та блоків
ДБН Д.2.2-11-99 - Е 11Підлоги
ДБН Д.2.2-12-99 - Е 12Покрівлі
ДБН Д.2.2-13-99 - Е 13Захист будівельних конструкцій та обладнання від корозії
ДБН Д.2.2-15-99 - Е 15Опоряджувальні роботи
ДБН Д.2.2-30-99 - Е 30Мости та труби
ДБН Д.2.2-45-99 - Е 45Роботи при реконструкції будівель і споруд
ДБН Д.2.2-47-99 - Е 47Озеленення. Захисні лісові насадження. Багаторічні плодові насадження
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. "Железобетонные конструкции. Общий курс." Учебник для вузов.-5-е изд. перераб. и доп.-М.: Стройиздат 1991.-767 с.: ил.
Клименко Ф.. Барабаш В.М. Стороженко Л.I. Металеві конструкції. Львів: Світ 2002. - 312 с. Підручник 2-ге видання
ДБН А.3.1-5-2009. Організація будівельного виробництва
ДБН В.1.1-7-2002. Пожежна безпека об'єктів будівництва
ДБН А.3.2-2-2009. Охорона праці і промислова безпека в будівництві
Водний кодекс України. Відомості Верховної Ради України (ВВР) 1995 N 24 ст.189 )
ДБН А.3.2-2-2009 «Охорона праці і промислова безпека в будівництві» К.: - Мінрегіонбуд 2012
ДБН Д.2.7-2000. Ресурсні кошторисні норми експлуатації будівельних машин і механізмів (Редакційна колегія: А.В. Беркута П.. Губань В.Г. ванькіна) – К. 2001. – 248 с.
Дикман Л.Г. Организация и планирование строительного производства М.: -Высшая школа 1988 г.
ЕНиР. Сборник Е1. Внутрипостроечные транспортные работы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987. – 40 с.
ЕНиР. Сборник Е3. Каменные работы Госстрой СССР. – М.: Стройиздат 1987. – 64 с.
ЕНиР. Сборник Е4. Монтаж сборных и устройство монолитных железобетонных конструкций. Вып. 1. Здания и промышленные сооружения Госстрой СССР. – М.: Стройиздат 1987. – 64 с.
ЕНиР. Сборник Е5 Монтаж металлических конструкций. Выпуск 1 Здания и промышленные сооружения Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
ЕНиР. Сборник Е5 Монтаж металлических конструкций. Выпуск 3 Мосты и трубы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
ЕНиР. Сборник Е8 Отделочные покрытия строительных конструкций. Выпуск 1 Отделочные работы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
Посібник з розробки ПОБ і ПВР (до ДБН А.3.1.-5-96) К: НДБВ 1997 р. Рогозін В.В. Методичні вказівки «Приклади розрахунків об’єктних будівельних генеральних планів при будівництві одноповерхових промислових будівель» в курсових і дипломних проектах з курсу «Організація і планування будівельного виробництва» для студентів напряму підготовки «Будівництво» всіх форм навчання – Кривий Ріг КТУ 2011
Рогозін В.В. Методичні вказівки до курсового дипломного проектування та самостійної роботи з дисципліни «Організація і планування будівельного виробництва» з теми «Складання календарних планів будівництва одноповерхової промислової будівлі» для студентів напряму підготовки «Будівництво» всіх форм навчання – Кривий Ріг КТУ 2011
Соколов Г.К. Выбор кранов и технических средств для монтажа строительных конструкций. Учеб. пособие Моск. гос. строит. ун-т. — М: МГСУ 2002г. — 180с.
Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции.: Учеб. Для студентов вузов по спец. «Промышленное и гражданское строительство». – М.: Высш. шк. 1987.-384 с.: ил.
Проектирование железобетонные конструкций: Справоч. пособие А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.: Под ред. А.Б. Голышева. – К.: Будівельник 1985. – 496 с.
ДБН А.2.2-1-95 Склад і зміст матеріалів оцінки впливів на навколишнє середовище (ОВНС) при проектуванні і будівництві підприємств будинків і споруд. основні положення проектування.
Рекомендации по проектированию монолитных железобетонных перекрытий со стальным профилированным настилом - Москва "СТРОЙИЗДАТ" 1987г.
Мещерин В. Храпко М.. Самоуплотняющийся бетон СПб. 2009.
Троян В.В. Молекулярная архитектура суперпластификаторов как фактор определяющий функциональность бетонов М-лы 10-й Межд. научно-практ. конф. «Дни современного бетона». – Запорожье: «Планета» 2008. – с.162-179.
Троян В.В. Термонапружений стан залізобетону як аспект довговічності монолітних конструкцій Науково-технічний збірник «Будівельні матеріали вироби та санітарна техніка». Вип. 35 Київ:Товариство "Знання" України 2010 р. – с. 119-124.
Й. Штарк Б.Вихт. Долговечность бетона. Пер. с нем. – А. Тулаганова. Под ред.. П. Кривенко. Киев. «Оранта» 2004 293 с.
Демчина Б.Г. Марчук С.В. Перспективи впровадження пінобетону у дорожньому будівництві Дороги і мости: Зб. наук. пр. – К.: ДерждорНД 2008. – Вип.10. – С.83-91.
Демчина Б.Г. Світий Р.М. Чень Р.. Дослідження роботи нерозрізних пінобетонних армованих балок неавтоклавного твердіння VII Міжнар. Симпозіум “Механіка і фізика руйнування будівельних матеріалів та конструкцій”. – К. 2007. –С.425-430.
Липовский В. М. Сборный железобетон: Справочник. Л.: Стройиздат 1990. 144 с.
Горохов Е. В. Югов А. М. Веретенников В. И. Учёт явления систематической неоднородности свойств тяжелого бетона по объему элементов при выборе безопасных конструктивных систем зданий Безопасность эксплуатируемых зданий и сооружений. М.: 2011. С. 146-167.
Лещинский А. М. Систематическая неоднородность прочности тяжелого бетона в сборных железобетонных изделиях формуемых на виброплощадках: дис. канд. техн. наук. Киев: 1981. 202 с.
Soshiroda T. Effects of bleeding and segregation on the internal structure of hardened concrete RILEM Proceedins 10.. Cambridge: University Press 1990. Pp. 253-260.
Залесов А. С. Кодыш Э. Н. Лемыш Л. Л. Никитин И. К. Расчет железобетонных конструкций по прочности трещиностойкости и деформациям. М.: Стройиздат 1988. 320 с.
Yuasa N. Kasai Y. Matsui I. Inhomogeneous Distribution of Compressive Strength from Surface Layer to Interior of Concrete in Structures Special Publication. 2002. Vol. 192. Pp. 269-282.
Arioglu N. Girgin C. Discussion on paper Magazine of Concrete Research. 1999. Vol. 51. No. 3. Pp. 217-225.
Карпепко Н. И. Общие модели механики железобетона. М.: Стройиздат 1996. 416 с.
Шамбан И. Б. Управление однородностью прочности бетона путем выбора рациональных технологических решений: дис. канд. техн. наук. Ровно: 1983. 197 с.
Афанасьев А. А. Интенсификация работ при возведении зданий и сооружений из монолитного железобетона. М.: Стройиздат 1990. 384 с.
Красновский Б. М. Инженерно-физические основы методов зимнего бетонирования. М.: Изд-во ГАСИС 2004. 470 с.
Руководство по прогреву бетона в монолитных конструкциях РААСН НИИЖБ. М.: 2005. 275 с.
ГОСТ Р 53231-2008. Бетоны. Правила контроля и оценки прочности.
Долматов А. А. Прочность и деформативность железобетонных фрагментов стен зданий и сооружений возводимых в вертикально подвижных опалубках: дис. канд. техн. наук. Макеевка: 2004. 140 с.
Хаютин Ю. Г. Монолитный бетон: Технология производства работ. М.: Стройиздат 1991. 576 с.
Улыбин А. В. О выборе методов контроля прочности бетона построенных сооружений Инженерно- строительный журнал. 2011. No4(22). С. 10-15. 24. ГОСТ
Мадатян С.А. Новые технологии и материалы для арматурных работ в монолитном железобетоне Технологии бетонов. – No 32006. С. 52-54.
Карпиловский В.С. Криксунов Э.З. Маляренко А.А. Перельмутер А.В. Перельмутер М.А.. Вычислительный комплекс SCAD. М.: Издательство АСВ 2007. – 592с.
Й. Штарк Б.Вихт. Долговечность бетона. Пер. с нем. – А. Тулаганова. Под ред.. П. Кривенко. Киев. Оранта 2004 293 с.
Алексеев С.Н. Иванов Ф.М. Модры С. Шиссль П. Долговечность железобетона в агрессивных средах: Совм. изд. СССР - ЧССР - ФРГ - М.: Стройиздат 1990. - 320 с.
Пухонто Л.М. Долговечность железобетонных конструкций инженерных сооружений : монография Л.М. Пухонто. – М. : АСВ 2004. – 425 с.
Солодкий С. Й. Наукові засади підвищення тріщиностійкості дорожнього цементного бетону : Дис на здоб. наук. ступеня д-ра наук: 05.23.05 – 2009.

Наука.docx

Дослідження монолітних будівельних конструкцій
Виконано аналіз проблем застосування монолітного бетону в сучасному будівництві в Україні. Представлено результати експериментальних досліджень опалубкових залізобетонних плит перекриття з застосуванням пінобетону. Виявлено фактори що впливають на неоднорідність міцності бетону монолітних конструкцій. Наведено результати досліджень моноліно-ребристого перекриття з постнапруженням.
Ключові слова: монолітні залізобетонні конструкції роботи плити на згин постнапруження неоднорідність бетону монолітне будівництво в Україні.
Ефективність бетону є комплексним поняттям. Стосовно бетону монолітних конструкцій можна виділити три основні складові його ефективності (рис.10.1):
- Реологічні властивості бетонної суміші та їх збереженість в часі;
- Експлуатаційні властивості бетону - міцність пружність проникність бетону тощо;
- Довговічність як функція що визначає збереження експлуатаційних властивостей бетону в часі.
Рис. 10.1 Складові ефективності бетону монолітних конструкцій
Наведені складові ефективності бетону взаємопов’язані. Так підвищення рухомості бетонних сумішей дозволяє отримати більш досконалу структуру бетону що зумовлює підвищення його міцності щільності і відповідно довговічності. В той-же час бетони з високорухомих бетонних сумішей характеризуються підвищеними усадочними деформаціями і відповідно підвищеним тріщиноутворенням при висиханні [56] а несумісність в системі цемент - пластифікатор може зумовити підвищене повітровтягування та (або) зниження ступеню гідратації цементу [57]. Все це може призвести до зниження міцності бетону конструкції та підвищення його проникності щодо агресивних середовищ.
Підвищення міцності бетону що як правило супроводжується зниженням його проникності і підвищенням морозостійкості - дозволяє зменшити перетин монолітної конструкції чи (або) знизити ступінь її армування. Але підвищення вмісту (активності) цементу для забезпечення підвищеної міцності може призвести до погіршення деформативних властивостей бетону та підвищення температури його саморозігріву. Все це в свою чергу зумовлює збільшення ширини і глибини розкриття тріщин внаслідок власних термічних напружень бетону і призводить до зниження довговічності залізобетонної конструкції [58].
Невід’ємною частиною ефективності бетону є довговічність. Вирішення задачі підвищення довговічності бетону є комплексним і передбачає підвищення морозостійкості бетону зниження його проникності мінімізацію температури саморозігріву та покращення деформативних властивостей. При цьому підвищення довговічності бетону досягається як в площині рецептурних рішень так і в площині технології догляду за бетоном.
Таким чином при підвищенні ефективності бетону паралельно з фіксацією «наочних» реологічних і експлуатаційних властивостей бетону ключовими задачами є:
- комплексна оцінка довговічності бетонної конструкції за показниками що визначають довговічність конкретного складу бетону за певних кліматичних умов і зовнішніх впливів;
- експрес-оцінка ефективності на стадії проектування бетону (при виборі цементу добавок та складу бетону) та на стадії зведення конструкції - експрес-оцінка відповідності довговічності бетону конструкції вимогам проекту;
- технологія догляду за бетоном що твердне яка передбачає оптимальне управління тепломасообмінними процесами в бетонній конструкції.
Ефективна експрес-оцінка ефективності бетону передбачає використання показників що приводять до «загального знаменника» основі складові ефективності бетону монолітних конструкцій.
Основним фізичним фактором що визначає експлуатаційні властивості і довговічність бетону є характер його пористості. При цьому якщо міцність бетону залежить від загальної пористості то морозостійкість проникність і відповідно довговічність визначаються головним чином капілярною пористістю [59]. Капілярна пористість в свою чергу значною мірою зумовлюється ВЦ відношенням і ступенем гідратації в'яжучого [60].
Як показник для експрес-оцінки ефективності бетону може бути використаний коефіцієнт конструктивної якості (ККЯ) – що враховує загальну пористість бетону ВЦ відношення ступень гідратації цементу і відповідно добре корелює з капілярною пористістю (рис.10.2).
Рис. 10. 2 Залежність між вмістом відкритих капілярних пор і ККЯ бетону
Кореляцію ККЯ і морозостійкості наведено на рис. 10.3. Як видно з рис.10.3 підвищення значення ККЯ бетону призводить до закономірного підвищення морозостійкості бетону.
Рис. 10.3 Залежність між морозостійкістю і ККЯ бетону
Найбільш поширеним агресивним впливом на бетон монолітних конструкцій є карбонізація. Глибина карбонізації залізобетону є функцією його проникності. Як видно з рис.10.4 при забезпеченні ККЯ вище 0025 глибина карбонізації захисного шару бетону наближується до нуля.
Рис. 10.4 Залежність між глибиною карбонізації бетону і ККЯ
Основними факторами що визначають власний термонапружений стан бетону монолітних конструкцій є питоме тепловиділення цементу та його вміст в складі бетону. Питоме тепловиділення цементу та його вміст в складі бетону прямо пов’язані з ККЯ. Так збільшення ККЯ бетону з одного боку передбачає використання цементів вищих марок з вищим питомим тепловиділенням з іншого - підвищення вмісту цементу в складі бетону що призводить до підвищення температури його розігріву (рис.10.5).
Як у випадку питомого тепловиділення цементу так і у випадку температури саморозігріву бетону спостерігається певна дисперсія значень що може досягати 20-30% при відповідних значеннях ККЯ. Це свідчить про можливість підвищення ефективності бетону шляхом забезпечення мінімальних значень температури саморозігріву бетону при проектних значеннях ККЯ. При цьому мінімізація температури саморозігріву бетону забезпечується за рахунок використання низькоекзотермічних цементів і мінімізації вмісту цих цементів в складі бетону.
Рис. 10.5 Підйом температури бетонів різних складів в залежності від ККЯ
В якості кількісного критерію ефективності бетону пропонується використовувати Кеф - відношення ККЯ до вмісту в бетоні цементу і його активності (формула 1):
Кеф= ККЯ (Ц×А)×106 (1)
Де Ц – вміст цементу в бетоні кгм3;
А – активність низькоекзотермічного цементу МПа.
Таким чином одержані за рахунок використання різних технологічних прийомів (високоефективних суперпластифікаторів активних мінеральних добавок оптимізації гранулометрії заповнювачів тощо) максимальні значення Кеф при проектних значеньнях ККЯ свідчать про максимальну ефективність бетону (рис.10.6) тобто максимальну міцність при мінімальній температурі саморозігріву. Як видно з рис.10.6 існує певне розмежування ефективності бетонів на цементах марок 400 і 500. Так для забезпечення ККЯ до 003 більш ефективне використання в бетонах цементів марки 400 (рис.10.6 область А) при більших значеннях ККЯ більшою ефективністю характеризуються бетони на цементах марки 500 (рис.10.6 область Б).
Рис. 10.6 Ефективність (Кеф) бетонів різних складів в залежності від ККЯ:
А – область бетонів переважно на основі цементів марки 400;
Б – область бетонів переважно на основі цементів марки 500
Ще одним з основних факторів що призводить до тріщиноутворення на поверхні бетону є його усадочні деформації. Відомо що усадка є функцією вмісту води в бетонній суміші ВЦ відношення і ступеню гідратації цементу. Як видно з рис.10.7 підвищення ККЯ супроводжується закономірним зниженням ВЦ відношення а підвищення ефективності бетону призводить до зниження загального вмісту води в бетонній суміші (рис.10.8). Отже підвищення значення ККЯ бетону монолітних конструкцій при забезпеченні максимальних значень Кеф дозволяє одержувати бетони з мінімальними значеннями сумарних усадочних деформацій а отже і мінімальним тріщиноутворенням внаслідок висихання бетонних конструкцій.
Рис. 10.7 Залежність між ВЦ відношенням і ККЯ бетону
Рис. 10. 8 Залежність між коефіцієнтом ефективності бетону і вмістом води в бетонній суміші
Розглянуті крізь призму ККЯ та Кеф статистичні дані що стосуються різних аспектів ефективності бетонів монолітних конструкцій свідчать про можливість використання цих коефіцієнтів в якості критеріїв експрес-оцінки ефективності бетонів монолітних конструкцій. За наведеними статистичними даними можуть бути прийняті принципові рішення щодо складу бетонів підвищеної ефективності а саме: вміст і марка цементу вміст води ВЦ відношення тощо. При цьому можливе подальше доповнення наведених статистичних даних в тому числі в частині підвищення ефективності бетонів за рахунок різноманітних технологічних рішень.
Позитивно на ситуацію в сучасному монолітному будівництві в Україні повинні вплинути такі заходи:
введення в практику систему «менеджменту проекту» тобто призначати такого керівника будівництва який відповідав би не тільки за її завершення в строк і якість робіт але й за всю економіку будівельного об'єкта;
удосконалення координаціі дій проектувальників будівельників і виробників будівельних матеріалів для впровадження в практику будівництва передових будівельних матеріалів технологій конструкцій;
розширення застосування фібри в різних видах конструкцій;
ширше використання зварних арматурних сіткок та каркасів;
використання саморушної опалубки що дозволяє вивільнити крановий час і скоротити терміни будівництва;
широке впровадження в практику монолітного домобудівництва високоміцних та сумішей що ущільнюються самостійно;
при конструюванні зовнішніх стін монолітних будівель застосовувати матеріали що мають високі теплозберігаючі характеристики;
для остаточної оцінки ефективності теплозахисних якостей стінових огороджувальних конструкцій рекомендувати проведення комплексних випробувань і досліджень цих конструкцій із залученням фахівців провідних вузів і НД;
стосовно до зовнішніх стін багатоповерхових монолітних залізобетонних будівель ініціювати розробку технічних умов в яких очевидно назріла гостра необхідність.
Результати експериментальних досліджень з їх перевіркою в умовах діючого виробництва показують що використання методів наноструктурного модифікування бетонів забезпечує збільшення рухливості бетонної суміші на 25-27%; підвищення збереження реологічних характеристик бетонної суміші в 15-2 рази; підвищення функціональних властивостей добавок в бетонні суміші і скорочення їх витрат на 20-25%; скорочення часу і зниження трудомісткості бетонних робіт на будмайданчику; підвищення щільності і міцності бетону або скорочення на 15-20% витрати цементу при заданій міцності бетону; підвищення морозостійкості і водонепроникності бетонів до 15 разів. При цьому не потрібно переоснащення існуючих розчино-бетонних вузлів і зміни технології приготування бетонних сумішей.
В СНД фактично відсутні можливості виробництва високоякісних бетонних сумішей для монолітного будівництва. Вихід експерт бачить у застосуванні технології виробництва наноцементів - цементів низької водопотребности (ЦНВ).
Даний вид цементу дозволяє отримати широкий спектр бетонів з різною міцністю і довговічністю. Такі бетонні суміші мають дуже високу зв'язність і не розшаровуються навіть при укладанні в густоармованих і великопрольотних конструкціях. У лабораторних умовах також була встановлена дуже низьке розмивання бетонної суміші та її принципове незмішування з водою при підводному бетонуванні.
Як зазначив В. Несвітайло технологія виробництва цементів низької водопотребности дає цілий ряд переваг для будівельної галузі. Для приготування багатокомпонентних бетонних сумішей при монолітному будівництві можна буде застосовувати існуюче обладнання бетонних заводів. Відпадає необхідність створення індустрії високоякісних заповнювачів оскільки якість бетонів буде забезпечено незалежно від якості заповнювачів. Для виробництва будь-яких бетонів в тому числі дорожніх і аеродромних може бути використаний тільки один вид цементу - стандартний портландцемент без мінеральних добавок марки 400. Пропонована технологія дозволить знизити вагу бетонних конструкцій за рахунок переходу на дрібнозернисті і легкі бетони з характеристиками на рівні важких бетонів а крім того відмовитися від поверхневого захисту бетону. Як наслідок собівартість високоякісних бетонів в тому числі типу High Performance Concrete (супердовговічні і особливо міцні) знизиться до рівня звичайних бетонів.
Сьогодні в Україні як і в цілому світі широко використовують неавтоклавний пінобетон у житловому громадському та промисловому будівництві [61]. Пінобетон використовують при зведенні стін і перекриттів будинків. У багатьох країнах пінобетон застосовують для будівництва основ доріг для заповнення канав (траншей) [62]. Проте використання неавтоклавного пінобетону як основного конструктивного елементу у плитах перекриття на сьогодні є незначним [63] через недостатньо вивчену його спільну роботу з арматурою та іншими конструктивними елементами.
Було проведено експериментальне дослідження збірно-монолітних залізобетонних плит перекриття з використанням пінобетону на стадії монтажу збірної опалубки та після їх бетонування.
Дослідні зразки були виготовлені у вигляді двох опалубкових залізобетонних плит марки П-1 та П-2 розміром в плані L×B=4200×500мм висотою залізобетонної основи – 40мм (рис.10.9 а). Для армування плит використовувався просторовий каркас із арматурних стержнів у вигляді тригранної призми. Верхній та нижні повздовжні арматурні стержні просторового каркасу були з’єднані між собою за допомогою поперечних стержнів утворюючи при цьому прямокутні або трикутні ратки. З’єднання арматурних стержнів просторового каркасу проводилося електродуговим зварюванням. Для бетонної основи плит марки П-1 та П-2 використовувався важкий бетон класу В20. Опалубкові залізобетонні плити марки П-1 та П-2 випробовували на монтажні навантаження як балки на двох опорах – шарнірно-нерухомій і шарнірно рухомій. Навантаження на кожну плиту прикладалося ступенями за допомогою гідравлічного домкрата та си-метрично розподілялося у третинах прольоту величиною по 05Р через розподільчу траверсу(рис.10.9 б).
Вигляд дослідних опалубкових залізобетонних плит після випробування на монтажні навантаження наведено на рис.10.10 аб.
Руйнування плити П-1 (рис.10.10 а) відбулося внаслідок втрати стійкості верхньої робочої арматури. Перші тріщини з’явилися на нижній грані опалубкової залізобетонної плити в поперечному напрямку посередині прольоту.
Рис. 10.9 Вигляд опалубкової залізобетонної плити:
а – в бетонному цеху після виготовлення; б – на дослідній установці при випробуванні
Рис. 10.10 Вигляд опалубкових залізобетонних плит після випробування:
а – плита П-1; б – плита П-2
У дослідному зразку П-2 перші тріщини в бетоні та руйнування спостерігалися в перерізі на відстані 14 прольоту від опори (рис.10.10 б). Це зумовлено тим що у цьому місці попередньо були виключені з роботи три поперечні похилі стержні за допомогою їх розрізання. Розрізання цих трьох поперечних стержнів на відстані 14 прольоту від опори було проведено для того щоб експериментально перевірити достатність відстані приварки поперечних арматурних стержнів до верхньої робочої арматури. В зоні руйнування відбулась втрата стійкості верхньої робочої арматури.
За результатами експериментальних досліджень було побудовано графіки наростання прогинів (рис. 10.11).
Виходячи з умови досягнення опалубковими залізобетонними плитами гранично допустимих прогинів за графіками визначено величини критичного навантаження. Величина гранично допустимого прогину для плит перекриття становила fmax = (1200)L = (1200)×400 = 2 см.
Рис. 10.11 Експериментальні залежності наростання прогинів опалубкових залізобетонних плит марок П-1 та П-2
Згідно з цією умовою експериментальне значення величини руйнівного навантаження склало для плити марки П-1 а для плити марки П-2
Аналізуючи результати проведених досліджень можна судити про наступне:
- утворення перших нормальних тріщин в опалубкових залізобетонних плитах відбулося в нижній розтягнутій зоні залізобетону: в плиті П-1 по середині прольоту а в плиті П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори;
- дослідні зразки зруйнувалися від втрати стійкості верхньої робочої арматури: плита П-1 – по середині прольоту; плита П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори.
Опалубкові залізобетонні плити П-1 та П-2 після випробовування вирівнювались в місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури після чого до неї приварювались додаткові арматурні стержні аналогічного діаметру. Пізніше виконувалась дерев’яна опалубка по ним та проводилось бетонування верхнього шару плити пінобетоном марки D-800 висотою 160 мм (рис. 10.12 а). Таким чином було отримано дві збірно-монолітні залізобетонні плити перекриття з використанням пінобетону марки ПП-5 та ПП-6.
Отримані збірно-монолітні залізобетонні плити перекриття із використанням пінобетону марки ПП-5 та ПП-6 через 28 діб після виготовлення випробовували як балки на двох опорах–шарнірно нерухомій та шарнірно рухомій завантажені зосередженими силами у третинах прольоту(рис. 10.12 б).
Рис. 10.12 Вигляд дослідних зразків плит ПП-5 та ПП-6
а – в процесі бетонування верхнього шару пінобетоном; б – на дослідній установці при випробуванні
Вигляд дослідних плит ПП-5 та ПП-6 після випробування показано на рис. 10.13 а б.
Поширення тріщин і руйнування в плиті ПП-5 відбулось в основному по середині прольоту подібно до звичайної плити яка руйнується по нормальному перерізу (рис. 10.13а). Спочатку відкрились тріщини в залізобетонній частині плити які утворилися раніше при випробуванні плити П-1. При подальшому навантаженні з’явилися тріщини у верхній зоні стиснутого пінобетону по середині прольоту дослідного зразка. В плиті ПП-6 спостерігали утворення перших тріщин на відстані 14 прольоту від опори (рис. 10.13б). Було повторно виявлено втрату стійкості верхнього робочого стержня в місці виключення з роботи трьох поперечних похилих стержнів та додаткового його посилення.
Рис. 10.13 Вигляд збірно-монолітних залізобетонних плит з використанням пінобетону після випробування:
а – плита ПП-5; б – плита ПП-6.
У процесі експерименту заміряли прогини плит. Аналіз та обробка показів індикаторів годинникового типу розміщених на двох опорах і посередині прольоту а також прогиноміра Аістова дали можливість побудувати експериментальні залежності наростання прогинів плит (рис. 10.14).
Виходячи з умови досягнення плитами гранично допустимих прогинів за графіками визначено величини критичного навантаження. Величина гранично допустимого прогину як для плит становила fmax=(1200)L=(1200)×400 = 2 см.
Згідно з цією умовою експериментальне значення величини руйнівного навантаження склало для плити ПП-5 – а для плити ПП-6 - .
Аналізуючи наведені вище експериментальні дані можні судити про те що:
- досліджувані плити ПП-5 та ПП-6 зруйнувалися у місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури;
- при проведенні експериментів не було зафіксовано зсуву на контакті залізобетону та пінобетону що підтвердило достатність поперечного армування для з’єднання двох типів бетону;
- армування досліджуваних плит ПП-5 та ПП-6 просторовим арматурним каркасом забезпечило сумісну роботу залізобетонного і пінобетонного шару що було підтверджено результатами експерименту.
Рис. 10.14 Залежність наростання прогину від навантаження
Таким чином використання опалубкових плит для збірно-монолітного перекриття із використанням пінобетону є можливим. Велику роль у роботі досліджуваних плит відіграє стиснута арматура. Застосування в якості верхнього шар конструкції неавтоклавного пінобетону дозволяє сприйняти частину стискаючих зусиль що діють на плиту. Опалубкові залізобетонні плити зруйнувалися внаслідок втрати стійкості верхньої робочої арматури: плита П-1 – по середині прольоту; плита П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори. Дослідні плити ПП-5 та ПП-6 зруйнувалися у місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури. При проведенні експериментів не було зафіксовано зсуву на контакті залізобетону та пінобетону що підтвердило достатність поперечного армування для з’єднання двох типів бетону. Армування досліджуваних плит ПП-5 та ПП-6 просторовим арматурним каркасом забезпечило сумісну роботу залізобетонного і пінобетонного шару що було підтверджено результатами експерименту.
Неоднорідність бетону є наслідком нерівномірного розподілу його компонентів фізичної і хімічної неоднорідності продуктів гідратації цементу результатом впливу мінливості властивостей компонентів технологічних параметрів виготовлення доставки укладання бетонної суміші і витримування бетону. При визначенні характеристик бетону на неоднорідність впливають також помилки методів випробувань похибки засобів вимірювань точність тарировки причому це відноситься і до визначення властивостей компонентів бетону. У довіднику [64] неоднорідність структури бетону пояснюється головним чином відмінністю властивостей його складових.
Докладний огляд проблеми неоднорідності бетону міститься в [65]. Дослідниками отримані наступні результати:
Систематична неоднорідність міцності по висоті формованих виробів в напрямку бетонування досягає 10-35% з пониженням у верхніх шарах де концентрація великого заповнювача менше [66]. У нормах з проектування залізобетонних конструкцій це враховується коефіцієнтом умов роботи 080-085 для різних бетонів при висоті шару бетонування понад 15 м.
Досліджено вплив «гідравлічного тиску» на зміну модуля пружності бетону по висоті формуємих елементів зі збільшенням модуля в нижніх шарах. Доведено що щільність бетону змінюється незначною мірою [67].
Спостерігається анізотропія властивостей бетону що залежить від напрямку укладання бетонної суміші: міцність на розтяг у напрямку укладання менше ніж у перпендикулярному напрямку [68]. Нормативна варіація міцності бетону на розтяг призначена 0165 проти 0135 для міцності при стисненні.
Чим менше поперечний переріз елементів тим більше вплив дефектів структури (раковин нещільних ділянок та ін.) що в нормах враховується коефіцієнтом умов роботи 085 для бетонних стовпів або залізобетонних колон перетином менше 30 см [69].
Встановлено зменшення вологості поверхневих зон бетону та підвищення пористості на глибину до 50 мм що впливає на міцність по перерізу елементів. Причому товщина шару не залежить від розмірів елементів [7071].
Досліджено вплив неоднорідності деформацій усадки за обсягом бетонних елементів на напружено-деформований стан конструкцій різної масивності [7273].
Таким чином неоднорідність міцності у вертикальному напрямку пов'язана головним чином зі зміною концентрації великого заповнювача при віброущільненні (для конструкцій). Зміна міцності в горизонтальному напрямку - результат розподілу вологісних полів розвитку деформацій усадки і несприятливої зміни порових характеристик структури бетону (для масивних конструкцій).
Визначенню кількісних взаємозв'язків варіації міцності і основних технологічних факторів при виготовленні бетонної суміші (водоцементного відношення активності цементу густоти цементного тіста режимних параметрів твердіння якості заповнювачів) були присвячені окремі дисертаційні дослідження [74]. Разом з тим великий практичний інтерес представляє дослідження впливу технології виготовлення монолітних конструкцій на неоднорідність міцності бетону.
На рис. 10.15 наведені результати дослідження температурних і міцностних полів у бетоні монолітних стін і перекриттів 16-поверхового збірно-монолітного будинку що зводиться в об'ємно-переставний опалубці. Теплова обробка здійснювалася методом камерного обігріву повітря із застосуванням електричних калориферів 150-225 кВт. Температура вимірювалася за допомогою хромель-копелевих термопар в 72 точках стін і перекриття складових монолітну осередок. Міцність бетону визначалася методом пружного відскоку і ультразвуковим приладом УК-14П (проектний клас бетону В15).
Рис. 10.15 Температурні та міцністні поля у бетоні конструкції:
а – розподіл температури повітря всередині тунеля опалубки при ввімкненному вентиляторі калорифера °С; б – те ж при вимкненному вентиляторі °С; в - температурні поля у бетоні двох стін та перекриття °С; г – міцністні поля в бетоні стіни у віці 3 діб МПа; д – те ж у віці 6 діб МПа.
Температура зовнішнього повітря від -8°С до 0°С.
Розподіл температури повітря всередині тунелю опалубки в значній мірі залежить від роботи вентилятора калорифера. При роботі останнього забезпечується досить рівномірний по висоті розподіл температур (рис. 10.15 а). При відключенні вентилятора рух повітря викликається природними конвективними потоками від нагрітих поверхонь і інфільтрацією через навісні штори (рис. 10.15 б). Це зумовлює велику нерівномірність температури в тунелі (від 7 до 50 ° С градієнти по довжині і висоті 014-016 ° Ссм). Так як в період ізотермічного витримування калорифер включався лише на нетривалий час для компенсації тепловтрат розподіл температури в площині конструкції (рис. 10.15 в) визначається температурним полем нагрітого повітря (рис. 10.15 б).
Відповідно температурним полям розподілялися і міцнісні поля в площині стін (рис. 10.15 г д). Міцність бетону на стиск відрізнялася по висоті стін на 40-47%. У перші години після розпалубки в деяких монолітних стінах утворилися наскрізні вертикальні тріщини шириною розкриття 02-10 мм. Утворення тріщин пояснювалося несприятливим поєднанням конструктивно-технологічних факторів: великими градієнтами температур по площині стін умовами защемлення стін технологічним циклом бетонування поверхів. При цьому різниця температури зовнішніх шарів бетону і повітря в момент розпалубки дорівнювала 5-15 °С і не перевищувала допустимого нормативного значення.
Таким чином камерний обігрів характеризується великою нерівномірністю розподілу температури в бетоні що призводить до збільшення тривалості витримування бетону до досягнення нею необхідної міцності підвищеної витрати електроенергії а також до значних температурних градієнтів і в деяких випадках до тріщин в конструкціях.
Як показано в [7576] регулюючи температурне поле при термообробці бетону різними методами можна істотно змінювати напружено-деформований стан і підвищити тріщиностійкості конструкцій особливо тонких стін. Забезпечення рівномірності обігріву шляхом безперервної роботи тепловентиляторів призводить до створення надлишкового тиску всередині тепляка збільшення тепловтрат. Для підвищення ефективності прогріву і забезпечення якості монолітних конструкцій рекомендується застосування повітроводів або приопалубочних штор з подачею теплого повітря безпосередньо до поверхні що обігрівається [77].
Для монолітного перекриття розподіл міцності на стиск бетону зрілого віку було отримано методом ударного імпульсу приладом ПС-МГ4 при контролі окремих ділянок методом відриву зі сколюванням. Незважаючи на великий розкид значень міцності від 276 до 542 МПа на окремих ділянках (рис. 10.16) коефіцієнт варіації склав 16% і не перевищив допустимого значення по ГОСТ Р 53231 [78]. Фактичний клас бетону з урахуванням неоднорідності склав В27 проти В225 по проекту.
Рис. 10.16 Розподіл міцності по поверхні перекриття МПа
При випробуваннях міцності бетону перекриттів безпосередньо після розпалубки отриманий розкид міцності від 157 до 29 МПа середнє значення 228 МПа варіація 18%. При цьому коефіцієнт варіації вище ніж у зрілому віці і перевищує нормативне значення. Використання гріючих проводів при влаштуванні монолітних перекриттів забезпечує відносно рівномірний температурне поле по перерізу і в площині конструкції за умови достатнього рівномірного утеплення відкритій поверхні. При цьому неоднорідність міцності бетону обумовлюється насамперед технологічної мінливістю процесів виготовлення і укладання а також підвищеними тепловтратами бетону в місцях сполучень зі збірними колонами (необхідно додаткове утеплення зазначених місць).
При бетонуванні монолітних колон неоднорідність міцності бетону по висоті залежить насамперед від дотримання технології пошаровим укладання. Вивчався розподіл міцності на стиск бетону в проектному віці по висоті 54 монолітних колон (6 точок через півметра: від 25 до 275 см від рівня перекриття). Міцність визначалася методом ударного імпульсу склерометром ПС-МГ4. При розкиді значень міцності від 216 до 406 МПа коефіцієнт варіації по всіх 324 вимірам склав 118%. Варіація міцності по кожній колоні склала від 26 до 84%. Фактичний клас бетону з урахуванням неоднорідності склав В213 В362 проти В25 по проекту. Розподіл значень міцності по висоті колон було згруповано за наступними типами: «Н» - найбільша в низу; «С» - найбільша в середині; «В» - найбільша в верху; «Р» - рівномірний розподіл; «Г» - розподіл типу «гребінка» (рис. 10.17).
Рис. 10.17 Типи розподілу міцності бетону по висоті колон
Таким чином розподіл міцності по висоті колон в основному рівномірне або змінне (типу «гребінка») яке з урахуванням випадкових помилок контролю також можна віднести до рівномірних. Такий розподіл спостерігалося у 537% колон. На другому місці за частотою виявилося розподіл з найбільшими значеннями міцності в середині колони (241%) на третьому - розподіл з максимумом міцності по низу колон (167%). Таким чином дотримання технології пошаровим укладання суміші в опалубку колон у більшості випадків забезпечує рівномірний розподіл міцності бетону по висоті. Причому більш вірогідні підвищені значення міцності в середині і по низу колон. Подібні розподілу міцності по висоті стін якi формуються в вертикально рухомих опалубках були отримані в дослідженнях Долматова А.А [78].
Одним з основних факторів що обумовлюють значну неоднорідність міцності бетону монолітних конструкцій в порівнянні зі збірними є неможливість оперативної коригування складу суміші і технології її укладання пов'язаної пізніми термінами визначення міцності бетону. При цьому дослідженнями встановлено що варіація міцності з віком бетону знижується [79]. Тому при прогнозуванні проектної міцності за результатами прискорених випробувань зазначене зниження варіації сприяє підвищенню конструктивної надійності. Цей факт знайшов відображення і в стандарті що рекомендує для збірних конструкцій приймати коефіцієнт варіації міцності бетону в проектному віці рівним 85% коефіцієнта варіації відпускної міцності.
В якості висновку слід зазначити наступне. Підвищення однорідності монолітного бетону - складне комплексне завдання обумовлена нестабільністю властивостей цементу і заповнювачів недосконалістю бетонозмішувального обладнання особливостями формування структури бетону (усадка вологість пористість) впливом технології укладання і витримування помилками методів і засобів контролю міцності. Вирішення цього завдання неможливе без участі держави (з урахуванням досвіду розвинених країн) вдосконалення законодавчої та нормативної бази.
При контролі міцності бетону необхідно враховувати вплив технологічних факторів на неоднорідність бетону в конструкціях (по висоті колон по площі стін і перекриттів по довжині балок). Приймання конструкцій слід здійснювати з урахуванням статистичної неоднорідності не тільки партій але й окремих елементів конструкцій. Регламент контролю міцності повинен входити до складу проекту виконання робіт і узгоджуватися з проектною організацією.
Міжповерхове перекриття є одним з основних елементів проектованих споруд що забезпечують сприйняття навантажень і просторову жорсткість споруди. Витрати на зведення перекриття досягають 50% від загального обсягу витрат на матеріали всієї споруди. Крім того надзвичайно актуально забезпечення надійності роботи перекриття. При цьому вибір економічно вигідного рішення по міжповерхових перекриттів при дотриманні ним необхідної міцності є однією з найважливіших задач проектування. На даний момент вигідно використовувати нові технології зведення споруд великопрольотних конструкцій з постнапряженіем арматури.
На даний момент з архітектурних міркувань або технологічних вимог часто необхідно реалізовувати монолітні великопрогонові перекриття (більше 7 метрів). При реалізації подібних конструкцій застосовується метод попереднього напруження. дея цього методу полягає у створенні на стадії виготовлення або будівництва напруженого стану в конструкції коли знак напруги в бетоні протилежний знаку напруги від експлуатаційного навантаження. Особливістю будівництва з монолітного залізобетону є збірка і монтаж арматури безпосередньо на будівельному майданчику але це призводить до значних трудовитрат і багаторазової перевитрати арматури в порівнянні з використанням плит перекриттів з попереднім напруженням де витрата арматури на 1 м2 становить від 2 до 7 кг проти 10-40 кг. Крім того у разі використання плит в монолітному масовому житловому будівництві прольоти перекриттів як правило не перевищують 4-6 м і не забезпечують можливості вільного планування будівлі. У зв'язку з цим основним завданням даного дослідження є розробка концепції та побудова кінцево-елементної моделі постнапряженного монолітного перекриття (ПК SCAD) адекватно описує фізичну сутність перекриття. Крім того необхідно провести дослідження поведінки моделі конструкції з метою встановлення залежностей від зміни зовнішніх і внутрішніх параметрів. При використанні звичайного залізобетону в розтягнутій зоні залізобетонних елементів виникають тріщини всі розтягуючі зусилля в цій зоні сприймає арматура.
Тріщини мають обмежену ширину розкриття що забезпечує нормальну експлуатацію цих конструкцій при відсутності агресивного середовища. При проектуванні великопрольотних залізобетонних перекриттів (з прольотом більше 7-9 м) виявляється що виконати ці конструкції у звичайному залізобетоні неможливо і невигідно що пов'язано в першу чергу зі зниженням параметра жорсткості цих конструкцій і розвитку тріщин в розтягнутій зоні. Для збільшення жорсткості великопрольотних елементів необхідні такі способи виготовлення при яких би не виникали тріщини в розтягнутій зоні. Були зроблені спроби вирішити це завдання шляхом штучного обтиску розтягнутої зони. Це стало можливим тільки тоді коли в якості арматури для таких конструкцій стали застосовувати високоміцну арматурну сталь у вигляді прутків і у вигляді дротяної арматури [80]. При цьому натяг арматури передує додатком корисного навантаження що визначає значення слова «переднапружені». Переднапружені конструкції діляться на два класи залежно від моменту натягу арматури: до або після набору міцності бетону. Природно натяг арматури після набору їм міцності можливо в тому випадку якщо відсутня зчеплення арматури з бетоном.
Відмінність технології постнапруження від широко відомого переднапруження полягає в тому що напружена арматура натягується після бетонування і набору бетоном достатньої передавальної міцності (70-80% марочної міцності).
Для того щоб забезпечити можливість натягу арматури після твердіння бетону арматура повинна мати можливість вільного переміщення в бетоні. Для цього напружена арматура полягає в пластикову трубку.
Передача зусиль на бетон здійснюється за допомогою встановлюваних на кінці напружуваних елементів анкерних пристроїв. Як правило для попереднього напруження використовуються арматурні канати. Канат в конструкції розкладається між верхньою і нижньою сіткою арматури відповідно до форми епюри згинальних моментів (лінією головних розтягуючих напружень). Після набирання бетоном проектної передаточної міцності проводиться на тяжіння каната за допомогою гідравлічного домкрата. Залежно від типу розкладки каната виникають зусилля напруження обтиску бетону і при криволінійності розкладки канатної арматури розвантажують зусилля по довжині прольоту (рис. 10.18). вропейська та американська практика протягом 40 років показує що в плитах перекриттів застосування попереднього напруження дозволяє скоротити товщину плити з 130 прольоту до 140-145 прольоту. Скорочення армування при цьому досягається на 1 м3 до 35-45 кг ненапружуваної арматури і 10-15 кг напружуваних канатів.
Рис. 10.18 Зусилля при різних типах розкладки канату
При проектуванні попередньо напружених конструкцій з системою попереднього напруження без зчеплення з бетоном слід керуватися таким принципом: зусилля попереднього напруження арматура передає на бетон не по всій довжині а тільки в місцях анкерування на торцях конструкції а також у місцях перегину канатів. Відповідно попереднє напруження має бути прийняте в розрахунку як прикладені до конструкції зовнішні сили. Сили що виникають в місцях перегину канатів залежать в першу чергу від геометрії каната і зусиль в ньому. Як правило в конструкціях застосовується два типи розкладки канатів - вільна розкладка при якій фіксуються тільки анкерні елементи і фіксована розкладка з фіксуванням каната на підкладках. При вільної розкладці геометрія каната визначається його жесткостнимі характеристиками власною вагою і габаритами конструкції.
Рис. 10.19 Розтягуючі зусилля
В даний час ця технологія попереднього напруження застосовується практично у всіх споруджуваних будинках із монолітного залізобетону в США і в багатьох спорудах у вропі Японії Китаї та інших країнах. Причому ця технологія застосовується в 80% випадків у житлово-цивільному і дорожньому будівництві і лише в 20% випадків - при будівництві мостів АЕС та ін. унікальних споруд.
Аналіз наявних статей і публікацій по цій темі показує що результатів по дослідженню постнапружених монолітних перекриттів недостатньо. При цьому відсутні розрахунки даних завдань при використанні ПК із застосуванням методу скінченних елементів. Таким чином наукова проблема полягає у відсутності методики моделювання постнапряженних конструкцій дослідження та аналізу їх роботи. Нами було виконано поетапне моделювання методом кінцевих елементів в ПК SCAD окремих елементів перекриттях. Натяг арматури в конструкції перекриття здійснювалося з використанням загальновідомого прийому - додатком негативної температури до стренд.
Об'єктом для вивчення стало монолітне ребристе перекриття з постнапруженням проліт якого 16x16м. Складовими елементами конструкції є: верхня плита 120 мм і монолітні поздовжні і поперечні балки перетином 800x120 мм з кроком 2 м в яких розташовується напружуваний стренд.
Дослідження проводилися на моделях ребристого перекриття причому перед її формуванням розглядалися моделі ребер з різною розкладкою каната.
В основу розрахунку ліг метод кінцевих елементів з використанням в якості основних невідомих переміщень і поворотів вузлів розрахункової схеми [81]. У зв'язку з цим ідеалізація конструкції виконана у формі пристосованій до використання цього методу а саме: система представлена у вигляді набору тел стандартного типу (стрижнів оболонок і зв'язків кінцевої жорсткості) званих кінцевими елементами і приєднаних до вузлів.
Моделювання ребра плити виконувалося оболонковими елементами а стренда - стрижневими елементами пов'язаного з вузлами оболонки зв'язками кінцевої жорсткості. При цьому натяг Стренда моделюється температурної навантаженням на стрижень.
Задачі розрахунку несучих конструкцій орієнтовані на уточнене пророкування особливостей поведінки системи на всіх етапах її роботи включаючи й етапи які передують руйнуванню найчастіше не можуть бути вирішені методами лінійної будівельної механіки. Відхилення від закону Гука (фізична лінійність) відмова від розгляду умов рівноваги в геометричних термінах недеформованого стану (геометрична нелінійність) облік можливої зміни розрахункової схеми в процесі деформування (конструктивна нелінійність) складають звичайний «набір нелінійностей» до якого апелює навчальна література і більшість програмних розробок. Нелінійні розрахунки виконуються із застосуванням крокового методу ідея якого заснована на відстеженні поведінки системи при відносно малих збільшеннях навантаження. При цьому на кожному кроці вирішується лінеаризовану система довільних рівнянь для поточного приросту вектора вузлових навантажень сформованого для розглянутого завантажених.
Рис. 10.20 Залежність прогину перекриття від зміни корисного навантаження f(Р) при силі натягу Р = 35т при лінійному розрахунку
Рис. 10.21 Залежність прогину перекриття від зміни корисного навантаження f(Р) при силі натягу Р = 35т при нелінійному розрахунку
Рис. 10.22 Графік залежності прогину від температурного навантаження
Отримані результати не суперечать наявним уявленням за характером напружено-деформованого стану переднапружених конструкцій і якісно відповідають даним по розрахунку конструкції перекриття.
За результатами роботи можна зробити наступні висновки.
Використання моделі ребра з однією точкою обпирання стренда на бетон демонструє основні властивості роботи конструкції: зменшення прогинів аж до випора ребра над точкою обпирання локальне смятие бетону в точці анкерування. При кількості точок обпирання 11 і більше модель адекватно описує напружено-деформований стан конструкції.
На прикладі монолітно-ребристого перекриття показано що застосування постнапряженія конструкції дозволяє забезпечити допустимі прогини конструкції в той час як для звичайного монолітного перекриття прогин за межами допустимого.
Аналіз системи з геометричною нелінійністю у вигляді стренда дав нелінійну залежність прогину конструкції від корисного навантаження на початковому етапі і практично лінійну при навантаженнях близьких до реальних.
У відсутність навантаження величина випора перекриття лінійно залежить від зусилля в стренда моделируемом температурної навантаженням.
У відсутність корисного навантаження геометрична нелінійність розглянутої схеми не проявляється і випор перекриття лінійно залежить від сили натягу стенда.
Підвищення тріщиностійкості (мінімізація тріщиноутворення) бетонів є ключовою складовою забезпечення несучої здатності та корозійної стійкості монолітних залізобетонних конструкцій [82 83].
Тверднення бетону монолітних залізобетонних конструкцій практично завжди супроводжується утворенням та розкриттям тріщин:
короткостроковим розкриттям тріщин - внаслідок недотримання належного температурно-вологісного режиму тверднення бетону;
довгостроковим розкриттям тріщин - внаслідок нерівномірних по перетину деформацій під дією температури навколишнього середовища і усадки бетону.
При цьому наявність і параметри розкриття тріщин оцінюють з урахуванням можливих причин утворення тріщин та їх впливу на несучу здатність елемента конструкції і корозійну стійкість залізобетону (арматури).
Одним з ефективних шляхів прогнозування параметрів тріщиноутворення бетону монолітної конструкції є використання положень теорії механіки руйнувань та методу кінцевих елементів (МКЕ) [84]. Так шляхом оптимізації одержаної за МКЕ моделі конструкції можна винайти характеристики тріщиноутворення за яких напруження в системі будуть мінімальними або такими що не призводять до подальшого розвитку тріщин. При цьому умови початку росту тріщини можна сформулювати як досягнення напруженнями критичного значення використовуючи в якості критерію крихкого руйнування критичний коефіцієнт інтенсивності напружень (КН) у вершині тріщини.
Для прогнозування параметрів тріщиноутворення бетону монолітних конструкцій за допомогою методу кінцевих елементів були одержані моделі тріщиностійкості трьох складів крупнозернистих бетонів за даними рівноважних механічних випробувань (рис. 10.2324 табл.1) проведених на кафедрі автомобільних шляхів Національного університету “Львівська політехніка” [85].
Рис. 10.23 Схема випробувань зразка призми на згин з ініційованою тріщиною (а = 004 – довжина початкового надрізу шириною 0002 м; b = 01; L = 04; L0 = 038 – розміри зразка м; F – навантаження на зразок кН)
Повністю рівноважні діаграми деформування важких бетонів мали вигляд наведений на рис. 10.24 а розрахункові силові характеристики тріщиностійкості – у табл. 10.1.
Рис. 10.24 Рівноважні діаграми деформування важких бетонів на основі:
– КЦ-1; 2 – КЦ-2; 3 – ПЦ
За моделями були розраховані значення КН (табл. 10.1) що відповідають початку тріщиноутворення (кінець лінійної ділянки на рівноважній діаграмі рис. 10.24) як опис полів напружень у вершини тріщини (рис. 10.25) у вигляді сингулярності 1√r (де r – відстань від вершини тріщини до точки напруження в якій розглядаються).
Рис. 10.25 Модель випробування на згин зразка-призми з ініційованою тріщиною
Як видно з табл. 10.1 одержані за моделями значення КН фактично відповідають значенням розрахованим за результатами рівноважних механічних випробувань.
Отже запропонована методологія дозволяє повноцінно використовувати МКЕ для прогнозування параметрів тріщиноутворення різних складів бетонів з відомими КН. При цьому оскільки точність моделювання пов’язана з розмірністю сітки дискретність сітки в області тріщини повинна бути достатньою для адекватної оцінки КН. За моделлю розподілу температур по перетину куба (рис. 10.26) були розраховані поля напружень в поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин крок яких приймався у відповідності з кроком армування (рис. 10.27). Як видно з рис. 10.27 внаслідок розвитку тріщиноутворення напруження в поверхневому шарі бетону знижується з одночасною концентрацією напружень у вершині тріщин.
Рис. 10.26 Розподіл температур по перетину куба на 2 добу твердіння
Рис. 10.27 Напруження у поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин
За результатами аналізу напружень в поверхневому шарі бетону (рис. 10.28) спостерігається їх закономірне зниження при збільшенні глибини тріщин до рівня міцності бетону на розтяг.
Рис. 10.28 Напруження в поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин
При цьому за умови глибини тріщин понад 70 мм (рис. 10.29) значення КН у вершині тріщин не перевищують критичного для бетону на портландцементі (табл.10.1).
Рис. 10.29 Значення КН у вершині тріщин в залежності від їх глибини
Аналіз ширини розкриття тріщин (рис. 10.30) свідчить про їх стабілізацію на рівні ~0033мм при глибині понад 75 мм.
Рис. 10.30 Ширина розкриття тріщин в залежності від їх глибини
Слід відзначити що при моделюванні термонапруженого стану також доцільно враховувати випаровування води з поверхні затверділого бетону що призводить до прискорення усадочних деформації та збільшення температурних градієнтів. При цьому вплив усадочних деформацій на параметри тріщиноутворення бетону також може бути оцінений за допомогою теорії механіки руйнувань та МКЕ.
Таким чином проблема прогнозування тріщиноутворення залізобетону внаслідок власного термонапруженого стану та усадочних деформацій може бути ефективно вирішена з використанням положень теорії механіки руйнувань і методу кінцевих елементів при врахуванні процесів тепло- і масопереносу та їх впливу на механічні властивості масивного залізобетону.
В ході реконструкції мосту важливе місце займає відновлення захисного шару бетону існуючих залізобетонних опор яке виконується методом торкретування. Торкретування - прогресивний спосіб нанесення на оброблювану поверхню одного або декількох шарів розчину або бетону з цементу піску щебеню або гравію і води здійснюваного під тиском стисненого повітря.
В результаті нанесення розчину або бетону на поверхню під тиском утворюється ущільнений шар торкрет-бетону властивості якого відрізняються від властивостей звичайного бетону або розчину. У порівнянні зі звичайним бетоном торкрет-бетон володіє підвищеною механічною міцністю морозостійкістю водонепроникністю кращим зчепленням з поверхнею оброблюваної конструкції швидше набирає міцність при рівних умовах догляду за бетоном.
У 2008 році спільно з фахівцями лабораторії НДЦ «СМ» ВАТ ЦНДБ Транспортного будівництва по темі НіОКР ВАТ «Мосінжпроект» проведена робота з визначення фізико-механічних характеристик 48 складів торкрет-бетону в тому числі з використанням поліпропіленової та металевої фібри.
Серії в групі відрізнялися ваговим вмістом добавок на 1000 літрів заповнювача:
- О1контр- без добавок;
- К - добавка КАЛЬМАФЛЕКС;
- Кр1 і Кр2 - добавка мікрокремнезема;
- Ф1 Ф2 і Ф3 - фібра металева;
- ФКр1 і ФКр2 - металева фібра і мікрокремнезем;
- П1 і 1П2 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм при витраті;
- П3 -фібра поліпропіленова довжиною 12 мм;
- П4 фібра поліпропіленова довжиною 18мм;
- П5 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм і КАЛЬМАФЛЕКС;
- П6 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм і мікрокремнезем;
- П7 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм КАЛЬМАФЛЕКС і мікрокремнезем.
В якості основи для торкретування використовувалися раніше встановлені на полігоні фрагменти дорожнього бар'єрного огородження.
Розміри плит 600х600х120 мм забезпечували виготовлення з них в подальшому після набору міцності контрольних зразків у вигляді кернів і призм для випробувань бетону на міцність морозостійкість і водонепроникність. Всього було виготовлено 47 контрольних плит з різних складів торкрет бетону які зберігалися 3 доби в природних умовах під укриттям з поліетиленової плівки потім распалублівать і зберігалися в приміщенні лабораторії при 18-20°С при укритті плівкою і періодичному зволоженні. Для визначення міцності на стиск з кожної плити вибурюють по 3 керна з яких виготовлялися контрольні зразки циліндри.
Випробування зразків проводилися в 28-добовому віці відповідно до вимог ГОСТ 10180 на випробувальній машині П-100. Для визначення міцності бетону при розколюванні випробовувалися також серії по три зразки з кожного складу. Схема випробувань на розколювання прийнята за ГОСТ 10180 п. 5.4.
При загальному аналізі отриманих результатів видно що використовуючи торкретування як вид бетонування при створенні конструкцій або при веденні відбудовних робіт можна отримати широкий діапазон експлуатаційних характеристик бетону як по міцності так і по довговічності. Міцність на стиск в окремих серіях була отримана від 325 МПа до 752 МПа на розколювання - від 3 МПа до 134 МПа водопоглинання в середньому склало 15 - 2% марка по водонепроникності у всіх зразках була нижче W12 а морозостійкість в випробуваних серіях отримана від мінімальної F300 до F1000 (або F300 для бетонів дорожніх і аеродромних покриттів). Ці результати дають підставу стверджувати що при правильному і доцільному використанні армування і добавок можна отримати весь діапазон експлуатаційних характеристик бетону який затребуваний сьогодні в будівництві в тому числі і транспортних споруд.
За отриманими результатами можна стверджувати що застосування сталевої фібри сильно впливає на характеристики міцності бетону не погіршуючи властивостей бетону по водонепроникності водопоглинанням і морозостійкістю. Використання поліпропіленової фібри в цілому збільшує міцність бетону на стиск і на розтяг дає можливість отримати довговічний бетон на що вказують результати випробувань на морозостійкість водопоглинання і водонепроникність але в цих серіях не визначена залежність якісних характеристик бетону від параметрів фібри при її різних дозуваннях.
ДСТУ Б А.2.4-7:2009 Правила виконання архітектурно будівельних робочих креслень
ДБН А.2.2-3-2014 Склад та зміст проектної документації на будівництво
ДБН 360-92** Містобудування. Планування і забудова міських і сільських поселень
ДБН.2.2-9-2009 Громадські будинки та споруди. Основні положення
ДБН В.2.6-98:2009 Бетонні та залізобетонні конструкції. Основні положення
ДБН В.2.6-163 Сталеві конструкції. Друга редакція
ДБН В.1.2-2:2006 Навантаження і впливи
ДБН В.2.3-22:2009 Мости та труби. Основні вимоги проектування
ДБН В.2.3-14:2006 Мости та труби. правила проектування
ДСТУ-Н Б В.1.1-27:2010 Будівельна кліматологія
ДБН В.2.6-31:2006 Теплова ізоляція будівель. Зміна №1
ДСТУ-Н Б В.1.2-16:2013 Визначення класу наслідків (відповідальності) та категорії складоності об'єктів будівництва
ДСТУ Б Д.1.1-1:2013 Правила визначення вартості будівництва
ДСТУ-Н Б Д.1.1-3:2013 Настанова щодо визначення загальновиробничих та адміністративних витрат та прибутку у вартості будівництва
ДСТУ-Н Б Д.1.1-5:2013 Настанова щодо визначення розміру коштів на титульні тимчасові будівлі та споруди і інші витрати у вартості будівництва
Кадол Л.В. Методичні вказівки до виконання курсової роботи з дисципліни Управління ефективністю будівництва” для студентів спеціальності 7.092101 “Промислове та цивільне будівництво” (ПЦБ) денної та заочної форм навчання містять загальні вимоги до виконання курсової роботи
ДБН Д.2.2-8-99 - Е 8Конструкції з цегли та блоків
ДБН Д.2.2-11-99 - Е 11Підлоги
ДБН Д.2.2-12-99 - Е 12Покрівлі
ДБН Д.2.2-13-99 - Е 13Захист будівельних конструкцій та обладнання від корозії
ДБН Д.2.2-15-99 - Е 15Опоряджувальні роботи
ДБН Д.2.2-30-99 - Е 30Мости та труби
ДБН Д.2.2-45-99 - Е 45Роботи при реконструкції будівель і споруд
ДБН Д.2.2-47-99 - Е 47Озеленення. Захисні лісові насадження. Багаторічні плодові насадження
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. "Железобетонные конструкции. Общий курс." Учебник для вузов.-5-е изд. перераб. и доп.-М.: Стройиздат 1991.-767 с.: ил.
Клименко Ф.. Барабаш В.М. Стороженко Л.I. Металеві конструкції. Львів: Світ 2002. - 312 с. Підручник 2-ге видання
ДБН А.3.1-5-2009. Організація будівельного виробництва
ДБН В.1.1-7-2002. Пожежна безпека об'єктів будівництва
ДБН А.3.2-2-2009. Охорона праці і промислова безпека в будівництві
Водний кодекс України. Відомості Верховної Ради України (ВВР) 1995 N 24 ст.189 )
ДБН А.3.2-2-2009 «Охорона праці і промислова безпека в будівництві» К.: - Мінрегіонбуд 2012
ДБН Д.2.7-2000. Ресурсні кошторисні норми експлуатації будівельних машин і механізмів (Редакційна колегія: А.В. Беркута П.. Губань В.Г. ванькіна) – К. 2001. – 248 с.
Дикман Л.Г. Организация и планирование строительного производства М.: -Высшая школа 1988 г.
ЕНиР. Сборник Е1. Внутрипостроечные транспортные работы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987. – 40 с.
ЕНиР. Сборник Е3. Каменные работы Госстрой СССР. – М.: Стройиздат 1987. – 64 с.
ЕНиР. Сборник Е4. Монтаж сборных и устройство монолитных железобетонных конструкций. Вып. 1. Здания и промышленные сооружения Госстрой СССР. – М.: Стройиздат 1987. – 64 с.
ЕНиР. Сборник Е5 Монтаж металлических конструкций. Выпуск 1 Здания и промышленные сооружения Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
ЕНиР. Сборник Е5 Монтаж металлических конструкций. Выпуск 3 Мосты и трубы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
ЕНиР. Сборник Е8 Отделочные покрытия строительных конструкций. Выпуск 1 Отделочные работы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
Посібник з розробки ПОБ і ПВР (до ДБН А.3.1.-5-96) К: НДБВ 1997 р. Рогозін В.В. Методичні вказівки «Приклади розрахунків об’єктних будівельних генеральних планів при будівництві одноповерхових промислових будівель» в курсових і дипломних проектах з курсу «Організація і планування будівельного виробництва» для студентів напряму підготовки «Будівництво» всіх форм навчання – Кривий Ріг КТУ 2011
Рогозін В.В. Методичні вказівки до курсового дипломного проектування та самостійної роботи з дисципліни «Організація і планування будівельного виробництва» з теми «Складання календарних планів будівництва одноповерхової промислової будівлі» для студентів напряму підготовки «Будівництво» всіх форм навчання – Кривий Ріг КТУ 2011
Соколов Г.К. Выбор кранов и технических средств для монтажа строительных конструкций. Учеб. пособие Моск. гос. строит. ун-т. — М: МГСУ 2002г. — 180с.
Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции.: Учеб. Для студентов вузов по спец. «Промышленное и гражданское строительство». – М.: Высш. шк. 1987.-384 с.: ил.
Проектирование железобетонные конструкций: Справоч. пособие А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.: Под ред. А.Б. Голышева. – К.: Будівельник 1985. – 496 с.
ДБН А.2.2-1-95 Склад і зміст матеріалів оцінки впливів на навколишнє середовище (ОВНС) при проектуванні і будівництві підприємств будинків і споруд. основні положення проектування.
Рекомендации по проектированию монолитных железобетонных перекрытий со стальным профилированным настилом - Москва "СТРОЙИЗДАТ" 1987г.
Мещерин В. Храпко М.. Самоуплотняющийся бетон СПб. 2009.
Троян В.В. Молекулярная архитектура суперпластификаторов как фактор определяющий функциональность бетонов М-лы 10-й Межд. научно-практ. конф. «Дни современного бетона». – Запорожье: «Планета» 2008. – с.162-179.
Троян В.В. Термонапружений стан залізобетону як аспект довговічності монолітних конструкцій Науково-технічний збірник «Будівельні матеріали вироби та санітарна техніка». Вип. 35 Київ:Товариство "Знання" України 2010 р. – с. 119-124.
Й. Штарк Б.Вихт. Долговечность бетона. Пер. с нем. – А. Тулаганова. Под ред.. П. Кривенко. Киев. «Оранта» 2004 293 с.
Демчина Б.Г. Марчук С.В. Перспективи впровадження пінобетону у дорожньому будівництві Дороги і мости: Зб. наук. пр. – К.: ДерждорНД 2008. – Вип.10. – С.83-91.
Демчина Б.Г. Світий Р.М. Чень Р.. Дослідження роботи нерозрізних пінобетонних армованих балок неавтоклавного твердіння VII Міжнар. Симпозіум “Механіка і фізика руйнування будівельних матеріалів та конструкцій”. – К. 2007. –С.425-430.
Липовский В. М. Сборный железобетон: Справочник. Л.: Стройиздат 1990. 144 с.
Горохов Е. В. Югов А. М. Веретенников В. И. Учёт явления систематической неоднородности свойств тяжелого бетона по объему элементов при выборе безопасных конструктивных систем зданий Безопасность эксплуатируемых зданий и сооружений. М.: 2011. С. 146-167.
Лещинский А. М. Систематическая неоднородность прочности тяжелого бетона в сборных железобетонных изделиях формуемых на виброплощадках: дис. канд. техн. наук. Киев: 1981. 202 с.
Soshiroda T. Effects of bleeding and segregation on the internal structure of hardened concrete RILEM Proceedins 10.. Cambridge: University Press 1990. Pp. 253-260.
Залесов А. С. Кодыш Э. Н. Лемыш Л. Л. Никитин И. К. Расчет железобетонных конструкций по прочности трещиностойкости и деформациям. М.: Стройиздат 1988. 320 с.
Yuasa N. Kasai Y. Matsui I. Inhomogeneous Distribution of Compressive Strength from Surface Layer to Interior of Concrete in Structures Special Publication. 2002. Vol. 192. Pp. 269-282.
Arioglu N. Girgin C. Discussion on paper Magazine of Concrete Research. 1999. Vol. 51. No. 3. Pp. 217-225.
Карпепко Н. И. Общие модели механики железобетона. М.: Стройиздат 1996. 416 с.
Шамбан И. Б. Управление однородностью прочности бетона путем выбора рациональных технологических решений: дис. канд. техн. наук. Ровно: 1983. 197 с.
Афанасьев А. А. Интенсификация работ при возведении зданий и сооружений из монолитного железобетона. М.: Стройиздат 1990. 384 с.
Красновский Б. М. Инженерно-физические основы методов зимнего бетонирования. М.: Изд-во ГАСИС 2004. 470 с.
Руководство по прогреву бетона в монолитных конструкциях РААСН НИИЖБ. М.: 2005. 275 с.
ГОСТ Р 53231-2008. Бетоны. Правила контроля и оценки прочности.
Долматов А. А. Прочность и деформативность железобетонных фрагментов стен зданий и сооружений возводимых в вертикально подвижных опалубках: дис. канд. техн. наук. Макеевка: 2004. 140 с.
Хаютин Ю. Г. Монолитный бетон: Технология производства работ. М.: Стройиздат 1991. 576 с.
Улыбин А. В. О выборе методов контроля прочности бетона построенных сооружений Инженерно- строительный журнал. 2011. No4(22). С. 10-15. 24. ГОСТ
Мадатян С.А. Новые технологии и материалы для арматурных работ в монолитном железобетоне Технологии бетонов. – No 32006. С. 52-54.
Карпиловский В.С. Криксунов Э.З. Маляренко А.А. Перельмутер А.В. Перельмутер М.А.. Вычислительный комплекс SCAD. М.: Издательство АСВ 2007. – 592с.
Й. Штарк Б.Вихт. Долговечность бетона. Пер. с нем. – А. Тулаганова. Под ред.. П. Кривенко. Киев. Оранта 2004 293 с.
Алексеев С.Н. Иванов Ф.М. Модры С. Шиссль П. Долговечность железобетона в агрессивных средах: Совм. изд. СССР - ЧССР - ФРГ - М.: Стройиздат 1990. - 320 с.
Пухонто Л.М. Долговечность железобетонных конструкций инженерных сооружений : монография Л.М. Пухонто. – М. : АСВ 2004. – 425 с.
Солодкий С. Й. Наукові засади підвищення тріщиностійкості дорожнього цементного бетону : Дис на здоб. наук. ступеня д-ра наук: 05.23.05 – 2009.

Рецензия.doc

студента групи ПЦБ-10-1м
Коледін Романа Олеговича
Дипломний проект «Аналіз сучасного стану конструювання великопрольотних перекриттів у монолітному будівництві з застосуванням результатів у проекті реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу» виконаний на 11 аркушах креслень та на 210 сторінках розрахунково-пояснювальної записки що складається із анотації 10 розділів та списку використаної літератури.
Дипломний проект містить всі потрібні розділи.
В архітектурно-будівельному розділі представлені фасади будівлі генеральний план об’ємно-планувальне рішення виконаний теплотехнічний розрахунок представлена загально будівельна характеристика об’єкта.
В розрахунково-конструктивному розділі і розділі основи та фундаменти представлені розрахунки несучої здатності головних балок мосту монолітної плити перекриття мосту елементів каркасу будівлі (розрахунковий комплекс SCAD). Розрахунки виконані у відповідності з вимогами будівельних норм та правил.
В розділі «Технологія та організація будівництва» вирішені питання оснащення будівництва механізмами; забезпечення матеріалами напівфабрикатами та виробами; виконані технологічні карти на влаштування монолітного перекриття та монтажу елементів каркасу; проведено підбір механізмів для проведення робіт; розроблено будгенплан з розрахунком потреб в адміністративних санітарно-побутових будівлях та складах розміщенням мереж тимчасового енерго- та водопостачання; розроблено календарний графік.
В економічному розділі представлені розрахунки зведеного об’єктного локального кошторисів та договірної ціни.
Автором проекту освітлені питання безпеки життєдіяльності охорони праці та екології.
В научній частині проаналізовані сучасні проблеми досліджень монолітних конструкцій. При проектуванні враховані сучасні технології відновлення ЗБК що працюють в складних умовах.
В дипломному проекті мають місце недоробки:
) на графічному матеріалі таблиці не повністю відповідають вимогам ДСТУ Б А.2.4-7:2009 – не витримані геометричні розміри.
) обсяг пояснювальної записки більший за рекомендований –
В цілому дипломний проект містить всі потрібні розділи і виконаний у відповідності з завданням та вимогами вищого навчального закладу.
Дипломник Коледін Р.О. підготовлений до самостійної інженерної діяльності. Дипломний проект заслуговує оцінку «відмінно» а автор – присвоєння кваліфікації інженера-будівельника.
Рецензент Гончар В..

Конструкции.dwg

Разделы.docx

РОЗДЛ 1 ТЕХНКО – ЕКОНОМЧНЕ ПОРВНЯННЯ ВАРАНТВ
РОЗДЛ 2 АРХТЕКТУРНО-БУДВЕЛЬНИЙ
РОЗДЛ 3 РОЗРАХУНКОВО-КОНСТРУКТИВНИЙ
РОЗДЛ 4 ОСНОВИ ТА ФУНДАМЕНТИ
РОЗДЛ 5 ТЕХНОЛОГЯ ТА ОРГАНЗАЦЯ БУДВНИЦТВА
РОЗДЛ 6 ЕКОНОМКА БУДВНИЦТВА
РОЗДЛ 7 БЕЗПЕКА ЖИТТДЯЛЬНОСТ
РОЗДЛ 8 ОХОРОНА ПРАЦ

Диплом записка.docx

Дипломний проект “Аналіз сучасного стану конструювання великопрольотних перекриттів у монолітному будівництві з застосуванням результатів у проекті реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу” надано на 11 листах креслень та розрахунково-пояснювальної записки на 210 сторінок яка складається із вступу 10 розділів переліку посилань з 85 найменувань містить 95 малюнків та 45 таблиць.
Проект реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу виконано на основі проведеного зовнішнього обстеження та розроблено для зміни призначення мосту – з транспортного на культурно-соціальне а саме будівництво будівлі історико-етнічного центру.
Будова являє собою прямокутну однопрольотну двоповерхову каркасну будівлю шириною 6 м та довжиною 74 м. Основними несучими конструкціями є круглі металеві колони та двотаврові балки. Перекриття – попередньо напружені залізобетонні багатопорожнинні плити. Будівля спирається на монолітну залізобетонну плиту виконану в незйомній опалубці з профнастилу. З обох боків присутні пішоходні площадки шириною 2 м які зпираються на металеві кронштейни.
Перевірку несучої здатності головних балок мосту колон балок каркасу кронштейнів пішоходних площадок та розрахунок монолітної плити виконано за допомогою ЕОМ (програми SCAD).
Розглянуто два варіанти використання в конструкціях бетону: важкого та сталефібробетону.
В результаті варіантного проектування виявилось що конструкції з використанням традиційного важкого бетону мають кращі показники з витрат матеріалів та вартості.
Економічний ефект від використання конструкцій виготовлених із традіційного важкого бетону у порівнянні із сталефібробетоном складає 3393205 тис. грн.
Кошторисна вартість будівництва складає 4026007 тис. грн. Будівництво здійснюється 65 діб. Максимальна кількість робочих – 65 чоловік.
ТЕХНКО – ЕКОНОМЧНЕ ПОРВНЯННЯ ВАРАНТВ9
АРХТЕКТУРНО-БУДВЕЛЬНИЙ РОЗДЛ18
2 Обгрунтування реконструкції та аналіз сучасного стану конструкцій19
2.1 Загальні дані про розташування та конструкції мосту №5219
2.2 Характеристика сучасного стану окремих елементів мосту №5221
2.3 Загальні висновки та рекомендації23
2.4 Міжнародний досвід з будівництва мостів нетранспортного призначення25
3 Опис генерального плану31
4 Об’ємно-планувальне рішення31
5 Конструктивне рішення32
6 Теплотехнічний розрахунок34
РОЗРАХУНКОВО-КОНСТРУКТИВНИЙ РОЗДЛ36
1 Перерірка несучої здатності головних балок37
1.1 Збір навантажень на головні балки мосту37
1.1.1 Розрахункова схема37
1.1.2 Завантаження37
1.1.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль56
1.1.4 Періоди коливань56
1.3 Перевірка перерізу крайньої балки57
1.4 Перевірка перерізу середньої балки58
2 Розрахунок незйомної опалубки60
2.1 Геометричні характеристики листа60
2.2 Збір навантажень на опалубку61
2.3 Розрахунок прольотних та опорних перерізів62
3 Розрахунок монолітної плити63
3.1 Розрахункова схема63
3.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль72
3.4 Армування монолітного перекриття73
3.5 Розрахунок на продавлювання74
4 Розрахунок кронштейнів тротуарів74
4.1 Розрахункова схема75
4.3 Таблиця сполучень навантажень78
4.4 Розрахункові сполучення навантажень78
4.5 Перевірка несучої здатності елементів кронштейну81
5 Перевірка несучої здатності елементів каркасу84
5.1 Перевірка несучої здатності балки Б784
5.2 Перевірка несучої здатності колони К685
6.3 Перевірка несучої здатності зв’язків ЗВ187
7 Проектування закладних деталей та вузлів опирання елементів каркасу88
7.1 Сполучення колони К6 з плитою ПМ188
7.2 Сполучення балки Б7 з колоною К691
8 Проектування багатопорожнинної плити92
8.1 Розрахунок плити за граничними станами першої групи92
8.1.1 Призначення розмірів плити92
8.1.2 Розрахунковий проліт плити93
8.1.3 Розрахункова схема93
8.1.4 Характеристики матеріалів (міцності бетона та арматури)94
8.1.5 Збір навантажень на плиту94
8.1.6 Зусилля від характеристичних та розрахункових навантажень95
8.1.7 Розрахунок міцності плити по перерізу нормальному до поздовжньої осі96
8.1.8 Розрахунок міцності плити по перерізу похилому до поздовжньої осі97
8.2 Розрахунок багатопорожнинної плити за граничними станами другої групи97
8.2.1 Геометричні характеристики приведеного перерізу98
8.2.2 Втрати попереднього напруження арматури99
8.2.3 Розрахунок з утворення тріщин нормальних до поздовжньої осі100
8.2.4 Розрахунок з розкриття тріщин нормальних до поздовжньої осі100
8.2.5 Розрахунок прогину плити101
8.2.6 Розрахунок монтажних петель102
ОСНОВИ ТА ФУНДАМЕНТИ103
ТЕХНОЛОГЯ ТА ОРГАНЗАЦЯ БУДВНИЦТВА105
1 Технологічна карта на бетонування монолітної плити та монтаж конструкцій каркасу106
2 Розрахунок календарного графіка виконання робіт119
2.1 Розрахунок ТЕП календарного графіка122
3 Розробка будгенплану122
3.1. Розрахунок потреби в тимчасових адміністративних і санітрано-побутових будівель122
3.2 Розрахунок тимчасових складів124
3.3 Розрахунок тимчасового водопостачання129
3.4 Розрахунок тимчасового електропостачання131
3.5 Опис будгенплану134
3.6 Техніко-економічні показники будгенплану135
ЕКОНОМКА БУДВНИЦТВА136
1 Пояснювальна записка до інвесторсько-кошторисної документації137
2 Зведений кошторисний розрахунок138
3 Об'єктний кошторис №02-01140
4 Локальний кошторис №02-01-01 та №02-01-02142
5 Загальновиробничі витрати до локальних кошторисів №02-01-01 та №02-01-02152
7 Техніко-економічні показники до проекту159
БЕЗПЕКА ЖИТТДЯЛЬНОСТ160
1 Загальні відомості161
2 Загально-майданчикові заходи163
ПЕРЕЛК ГРАФЧНОГО МАТЕРАЛУ
Лист 1 Варіантне проектування
Лист 2 Генеральний план ситуаційний план умовні позначення ТЕП
Лист 3 Фасади розрізи план покрівлі
Лист 4 План на відмітці 0.000 +3.600. Розрізи
Лист 5 План розкладки існуючих мостових балок відомість елементів розрізи
Лист 6 Схема армування плити ПМ1. Плита ПК1. Кронштейн КТ1
Лист 7 План розміщення елементів на відм. +4.020 та +7.600. Ригелі Б7 та Р1
Лист 8 Будгенплан. Зона складування. ТЕП. Умовні позначення
Лист 9 КП виконання робіт. Графік роботи механізмів та постачання матеріалів
Лист 10 Техкарта на бетонування плити на монтаж елементів каркасу
Лист 11 Науковий розділ
Металевий балочний автомобільний міст №52 через р. нгулець був збудований у 1911 р. За довгий строк своєї служби внаслідок зносу та будівництва нових транспортних розв’язок він втратив своє транспортне значення тому встало питання його нецільової реконструкції.
Пропонується враховуючи архітектурно-природні умови специфічні особливості прилеглих архітектурних об’єктів: човникової станції двох прилеглих підвісних мостів та нової транспортної розв’язки яка включає автомобільний міст та шляхопровід та історико-культурне значення території будівництва (місце злиття річок нгулець та Саксагань – місце утворення міста Кривий Ріг) спираючись за міжнародний досвід будівництва нетранспортних об’єктів виконати будівництво громадської споруди на несучих мостових конструкціях.
В дипломному проекті викладено варіант реконструкції мосту з будівництвом на існуючих несучих металевих балках будівлі історико-етнічного центру. Вона являє собою прямокутну в плані однопрольотну каркасу будову шириною 6 м і довжиною 74 м. Спирається споруда на монолітну залізобетонну плиту що лежить на головних балках мосту. Каркас будівлі утворюють круглі металеві колони та двотаврові балки. В якості плит перекриття та покриття використовуються попередньо напружені багатопорожнинні залізобетонні плити.
Центр призначено для проведення виставок експозицій та інших заходів культурно-мистецького спрямування. На другому поверсі передбачено оглядовий майданчик.
Для переміщення людей з одного берега на інший передбачені бокові пішоходні площадки шириною 2 м. На лівому березі передбачено будівництво літнього кафе. По обидві сторони мосту передбачено озеленення та прокладання нових пішоходних доріжок з урахуванням внесення коректив в існуючу транспортну мережу через закриття мосту для автотранспорту.
РОЗДЛ 1 ТЕХНКО – ЕКОНОМЧНЕ ПОРВНЯННЯ ВАРАНТВ
Одним із міжгалузевих резервів економії витрат на матеріали вироби і конструкції будівельної галузі є виробництво якісних та ефективних будівельних конструкцій виробів і матеріалів за рахунок зниження первинної нерудної сировини і конструктивних матеріалів у галузях – виробниках.
Модернізація та розвиток інфраструктури дорожньої мережі України пов'язані з необхідністю зведення реконструкції та ремонту величезного числа мостових споруд. В умовах масового будівництва і реконструкції мостів на перший план виходять проблеми забезпечення якості робіт скорочення термінів будівництва збільшення тривалості міжремонтних періодів. Одним із шляхів вирішення цих проблем є розробка та впровадження нових технологій і нових матеріалів. В даний час в будівництві і зокрема в мостобудуванні використовуються модифіковані та нетрадиційні матеріали і технології області раціонального застосування яких досліджені недостатньо. Для несучих та огороджуючих конструкцій залізобетонних мостів залізобетонних плит та елементів мостового полотна металевих і стале-залізобетонних прогонових будов мостів надзвичайно важливо забезпечити високу опірність впливам навколишнього середовища і динамічним впливам транспортних засобів. Підвищити міцність тріщиностійкість морозостійкість водонепроникність та інші характеристики збільшити швидкість набору міцності знизити експлутаційні витрати можливо застосувавши дисперсне армування звичайного бетону з введенням в нього модифікуючих добавок і активування всієї цієї суміші за новою РПА-технології отримавши так званий модифікований сталефібробетон (МФБ).
Сталефібробетон один з нових видів бетону який забезпечує підвищення ефективності залізобетонних виробів і конструкцій за рахунок збільшення міцності бетону при розтягу та згині граничної стисливості тріщиностійкості водонепроникності морозостійкості і корозійної стійкості термо- і вогнестійкості опору стиранню. У той же час сталефібробетон дозволяє істотно знизити трудовитрати на арматурні роботи підвищити ступінь механізації бетонних робіт і розширити область застосування ефективних конструктивних рішень будівель і споруд.
Він являє собою дрібнозернистий бетон який армовано сталевими волокнами (фібрами) рівномірно розподіленими по перерізу. Сутність сталефібробетону в тому що сталеві фібри які вводяться в бетонну суміш сприяють поліпшенню роботи бетону при впливі різних навантажень.
В дипломному проекті визначається доцільність використання сталефібробетону при бетонуванні монолітної плити перекриття мосту в незйомній опалубці в порівнянні з традиційним важким бетоном.
Склад сталефібробетону що відповідає важкому бетону С2835 визначено в [4]. Калькуляція витрат на виготовлення 1 м3 наведено в таблиці 1.1.
Таблиця 1.1 - Калькуляція вартості матеріальних витрат на 1м3 сталефібробетону
Найменування матеріалів
виробів та конструкцій
Фактична вартість грн.
Вартість перевезення
Вартість з транспортн
Портландцемент загальнобудівельного призначення з домішками 20% М500 Д20
Щебінь з природнього каменю для будівельних робіт фракція 20-40мм марка М500
Пластифікатор сухий С-3
Фібра сталева 08 мм l = 50 мм
Заготівельно-складські витрати ( 200% )
Заготівельно-складські витрати по мк ( 000% )
Для порівняння варіантів складаємо 2 локальні кошториси таблиці 1.2 та 1.3. Витрати основних матеріалів на виготовлення конструкцій представлено в таблиці 1.4.
Витрати основних матеріалів
- Суміш бетонна готова важка клас бетону С2835 крупність 10-20мм
- Бетонна суміш по проекту (сталефібробетон) в тому числі
- фібра сталева 08 мм l = 50 мм
- пластифікатор сухий С-3
Таблиця 1.4 - Витрати основних матеріалів по варіантам конструктивного рішення
За даними складених локальних кошторисів на виконання будівельних робіт по кожному варіанту розрахуємо складові приведених витрат:
Собівартість будівельно-монтажних робіт і їх нормативно-розрахункову трудомісткість визначаємо з використанням програмного комплексу Будівельні технології - кошторис”
Тривалість виконання робіт складе:
де Тосні витрати праці робітників-будівельників на встановлення окремих видів конструктивних елементів людино-годин;
Nі прийнята кількість бригад для виконання робіт із встановлення і-го конструктивного елемента;
пі середня кількість робітників-будівельників у бригаді за діючими нормами осіб;
кзм кількість робочих змін на добу прийнята при встановленні і-го конструктивного елемента.
Капітальні вкладення виробничі фонди будівельної організації (К) визначаються за формулами:
К = Косн + Коб (1.2)
де Косн і Коб капітальні вкладення відповідно в основні і оборотні фонди грн.;
Мj інвентарно-розрахункова вартість машин j-ї групи;
j 1 2 3 п порядковий номер групи використовуваних машин;
tj тривалість роботи машин j-ї групи на об’єкті маш-год;
tнj нормативна тривалість роботи машин j-ї групи протягом року маш-год.
С собівартість будівельно-монтажних робіт;
ТБ – витрати на спорудження титульних тимчасових будівель і споруд;
де - усереднений показник для визначення ліміту коштів на титульні тимчасові будівлі і споруди (визначається згідно дод. Б табл. Б.1 п.36 [16]).
ДКз ДКл – кошти на відшкодування лопаткових витрат при виконанні робіт відповідно у зимовий та літній періоди грн;
КП – кошторисний прибуток грн.;
АВ – адміністративні витрати будівельної організації грн.
- усереднені показники для визначення ліміту коштів на додаткові витрати при виконанні робіт відповідно у зимовий чи літній час (визначаються відповідно згідно дод. Д та п. 5.2.2.2 [16]);
Тзаг загальна нормативно-розрахункова трудомісткість робіт (визначена в локальному кошторисі);
пкп і пав усереднений показник відповідно кошторисного прибутку і адміністративних витрат грн.
Категорія складності об’єкту визначена згідно [13]. Клас наслідків СС2 категорія складності – V. Визначаємо показники пкп і пав згідно ДСТУ-Н Б Д.1.1-3:2013 [15] (додатки Д та Е відповідно).
Капітальні вкладення в основні та оборотні засоби складають:
Витрати на експлуатацію конструктивних елементів включають суму річних амортизаційних відрахувань (А) і витрати на ремонт і утримання конструкцій (Вру):
де На річна норма амортизаційних відрахувань на будівлі і споруди %.
Витрати на ремонт та утримання конструкцій визначаються по кожній j-й групі конструкцій:
Нруj – річні норми витрат на ремонт та експлуатацію j-ї конструкції (згідно дод. 3 [17]):
Питомі приведені витрати по варіантам конструктивних рішень:
Економічний ефект в результаті використання раціональної конструкції складе:
Таким чином для проектування приймаємо 1-й варіант зі збірними колонами як більш вигідний. Економічний ефект складає 3393205 грн. Техніко-економічні показники за варіантами наведено в таблиці 1.5.
Таблиця 1.5 - Основні техніко-економічні показники за варіантами
Рівень показника за варіантами
Тривалість виконання будівельних робіт
Загальна кошторисна трудомісткість будівельних робіт
Собівартість будівельних робіт
Вартість основих виробничих фондів та оборотних коштів
Кошторисна заробітна плата
Річні приведені витрати
Отже перший варіант "важкий бетон клас бетону С2835 крупність заповнювача 10-20 мм" є більш економічно вигідним тому приймаємо його для подальших розрахунків.
РОЗДЛ 2 АРХТЕКТУРНО-БУДВЕЛЬНИЙ
Будівельний майданчик історико-етнічного центру знаходится на забудованій території міста Кривого Рогу та займає площу 14670 м2.
Згідно [11] площадка будівництва відносится до району будівельно-кліматичного районування території для якого :
- розрахункова зимова температура -22°С;
- глибина перемерзання грунту – 09 м;
- вага снігового покриву для м. Кривий ріг – 111 кНм2;
- нормативне вітрове навантаження – 044 кНм2;
- район несейсмічний.
На площадці вишукувань передбачається реконструкція мосту зі зміною його призначення - будівництво на ньому історико-етнічного центру класу відповідальності СС2 та категорії складності V [13].
2 ОБГРУНТУВАННЯ РЕКОНСТРУКЦ ТА АНАЛЗ СУЧАСНОГО СТАНУ КОНСТРУКЦЙ
2.1 Загальні дані про розташування та конструкції мосту №52
Місто Кривий Ріг є унікальним за своєю протяжністю розташуванню і компонуванню одним з найбільших промислових центрів України тому він повинен мати і відповідний архітектурно-естетичний вигляд.
Одним з найбільш мальовничих куточків міста є район злиття річок Саксагань та нгулець - місце заснування Кривого Рогу.
Архітектурну унікальність місця надає комплекс домінантою якого є човникова станція і три мости: перший що примикає до станції металевий - з арочним прогонових будов (через р. Саксагань) і два майже рівновіддалені від нього підвісні вантові (через р. нгулець). З одного з цих мостів розташованого вниз за течією проглядається через закрут річки металевий автодорожній міст № 52 який знаходиться в аварійному стані має вкрай непривабливий зовнішній вигляд і знижує естетичну привабливість даної частини міста.
Крім того за закрутом річки ще нижче за течією побудований новий ультрасучасний комплекс з масштабною транспортною розв'язкою що включає два мости-віадуки: через лінію міського трамваю та р. нгулець.
Введення в експлуатацію даного комплексу анулювало транспортне значення моста № 52 у зв'язку з чим питання цільової його реконструкції стало зовсім неоднозначним.
Дані обставини і послужили поштовхом для розгляду можливостей реконструкції даного об'єкту для чого він був обстежений.
Як показало обстеження моста і вивчення збереженої проектної та експлуатаційної документації металевий автодорожній міст № 52 через річку нгулець був побудований в 1911 році. У роки війни 1941-1945 рр. він був зруйнований при цьому збереглися тільки берегові упори і пальові фундаменти проміжних опор. Відновлений він був у 1947 році. Капітальний ремонт проводився в 1950 році за проектом розробленим в 1945 році проектним відділом тресту "Кривбасруда".
Схема мосту = 1475 + 1527 + 1466 + 1504 + 1457 + 1479м. Ширина автопроїзда - 64м є двосторонні пішохідні тротуари шириною від 13 до 145м. Тротуари відділені від проїжджої частини металевими бордюрними огорожами заввишки 46 см.
Первісна проектна та виконавча документація по мосту не збереглася.
Русло річки перекрито двома нерозрізними трьохпролітними балочними будовами. Пролітні будови - металеві зварені з 3-х головних поздовжніх балок: двох крайніх висотою 1530 мм та середньої - висотою 990мм.
Поздовжні головні балки з'єднані між собою в кожному прольоті чотирма поперечними балками з них дві - опорні дві - проміжні. Крім того головні балки з'єднані поперечними зв'язками з кроком 15м - з двотавра №33 по верху середньої балки і з двох кутиків 160 × 160 - по низу.
З внутрішнього боку на крайніх головних балках влаштовано металеві столики на які спираються двутаври. Середня балка розташована нижче крайніх тому двутаври спираються на верхній пояс середньої балки.
Для укладання залізобетонних плит проїзної частини плит тротуарів а також бордюрів на верхніх поясах головних крайніх балок приварені швелери і кутики. Між собою кутики з’єднані заклепками і зварюванням.
Всі стики горизонтальних і вертикальних листів головних балок перекриті листовими накладками різних перетинів за допомогою електрозварювання.
Поздовжні і поперечні балки мають ребра жорсткості з листів товщиною 20мм.
У місцях обпирання на опори головні балки мають додаткові опорні листи.
В якості опорних частин використані дві металеві рейки забетоновані у верхівках опор підошвою вниз. Пролітні будови спираються на головки рейок. Рейки висотою 100мм між собою з'єднані зварюванням по підошві під рейками місцями укладені металеві підкладки в якості підклинюванням для більш щільного обпирання рейок на опору.
Берегові упори - монолітні залізобетонні споруджені в 1911 році. Шафові стінки - бетонні бетонувалися при відновленні.
Проміжні опори - монолітні залізобетонні мають c верхньої сторони льодорізи. В якості льодорізів використовуютсья забетоновані по в опори рейки. У верхній частині опор є уширення які утворюють подферменнікі. Верхівки опор при капітальному ремонті надбетоніровалісь на висоту 30-40см крім опори №6.
Проїзджа частина виконана із залізобетонних плит поверх яких вкладений асфальт для відводу води влаштовані водовідвідні трубки але вода в них не потрапляє а просочується через тріщини і раковини в асфальті через плити потрапляє на металоконструкції пролітних будов. По проїзджій частині уздовж моста з двох сторін встановлені металеві зварні бордюри висотою 46см.
По обидві сторони проїзджої частини є тротуари шириною від 13 до 145 м. Тротуари влаштовані на металевих кронштейнах з кутиків; прогони і підкоси - з 2 кутиків 75×75×6 з'єднаних прокладками за допомогою зварювання. На кронштейни встановлені конструкціі з швелерів що спираються також на крайні головні балки поверх цих конструкцій укладені залізобетонні плити по плітам укладений асфальт. Тротуари огороджені металевими перилами.
З верхової та низової сторони вздовж крайніх головних балок прогонових будов влаштовано металеві оглядові пристосування (прохід) частково огороджені перилами. По оглядовим майданчикам з обох сторін прокладені труби-водоводи. Вони укладені так що оглядовими ходами з низової сторони користуватися неможливо.
2.2 Характеристика сучасного стану окремих елементів мосту №52
Як показало обстеження поверхні головних поздовжніх і поперечних балок покриті іржею. Зварні шви тріщин не мають.
Верхні поперечні зв'язки-розпірки на які укладені залізобетонні плити проїжджої частини сильно (до 15-20%) пошкоджені корозією.
Спеціальні конструкції на які спираються тротуарні плити а також двутаври на верхніх поясах головних балок вражені корозією до 50-60% є каверни в металі.
Загальний стан головних поздовжніх і поперечних балок - задовільний.
Загальний стан зв'язків між балками - неудовлетворітельное у зв'язку з чому загальний стан прогонових будов - також незадовільний.
Найнебезпечнішим є те що на всіх опорах особливо на берегових упорах опорні частини (пакет з рейок) зрушені до краю майданчиків так що створена загроза їх сповзання з місць обпирання. Під опорними частинами наявні порожнини зазори бетон опор зруйнований. Опорні частини перекошені і звисають над крайками майданчиків обпирання до 50мм. Площа обпирання опорних частин на верхівках опор - недостатня.
Опорні частині - не типові не забезпечують нормального обпирання нерозрізних пролітних будов. Відбувається ковзання балок пролітних будов при їх переміщеннях від силових і температурних впливів. Тому пролітні будови отримали неприпустимі переміщення на опорах через що зруйнований бетон підферменніков.
На опорі №4 для утримання пролітних будов для запобігання сповзання з опори прогонові будови з'єднані планками на болтах крім того влаштовані столики-упори під пролітними будовами для збільшення площі обпирання. На опорі №4 балки прогонової будови 4-5 нещільно спираються провисають і переміщуються ("грають" під навантаженням). Переміщення уздовж моста і вгору-вниз досягають 10мм. Нерозрізні пролітні будови спирається не по осі опори через неправильну розстановки опорних частин. Крім того опорні частини встановлені так що не збігаються з опорними листами балок прогонової будови. Все це несприятливо впливає на роботу опори.
Загальний стан опорних частин - незадовільний.
Самі ж опори - монолітні залізобетонні. Бетон має низьку марку по міцності (100-200) і морозостійкості. На упорах і на проміжних опорах захисний шар бетону зруйнований оголена іржава робоча арматура особливо на проміжних опорах в зоні змінного рівня води.
Повністю зруйновано іржею деякі арматурні стержні. У бетоні в місцях оголення арматури - раковини глибиною до 10см а також місця слабкого бетону. По швах бетонування є тріщини куди потрапляє вода руйнуючи кладку.
Бетон верхівок всіх опор зруйнований немає зливних призм. На опорі №4 верх опори зруйнований оголена арматура арматурні стрижні вигнуті.
На опорі №6 на підферменнику з верхньої та нижньої сторони є тріщина розкриттям до 2-3 мм яка розколює верх опори. В тріщину потрапляє волога через що тріщина отримує подальший розвиток.
Всі опори у верхній їх частини мають недостатні розміри для розміщення опорних частин.
Загальний стан опор - незадовільний.
Залізобетонні плити проїзджої частини виконані з бетону низької марки по міцності і водонепроникності. Водовідвод з проїзджої частини мосту не організований. Гідроізоляція залізобетонних плит відсутня. Ці недоліки призвели до суцільного руйнування захисного шару бетону низу плит а на великій площі (понад 60%) до руйнування різною мірою і самих плит. Створено загрозу раптового руйнування плит та провалу коліс автотранспорту при русі по мосту.
Асфальтове покриття має ями в яких накопичується вода і просочується через плити руйнуючи бетон. Крім того через наявність ям відбуваються додаткові удари по плитах.
Водовідвідні трубки не працюють поіржавіли прийшли в повну непридатність. Габарит моста не відповідає інтенсивності руху на даній ділянці. Він повинен становити мінімум 9 м за сучасними нормами.
Стан плит проїжджої частини - аварійний.
По низу всіх залізобетонних плит тротуарів зруйнований бетон арматура місцями проіржавіла повністю.
Металоконструкції на які спираються плити тротуарів вражені іржею до 50-60%. На підкосах кронштейнів зруйновані зварювальні шви в місцях кріплення планок між кутиками. Металеві перила на мосту - сильно іржаві.
Стан тротуарів незадовільний місцями - аварійний.
Оглядові пристосування на мосту виконані не повністю. Відсутні оглядові пристосування на опорах що не дає можливості обслуговувати опорні частини і підферменники.
Оглядові пристосування влаштовані на пролітних будовах з нижньої сторони частково зруйновані дуже іржаві користуватися ними небезпечно. Огляд і обслуговування простору між балками і плит проїзної частини з них вести неможливо.
Загальний стан оглядових пристосувань і комунікацій - незадовільний.
Підводячи підсумки обстеження мосту занесемо дані до таблиці 2.1.
Таблиця 2.1 - Характеристика сучасного стану елементів мосту №52
Головні поздовжні та поперечні балки
Поверхня частково покрита іржею
Поверхня елементів уражена корозією до 50-60% наявні каверни в металі
Руйнування бетону зазори та тріщини. Недостатня площа опирання опорних частин на верхівки опор
Руйнування захисного шару бетону оголення робочої арматури (особливо в місцях змінного рівня води). Раковини тріщини пустоти в бетоні
ЗБ плити проїзжої частини
Відсутність гідроізоляції тріщини та дири в асфальовому покритті. Руйнування захисного шару низа плит до 60%
По низу плит зруйнований бетон арматура частково повністю заіржавіла. Опорні конструкції тротуарів уражені до 50-60% зруйновані зварні шви та кріплення планок кронштейнів. Металеві перила проіржавіли
Незадовільний місцями аварійний
Оглядові проходи та площадки
Оглядові проходи виконані не до кінця. Оглядові площадки на опорах відсутні. Проходи по низу пролітної будови частково зруйновані сильно кородовані вести огляд з них небезпечно а в багатьох місцях неможливо
2.3 Загальні висновки та рекомендації
Місце розташування моста вибиралося в 1911 році коли щільність забудови району була невеликою. Надалі у зв'язку зі збільшенням щільності забудови під'їзди до мосту тіснилися завужувати і в даний час мають обмежену оглядовість і недостатню ширину що негативно впливає на безпеку руху викликає необхідність руху транспорту з низькими швидкостями.
Таким чином транспортна цінність моста - повністю втрачена а його сучасний стан робить його транспортне призначення зовсім неможливим.
У зв'язку з цим в проекті була розглянута можливість збереження даного об'єкта і використання його в якості основи для спорудження двоповерхової громадської будівлі (рис 2.1).
Рисунок 2.1 Фасад проектуємої будівлі в осях 1-38
Однією з найбільш складних завдань є органічне вписування майбутнього об'єкта в існуючий природно-архітектурний ансамбль: комплекс човникової станції з трьома мостами і мальовничими вигинами берегів що поросли вербами з одного боку і новою транспортною розв'язкою - з іншого.
Вся складність полягає в стильової адаптації та «вписування» об'єкта в ці два настільки різнорідні в стильовому плані комплексу (неокласицизм і модерн). Причому комплекс повинен бути «перехідним» так як він проглядається ізольовано - і з нижнього підвісного моста і з транспортної розв'язки розташованої просторово вище завдяки чому забезпечується з неї панорамний огляд всієї вигину річки.
У ході представленої роботи розглядається варіант нецільової реконструкції мосту зі зміною його призначення з автотранспортного на культурно-громадське. Це виконується шляхом спорудження двоповерхової каркасної будівлі історико-етнічного центру на існуючих несучих конструкціях з підсиленням оновленням та заміною окремих елементів.
Як показали розрахунки несуча здатність пролітних будов при змінненому навантаженні забезпечується. Згідно результатів обстеження стан пролітних будов в цілому є незадовільним. Виходячи з цього рекомендується виконати антикорозійну відновлювальну обробку головних поздовжніх та поперечних балок. Поперечні балки по верхньому поясу головних поздовжніх зазнали сильного впливу іржі через що їх відновлення є недоцільним. Через це прийнято замінити їх на нові прокатні елементи того ж перерізу.
Залізобетонні опори та берегові шафові стінки потребують негайного відновлення захисного шару бетону а в деяких місцях – заміни зкородованої арматури. В місцях змінного рівня води в якості захисту було прийнято рішення про обшивку їх металевими листами. В місцях обпирання пролітних будов на опори необхідно виконати набетонку та збільшити площу обпирання створити зливні призми.
снуюче асфальто-дорожнє покриття та залізобетонні дорожні плити за проектом демонуються. На їх місці споруджується залізобетонна монолітна плита 300 мм яка є фундаментом для проектуємої будівлі. В якості незйомної опалубки використовуєть сталевий профільований профіль Н114-750-0.8.
Конструкції тротуарів також демонуються. На їх місці встановлюються конструкції аналогічного вигляду з кутиків 80х12 але збільшеного вильоту (2 м). В якості перекриття виступає та ж монолітна плита яка при оздобленні облицьовується бруківкою на цементно-піщаному розчині. Металеві перила приварюються до швелерів які встановлені в торцях плити на кінці тротуарних кронштейнів.
За результатами обстеження можна зробити наступні висновки:
Міст запроектований і побудований в 1910-11 рр. Відновлений після руйнування в 1947 році останній капітальний ремонт проведено в 1950 році. Фізичні та моральні ресурси моста вичерпані споруда знаходиться в аварійному стані і повністю непридатна для експлуатації в транспортному режимі;
Експлуатація мосту може бути продовжена тільки в спеціальному нетранспортному режимі який повинен передбачати постійний нагляд за роботою його конструкцій систематичне обстеження фахівцями стану його елементів проведення робіт з усунення дефектів що впливають на вантажопідйомність і безпеку руху виконання інших спеціальних заходів з попередження руйнування конструкцій;
Всі роботи з ремонту мосту для підтримки його працездатності повинні бути орієнтовані на цільове перепризначення об'єкта;
Умови подальшої експлуатації споруди містять основні рекомендації які можуть бути доповнені і розширені в наступні роки так як процеси руйнування прогресують і можливо раптове прояв прихованих дефектів не виявлених при теперішньому обстеженні;
Всі виявлені дефекти повинні бути усунені;
Таким чином даний об'єкт можливо і доцільно реконструювати в нетранспортних споруда один з варіантів якого був запропонований вашій увазі і розглянутий у вигляді передпроектних рішень.
2.4 Міжнародний досвід з будівництва мостів нетранспортного призначення
Міст – одна з найдавніших інженерних споруд що була винайдена людством. Він дозволяє долати фізичні перепони у вигляді водойм ланів або доріг без перешкод. Вони можуть як з’єднувати окремі вулиці так і цілі острови перекриваючі проліт понад декілька кілометрів та слугувати для переміщення людей та вантажів. Однак у світовій практиці існують також мости іншого призначеня – житлового або громадського. Найчастіше у минулому їх будівництво було викликано обмеженням території міст у межах захисних стін. Проте існують і сучасні проекти. Декілька прикладів обєктів цього виду споруд представлено нижче:
Понте Веккьо (it. Ponte Vecchio) талія (рис. 2.2)
Рисунок 2.2 Міст Ponte Vecchio талія
Міст Понте Веккьо один з найстаріших у Флоренції. Вважається що він існує ще з часів Давнього Риму. Сучасний свій вигляд міст набув в 1345 р замінивши попередній міст який був зруйнований повінню. Спочатку надбудови використовулись як майстерні м'ясників та чинбарів. В наш час міст зайнятий магазинами з широким асортиметном ювелірних прикрас [18].
Міст Палтні (eng. Pulteney Bridge) Великобританія (рис. 2.3)
Рисунок 2.3 МістPulteney Bridge Велика Британія
Міст Палтні перетинає річку Ейвон в місті Бат в Англії. Його будівництво завершилося в 1773 р і він одразу був прирахован комісією «Англійска спадщина» до будівель -го класу що мають особливе значення. Проект був розроблений шотландським архітектором Робертом Адамом на честь спадкоємиці селища Басуїк Френсіс Палтні. Цей міст є одним з чотирьох мостів у світі на якому по всій довжині з обох сторін розміщено магазини. Тут можна знайти магазин квітів стародавніх карт та бар соків [19].
Міст крамарів Кременбрюке у Ерфурті (нім. Krmerbrcke) Німеччина (рис. 2.4)
Рисунок 2.4 Міст Krmerbrcke Німеччина
Міст Крамарів мабуть є одним з самих незвичайних об'єктів в усьому світі. Споруда служить для того щоб люди могли переходити через річку Геру але в той же час даний міст являє собою цілий житловий квартал в якому можна придбати різні товари.
Перші згадки про те що в даних місцях була жвава переправа відносяться до 1117 р. Що ж стосується Кремербрюке то він був побудований в 1325 році і на той момент на ньому розташовувалися шістьдесят-два фахверкових будинки. Реконструкції які проводилися багато разів в результаті призвели до того що будинки стали розміщуватися дуже близько з сусідніми. В даний час на мосту крамарів розташовується тридцять два будинки.
По обидва боки розташовуються церкви. На західній стороні знаходиться церква Святого Бенедикта а на протилежному боці - церква Святого Егідія. Назва що було закріплено за мостом в 1510 році виникло завдяки крамарям які проживають у будинках на мосту. При цьому крамарі тримали на мосту власні крамниці. В даний час Міст Крамарів являють собою одну з найважливіших пам'яток в Ерфурті [20].
Міст Дощу та Вітру (кит. eng. Chengyang Wind and Rain Bridge) Шень-янь КНР (рис. 2.5)
Рисунок 2.5 Міст Дощу та Вітру Китай
Міст Ченьян являє собою ідеальне поєднання живопису. Це 3-х поверхова будівлю включає в себе 2 мостові платформи на обох кінцях моста 3 мостові опори 4 прольоту 5 веж і 19 веранд. Мостові платформи і опори зроблені з каменю верхні будови моста дерев'яні дахи покриті черепицею. По обидва боки мосту встановлені поручні. Загальна довжина моста - 644 метра ширина - 34 метра і висота - 106 метра. Міст був побудований в 1916 році. Міст Ченьян пов'язує дві великі села. Плата за вхід на міст становить 60 юанів і 30 юанів для студентів.
Міст дощу і вітру - унікальне архітектурне будову. Проживають в цьому регіоні меншини - дуни (dong) чисельністю 37 млн які зберігають традиції пальового будівництва. Критий міст з альтанками від дощу в погану погоду і дерев'яні багатоярусні вежі з барабаном - символ народної архітектури. Найдивовижніше в будівництві цього мосту полягає в тому що не було використано жодного цвяха [21].
Paik Nam June Media Південня Корея (рис. 2.6)
Рисунок 2.6 Міст Paik Nam June Media Південна Корея
Paik Nam June Media - це проект багаторівневого багатофункціонального мосту який вмістить у себе музей бібліотеку шопінг-центр парковку горизонтальні і вертикальні сади навіть IT-галерею - одним словом міст стане справжнім міні-містом. Крім того його фасад буде використаний для трансляції різноманітного відео. Футуристична форма Paik Nam June Media копіює форму тіла водомерки - комахи стрімко ковзає по поверхні води. Зрозуміло міст стане екологічним будовою - його покриють сонячними панелями а для поливу садів будуть використовувати дощову воду і воду з Хангана [22].
11th Street Bridge Park Вашингтон США (рис. 2.7)
Рисунок 2.7 11th Street Bridge Park США
Новий архітектурний об'єкт стане першим у світі парком на підвісному мосту. Влада Вашингтона затвердили проект нового моста над річкою Анакостія що з'єднує два історичних району міста. З 40 поданих заявок був обраний спільний проект архітекторів з Нідерландів (бюро OMA) і з Філадельфії (бюро OLIN) - 11th Street Bridge Park. Нова архітектурна споруда замінить старий транспортний міст і стане першим у світі мостом із зеленою зоною.
Архітектори запропонували створити не просто транспортний міст а цілий підвісний парк. За їх задумом конструкція буде складатися з декількох рівнів у вигляді букви Х: на одному посадять дерева спорудять ігрові зони створять виставковий простір і навіть освітній екологічний центр і кафе. На іншому рівні вище паркової зони прокладуть проїзджу частину щоб шум машин не заважав відпочиваючим городянам.
У концепції проект схожий на парк High Line Park в Нью-Йорку який був розбитий на місці занедбаних залізничних колій. У наші дні перед архітекторами все частіше постає завдання інтеграції недіючих об'єктів інфраструктури - старих автотрас залізничних гілок і мостів - в сучасну міську середу перетворення їх з об'єктів роздратування в пам'ятки. А тому особливо цікаво як цю задачу вирішать у Вашингтоні [23].
Отже спираючись на описаний вище матеріал можна зробити висновок що такий вид споруд не є загальнорозповсюдженим але в кожній частині світу можна знайти приклади таких об’єктів. Ці споруди сильно різняться між собою що випливає з місцевих архітектурних вподобань та матеріалів проте на всі часи становляться візитною карткою міст де вони розрашовані.
3 ОПИС ГЕНЕРАЛЬНОГО ПЛАНУ
Генеральний план має "Г"-подібний обрис в плані площа 1467 га.
На генпланні розміщені наступні будівлі та споруди:
- історико-етнічний центр;
- стоянка для автотранспорту;
- будівлі підприємства "Кривбасводоканал";
- будівлі по вул. Сиволапа;
- будівлі по вул. Умникової.
Будівництво здійснюється в м. Кривому Розі. На розі вітрів (лист 2 графічної частини) домінуючими вітрами у січні місяці є: З Пн ПдЗ; у липні Пн ПнСх З; середньорічними є: З ПнЗ Пн тобто роза вітрів спрямована так щоб будуємий об єкт виходив за її межі. Також по всій території генплану передбачено озеленення . Воно служить в першу чергу для кращого вписання будуємого об'єкта та оновленного мосту в цілому та для створення комфортної зони відпочинку для відвідувачів.
Техніко-економічні показники за генпланом:
Поща ділянки – територія що включає власне об'єкт реконструкції та площу прилеглих ділянок озеленення з парковками 14670 м2 = 1467 га;
Площа забудови – сума площ ділянок які зайняті всіма будівлями та спорудами 444 м2 = 00444 га;
Площа замощення ( доріг та площ з твердим покриттям ) 32846 м2 = 033 га.
Площа озеленення – сума площ які зайняті під дерево-кущові насадження газони квітники - 50376 м2 = 05 га;
Щільність забудови – відношення суми площ усіх будівель до загальної площі К1 = 003 (3%);
Коефіцієнт використання території – відношення площі забудови разом із площамивідмосток тротуарів під’їзних шляхів майданчиків зелених насаджень відкритих стоянок автомобілів індивідуального користування до площі ділянки 0597 (597%);
Коефіцієнт озеленення території – відношення суми площ ділянок озеленення до загальної площі 0344 (344%);
4 ОБ’МНО-ПЛАНУВАЛЬНЕ РШЕННЯ
Будівля історико-етнічного центру двоповерхова однопрольотна прямокутна в плані. Розміри в плані по осях 6х74 м. Крок колон 2 м. Будівля виконана в металевому каркасі.
Висоти першого поверху різняться і дорівнюють в осях 1-4 35-38 – 3504 м в осях 4-35 – 36 м. Другого поверху в осях 10-13 18-21 26-29 – 3104 м в осях 13-18 та 21-26 – 2804 м.
Аерація будівлі та природне освітлення забезпечені через віконні пройоми в зовнішніх стінах та за допомогою віконних вентиляторів.
В цілому корпус відноситься до трьох категорій Б В Г з пожежної безпеки всі приміщення відгороджені стінами та перегородками у відповідності з вимогами [35].
Зовнішні стіни запроектовані з газобетонних блоків та плитного утеплювача які оштукатурюють цементно-піщаним розчином. Оздоблення приміщення передбачене з урахуваням технологічним санітарним та естетичним вимогам. В плані на першому поверсі розміщено: тамбур касу місце для відпочинку та очікування приміщення адміністрації виставкові зали туалет жіночий та чоловічий та кладову. Другий поверх являє собою критий оглядовий майданчик.
Техніко-економічні показники об'ємно-планувального рішення:
Розрахункова площа – 456 м2
Допоміжна площа – 2825 м2
Загальна поща – 672 м2
Площа забудови – 444 м 2
Будівельний обєм – 21486 м 3
Коефіцієнт плосткісний планувальний К1 характеризує відношення розрахункової площі до загальної
Коефіцієнт об'ємності К2 раціональність використання об'єму
Коефіцієнт компактності К3 характеризує площу зовнішніх огороджувальних конструкцій по відношенню до корисної площі будівлі
Новозбудоване огородження мосту обладнане декоративними освітлювальними ліхтарями висотою 25 м.
5 КОНСТРУКТИВНЕ РШЕННЯ
Фундаментом для будівлі є монолітна залізобетонна плита ПМ1 з бетону С2835 виконана в незйомній опалубці з профлисту Н114-750-0.8 яка в свою чергу спирається на металеві балки мосту (головні поздовжні та поперечні). Металеві пролітні будови спираються на монолітні залізобетонні опори ("бики") через рельси. Ширина проміжних биків 600 мм центрального - 1000 мм. На берегах пролітні будови спираються на монолітні залізобетонні шафові стінки.
В якості колон виступає металева труба 377х4 ВСт3кп. Висота колон 33 - 72 м. Колони обладнані закладними деталями для кріплення ригелів та встановлються за закладні вироби плити ПМ1.
Перекриття та покриття
Елеменами перекриття та покриття є поперечно розташований ригель (прокатний двотавр 30Б1) та поздовжньо укладена багатопорожнинна попередньо напружена плита ПК61.15 та ПК61.10. Висота перерізу ригеля 296 мм плити 220 мм. Ригелі прикріплюються до закладних деталей колони за допомогою болтів. Плити укладаються на балки зверху та фіксуються: в поздовжньому напрямку за допомогою опорних пластин та гнутої арматури яка одним кінцем заводиться у бетонні пробки плит а другим приварюється до верхнього поясу балки; в поперечному - за допомогою скруток між петлями плит. Жорсткість будівлі забезпечується розпірками з двотавра з ухилом полиць №20.
Зовнішні стіни виконані з газобетонних блоків (t = 150 мм) та плитного утеплювача «Плити пінополістирольні еструзійні» (t = 80 мм) які з двох сторін оштукатурюються цементно-піщаною штукатуркою (t = 15 мм) та фарбуються. Внутрішні перегородки виконані з гіпсокартонних листів t = 125 мм які кріпляться до алюмінієвих профілей t = 75 мм. Зовнішня сторона листа грунтується та фарбується внутрішня порожнина утеплюється плитним утеплювачем.
В будівлі встановлюються металопластикові трикамерні склопакети REHAU змінної висоти: в осях 1-4 35-38 – 32 м; в осях 4-10 29-35 – 26 м; в осях 10-13 26-29 – 26 м та 34 м; в осях 13-18 21-26 – 26 м; в осях 18-21 – 26 м та 34 м. В торцях будівлі розташовані вхідні деревяні двері 1500х2200 мм. Такі ж двері розміщено на вході на оглядовий майданчик другого поверху.
Скатна покрівля складається з :
Три шари рубероїду на бітумній мастиці;
Цементно-піщана стяжка 20 мм
Утеплювач плитний – теплоізоляційні базальтові плити 150 мм
Карнизи виступають за вісь на 380 мм та мають оцинкований фартук. Відведення дощової води виконується за допомогою водостічних жолобів розміщених з ухилом в сторону водоприймальних воронок покрівлі. З плити ПМ1 вода стікає завдяки уклону.
Конструкція підлоги визначається за естетичними та експлуатаційними вимогами приміщень:
Плитка керамічна на клею t = 15 мм;
Стяжка цементно-піщана t = 35 мм;
Плити з пінопласту полістирольного t = 50 мм;
Пароізоляційна плівка
Гідроізоляція обмазочна
Проектом передбачено спорудження зовнішніх металевих драбин для обслуговування покрівлі.
6 ТЕПЛОТЕХНЧНИЙ РОЗРАХУНОК
З метою економії енергоресурсів виконано теплотехнічний розрахунок зовнішніх стін відповідно до [12]
Район будівництва: м. Кривий Ріг.
нформацію про матеріали заносимо в табл.2.2:
Таблиця 2.2 - Теплотехнічні характеристики матеріалів
Коефіцієнт теплозасвоєння
Розчин цементно-піщаний
Плити пінополістирольні еструзійні
Температурна зона - . Температура внутрішнього повітря tв = 20 °С відносна вологість φв = 60 % вологісний режим приміщення нормальний . Зона вологості райну будівництва суха – 3 . Умови експлуатації огороджуючих конструкцій – Б . Нормативний температурний перепад зовнішніх стін Δ t" = 5 °С [12]. Коефіцієнт внутрішньої тепловіддачі поверхні огороджуючих конструкцій αв = 87 Втм2°С. Коефіцієнт тепловіддачі зовнішньої поверхні огороджуючої конструкції αн = 23 Втм2°С . Переріз стіни наведено на рис. 2.8.
Рисунок 2.8 Переріз стінового огородження
Згідно табл 1а змін 1 до [12] нормативний опір теплопередачі зовнішніх стін:
Згідно формули 4 [12]:
α3 = 87 Вт м2°С (табл. 4 [12] )
αв = 23 Вт м2°С ( табл 6 [12] )
де R1 R2 . Rn - термічний опір окремих шарів
λ – розрахунковий коефіцієнт теплопровідності Вт м°С;
Умова виконується отже прийнята конструкція стін задовільняє теплоізоляційним вимогам.
РОЗДЛ 3 РОЗРАХУНКОВО-КОНСТРУКТИВНИЙ
1 ПЕРЕРРКА НЕСУЧО ЗДАТНОСТ ГОЛОВНИХ БАЛОК
1.1 Збір навантажень на головні балки мосту
1.1.1 Розрахункова схема
Рисунок 3.1 Розрахункова схема для перевірки несучої здатності головних балок в SCAD
Власна вага залізобетонних конструкцій
Розраховується автоматично з урахуванням коефіцієнта включення від власної ваги:
де γn = 11 – коефіцієнт надійності з відповідальності згідно ДБН В.1.2-14-2009 для класу відповідальності СС2 та можливих наслідків при досягненні граничного стану А.
γfm = 11 – коефіцієнт надійності за матеріалом згідно табл. 5.1 [8]
Рисунок 3.2 Навантаження від власної ваги ЗБК
Власна вага металевих конструкцій
Рисунок 3.3 Навантаження від власної ваги МК
Підрахунок навантаження від власної ваги підлоги
Таблиця 3.1 Власна вага підлоги
Розподілене навантаження (Тм2)
Коефіцієнт надійності
Цементно-піщаний розчин
Плити з екструдированного полістиролу при g=40 кгм3 товщиною 30 мм
Обмазочна гідроізоляція
Експлуатаційне навантаження
Граничне навантаження
Усереднений коефіцієнт надійності:
Розподілене навантаження:
Рисунок 3.4 Навантаження від власної ваги підлоги
Підрахунок навантаження від власної ваги мостового покриття
Таблиця 3.2 Власна вага покриття мосту (бруківка)
Камінь мостовий (брущатка)
Рисунок 3.5 Навантаження від власної ваги мостового покриття
Підрахунок навантаження від власної ваги стін
Таблиця 3.3 Власна вага стін
Ніздрюватий бетон марки за середньою густиною D500
Розподілене навантаження на елементи в осях 1-4:
Розподілене навантаження на елементи в осях 4-10:
Розподілене навантаження на елементи в осях 10-13:
Розподілене навантаження на елементи в осях 13-18:
Розподілене навантаження на елементи в осях 18-21:
Рисунок 3.6 Навантаження від власної ваги стінового заповнення
Підрахунок навантаження від власної ваги перегородок
Таблиця 3.4 Власна вага перегородкок
Плити мінераловатні на бітумній зв’язці при g=300 кгм3 товщиной 70 мм
Лист гіпсокартоновий 125 мм
Профиль сталевий оцинкований
Рисунок 3.7 Навантаження від власної ваги перегородок
Власна вага засклення
Масу засклення приймаємо з розрахунку 25 + 10% = 275 = 000275
Рисунок 3.8 Навантаження від власної ваги віконного заповнення
Підрахунок навантаження від власної ваги покриття
Таблиця 3.5 Власна вага покриття
Рубероїд з пиловидною посипкою
Окраска гарячим бітумом за два рази при товщині шару 4 мм
Рубероїд покрівельний прокладочний в один шар
Рисунок 3.9 Навантаження від власної ваги покриття
Підрахунок корисного навантаження на перекриття
Таблиця 3.6 Корисне навантаження на перекриття
Для розрахунку об’єкта в цілому
в) зібрань та нарад очікування глядацькі та концертні спортивні
Коефіцієнт надійності з навантаження γf
Квазипостійне навантаження
Розподілене навантаження:
Частка тривалості 017048 = 035
Рисунок 3.10 Корисне навантаження
Підрахунок снігового навантаження
Таблиця 3.7 - Снігове навантаження для вісей 1-4 10-13
Характеристичне значення снігового навантаження
Висота розміщення будівельного об’єкту над рівнем моря
Неутеплена конструкція зі збільшенням тепловиділення
Коефіцієнт надійності за граничним розрахунковим значенням γfm
Коефіцієнт надійності за експлуатаційним розрахунковим значенням γfe
Одиниці виміру : Тм2
Експлуатаційне значення
Квазипостійне значення
Частка тривалості 0130418 = 031
Для вісей 4-10 и 13-18:
а) Граничне розрахункове значення снігового навантаження на горизонтальну проекцію покриття (конструкції) обчислюється за формулою:
де – коефіцієнт надійності за граничним значенням снігового навантаженням що визначається згідно з табл. 8.11 [8];
S0– характеристичне значення снігового навантаження (в Па) що визначається згідно з 8.5 [8];
С– коефіцієнт що визначається за вказівками 8.6.
де h– висота перепаду м яка відлічується від карниза верхнього покриття до покрівлі нижнього і при значенні більш як 8 м приймається при визначенні такою що дорівнює 8 м;
– довжини верхньої () і нижньої () ділянок покриття з яких переноситься сніг у зону перепаду висот м; їх слід приймати:
для покриттів без поздовжніх ліхтарів чи з поперечними ліхтарями– =L2 =L2 ;
т1 т2– частки снігу що переносяться вітром до перепаду висот; їхні значення для верхнього (т1) і нижнього (m2) покриттів слід приймати залежно від їхнього профілю: 04– для плоского покриття з склепінчастого з fL 18; 03– для плоского покриття з склепінчастого fL>l8 і покрівель з поперечними ліхтарями.
Рисунок 3.11 Схема до визначення параметрів снігового навантаження
Довжину зони підвищених сніговідкладень b слід приймати такою що дорівнює:
при але не більш як 16 м;
при але не більш ніж 5h і не більш як 16 м.
Коефіцієнти прийняті для розрахунків (показані на схемах для двох варіантів) не повинні перевищувати:
(де h– в м; S0– в кПа);
– якщо нижнє покриття є покриттям будівлі;
Рисунок 3.12 Схема параметрів
Граничне навантаження:
б) Експлуатаційне розрахункове значення обчислюється за формулою
де – коефіцієнт надійності за експлуатаційним значенням снігового навантаженням що визначається згідно з табл. 8.12 [8];
Коефіцієнт С визначається за формулою
де – коефіцієнт переходу від ваги снігового покриву на поверхні рунту до снігового навантаження на покрівлю який визначається за 8.7 8.8;
Ce– коефіцієнт що враховує режим експлуатації покрівлі і визначається за 8.9 [8];
Calt– коефіцієнт географічної висоти що визначається за 8 [8]
в) Квазіпостійне розрахункове значення обчислюється за формулою
Для монолітної плити:
- для тротуарної частини 25м
- для торцевої частини 74м
Рисунок 3.13 Навантаження від власної ваги снігу
Підрахунок навантаження від вітру (навітряна сторона)
Таблиця 3.8 - Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Характеристичне значення вітрового тиску
IV – міські площі на який щонайменше 15% поверхні зайняті будівлями які мають середню висоту понад 15 м
Вертикальні та ті що відклоняються від вертикальних не більш ніж на 15° поверхні
продовження таблиці 3.8
Експлуатаційне значення (Тм2)
Граничне значення (Тм2)
- для перекриттів та плити
- для перекриттів та плити
Таблиця 3.9 - Навантаження від вітру (центральний шпиль)
бетонна або залізобетонна конструкція
продовження таблиці 3.9
Експлуатаційне значення (Тм)
Граничне значення (Тм)
Розподілене навантаження
Таблиця 3.10 - Навантаження від вітру (рядові шпилі)
продовження таблиці 3.10
Розподілене навантаження на головні балки:
Рисунок 3.14 Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Підрахунок вітрового навантаження (підвітряна сторона)
Таблиця 3.11 - Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
продовження таблиці 3.11
Розподілене навантаження на головні балки
Рисунок 3.15 Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
Власна вага металевих огорож:
- огорожа центральної секції другого поверху
- огорожа тротуарів мосту
Рисунок 3.16 Навантаження від власної ваги металевих огорож
Рисунок 3.17 Навантаження від власної ваги металевих сходів
1.1.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль
Розрахункові сполучення зусиль на схему при розрахунку в програмі SCAD виконані в табличному вигляді и представлені на рис. 3.18.
Рисунок 3.18 РСЗ для основної схеми
1.1.4 Періоди коливань
Періоди коливань при динамічному навантаження №15 представлені в таблиці 3.12.
Таблиця 3.12 - Періоди коливань основної схеми
1.3 Перевірка перерізу крайньої балки
В ході проведення обстеження не була встановлена марка сталі для металевих конструкцій тому призначаємо для перевірочних розрахунків марку С255.
Розрахунок виконано згідно ДБН B.2.6-163:2010
Загальні характеристики
Група конструкцій за додатком В ДБН B.2.6-163:2010 1
Коефіцієнт надійності за відповідальністю 1
Коефіцієнт умов роботи 1
Гранична гнучкість для стиснутих елементів: 180
Гранична гнучкість для розтягнутих елементів: 300
Довжина елемента 05 м
Розрахункова довжина в площині XoY 05
Розрахункова довжина в площині XoZ 05
Відстань між точками розкріплення з площини 05 м
Результати розрахунку за комбінаціями завантажень
Коефіцієнт використання
Міцність при дії згинаючого моменту My
Міцність при дії згинаючого моменту Mz
Міцність при дії поперечної сили Qy
Міцність при дії поперечної сили Qz
Міцність при сумісній дії поздовжньої сили та згинаючих моментів з урахуванням пластики
Стійкість при стиску в площині XoY (XoU)
Стійкість при стиску в площині XoZ (XoV)
Стійкість в площині дії моменту Mz при позацентровому стиску
Стійкість плоскої форми згину
Гранична гнучкість в площині XoY
Гранична гнучкість в площині XoZ
Коефіцієнт використання 0652 - Стійкість плоскої форми згину
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0652 - Стійкість плоскої форми згину
1.4 Перевірка перерізу середньої балки
Коефіцієнт використання 0446 - Стійкість плоскої форми згину
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0446 - Стійкість плоскої форми згину
Рисунок 3.19 Прогини мостової будови
Отже перевірка міцності існуючих несучих балок показала що вони володіють достатньою несучою здатністю для сприйняття навантажень від проектуємої будівлі без додаткового підсилення. Проте необхідно виконати антикорозійний захист.
2 РОЗРАХУНОК НЕЗЙОМНО ОПАЛУБКИ
2.1 Геометричні характеристики листа
В якості несучої опалубки використовуємо листовий профіль типу Н висотою 114 мм та шириною 750 мм з товщиною стінки 08 мм Н114-750-08 при максимальному прольоті рівному 1 м (див. рис. 3.20):
Рисунок 3.20 Параметри настилу Н114-750-0.8
Геометричні характеристики профілю наведено в таблиці 3.13.
Таблиця 3.13 - Геометричні характеристики профлисту Н114-750-08
Площа перерізу А см2
Довідкові величини на 1 м шиини при стиснутих широких полицях профілю
Момент інерції Ix см4
2.2 Збір навантажень на опалубку
Навантаження на опалубку на 1 п.м. перерізу при b = 025 м на стадії зведення конструкції наведено в таблиці 3.14.
Таблиця 3.14 - Навантаження на опалубку Па
Характеристичне навантаження на 1 мп Па
Коефіцієнт надійності з навантаження
Розрахункове навантаження на 1 мп Па
Навантаження від власної ваги настилу
Навантаження від маси щойноукладеної бетонної суміші
Монтажне навантаження:
при вивантаженні бетонної суміші з бадей місткістю до 08 м3
Розрахункове навантаження на 1 м.п:
-від власної ваги настилу
-від маси щойноукладеної бетонної суміші
-при вивантаженні бетонної суміші з бадей місткістю до 08 м3
Примітка. В якості навантаження при укладанні бетонної суміші прийнято навантаження від бетонування з бадді попре те що бетонування виконується бетононасосом.
Приведена товщина бетону (див. рис. 3.21):
Навантаження від щойно укладеної суміші:
Рисунок 3.21 Для визначення приведеної товщини бетону
Розрахунок згинаючих моментів:
2.3 Розрахунок прольотних та опорних перерізів
В прольоті по розтягнутій (вузькій) полиці:
n = MWx1 = 5487571 = 961 МПа 220 МПа (3.11)
по стиснутій (широкій) полиці:
n = MWx2 = 5487512 = 1071 МПа 220 (3.12)
Перед розрахунком сталевого профільованого настилу на опорі перевіряємо за умовою [55] стійкість стиснутої широкої полиці;
n=MsupWx2 ≤ 343·104(tbi)2 (3.13)
де bi = 126 - 2r = 126 - 2·1 = 106 см (див. рис. 3.20)
Рисунок 3.22 Для визначення ширини плоских ділянок стиснутих полиць
n = 5487512 ≤ 343·104(008106)2
Визначаємо міцність настилу по поперечній силі з умови [55]:
На ширини 1 м поперечна сила сприймається 8 стінками сталевого профільованого настилу:
Σt = 8·08 = 64 мм hn = 114 мм (3.15)
Rns=140 МПа (розрахунковий опір СПН зрізу). Поперечная сила Q = .
Таким чином міцність настилу:
QΣthn = 27435(64·114) = 602 МПа 140 МПа
Отже переріз в стадії зведення володіє достатньою несучою здатністю.
Визначаємо найбільший прогин профільованого настилу в стадії зведення по формулі (6) п. 4.7 [55]:
fn=k(qni4EnIx)+a (3.16)
Тоді прогин настилу на стадії зведення буде становити:
fn=00088[(312·1004)(21·106·3079)]+02 = 0204 1200i=05 см
Отже жорсткість СПН на стадії зведення забезпечена.
3 РОЗРАХУНОК МОНОЛТНО ПЛИТИ
Монолітне перекриття у незйомній опалубці з профлисту для розрахунку приводимо до виду таврової балки з полицею в стиснутій зоні ширина якої дорівнює кроку гофр див рис. 3.23. Балка розраховується як багатопрольотна вільнолежача на опорах.
Рисунок 3.23 Розрахунковий переріз таврової балки
3.1 Розрахункова схема
Для розрахунку обираємо найбільш завантажену частину будівлі в осях 18-21 та найбільш завантажену умовно виділену таврову балку що лежить на осі А. Навантаження прикладаються ті ж як і при перевірці міцності головних балок мосту (див. розділ 3.1).
Рисунок 3.24 Розрахункова схема для визначення навантажень на таврову балку
Рисунок 3.25 Навантаження від власної ваги ЗБК
Рисунок 3.26 Навантаження від власної ваги МК
Таблиця 3.15 - Власна вага підлоги
Усереднений коефіцієнт надійності:
Розподілене навантаження: ;
Рисунок 3.27 Навантаження від власної ваги підлоги
Таблиця 3.16 - Власна вага стін
Розподілене навантаження на елементи в осях 18-21:
Рисунок 3.28 Навантаження від власної ваги стінового заповнення
Рисунок 3.29 Навантаження від власної ваги засклення
Таблиця 3.18 - Власна вага покриття
Рисунок 3.30 Навантаження від власної ваги покриття
Підрахунок корисного навантаження
Таблиця 3.19 - Корисне навантаження на перекриття
Рисунок 3.31 Корисне навантаження на перекриття
Рисунок 3.32 Навантаження від снігу
Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Таблиця 3.20 - Вітрове навантаження (центральний шпиль)
продовження таблиці 3.20
Рисунок 3.33 Навантаження від вітру (навітряна сторона)
Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
Рисунок 3.34 Навантаження від вітру (підвітряна сторона)
3.3 Таблиця розрахункових сполучень зусиль
Розрахункові сполучення зусиль на схему при розрахунку в програмі SCAD виконані в табличному вигляді и представлені на рис. 3.35.
Рисунок 3.35 РСЗ для розрахунку таврової балки
3.4 Армування монолітного перекриття
За допомогою програми SCAD були отримані епюри необхідного армування найзавантаженішої таврової балки (вісь А):
-площі нижньої арматури см2 (рис. 3.33):
Рисунок 3.36 Необхідні площі нижньої арматури в розрахунковій тавровій балці
Приймаємо 118 А400С з As = 2545 см2.
-площі верхньої арматури см2 (див. рис. 3.34):
Рисунок 3.37 Необхідні площі верхньої арматури в розрахунковій тавровій балці
Приймаємо 216 А400С з As = 402 см2.
- площі поперечної арматури см2 (рис. 3.35):
Рисунок 3.38 Необхідні площі поперечної арматури в розрахунковій тавровій балці
Приймаємо 8 А240С з As = 201 см2 які встановлюються з кроком 250 мм.
Отже арматурний каркас буде мати вигляд (див. рис. 3.39):
Рисунок 3.39 Переріз каркасу КР1 для армування монолітного перекриття
3.5 Розрахунок на продавлювання (згідно СП 52-101-2003)
Рисунок 3.40 Розрахунок на продавлювання
4 РОЗРАХУНОК КРОНШТЕЙНВ ТРОТУАРВ
По обидві сторони моста передбачено пішоходні тротуари шириною 2 метри. х конструкція являє собою 2 з'єднані між собою парні кутики які закріплюються на ребрах головних крайніх балок. у точці з'єднання кутиків встановлюється швелер №30 в якості упору для монолітної плити та місця приварювання огорожі.
4.1 Розрахункова схема
Розрахункова схема для розрахунку конструкцій кріплення пішоходного тротуару до головних балок представлена на рис. 3.41:
Рисунок 3.41 Розрахункова схема до розрахунку кронштейну
Власна вага МК розраховується автоматично з урахуванням коефіцієнта включення від власної ваги:
Рисунок 3.42 Власна вага МК
Рисунок 3.43 Власна вага ЗБК
Власна вага бічної балки (швелер №30)
Рисунок 3.44 Власна вага бічної балки
Власна вага металевої огорожі мосту
Рисунок 3.45 Власна вага металевої огорожі мосту
Вага тротуарного покриття
Таблиця 3.21 - Власна вага покриття тротуару (бруківка на цементно-піщаному розчині)
Рисунок 3.46 Власна вага покриття тротуару
Корисне навантаження на тротуар (приймаємо рівним корисному навантаженню на перекриття)
Рисунок 3.47 Корисне навантаження на тротуар
Снігове навантаження
Рисунок 3.48 Снігове навантаження на тротуар
Вітрове навантаження
Рисунок 3.49 Вітрове навантаження (підвітряна сторона)
4.3 Таблиця сполучень навантажень
Розрахункові сполучення зусиль на схему при розрахунку в програмі SCAD виконані в табличному вигляді и представлені на рис. 3.50.
Рисунок 3.50 РСЗ для розрахунку кріплень тротуарів
4.4 Розрахункові сполучення навантажень
Розраховані сполучення навантажень для кронштейну представлені в табл. 3.22. Подібні комбінації не було представлено при розрахунку основної схеми через дуже велику кількість елементів для розрахунку.
Таблиця 3.22 - Розрахункові сполучення навантажень для розрахунку кронштейну
Новые РСУ" с автоматическим выбором коэффициентов
Единицы измерений: Т м.
Список узловэлементов: все
L1+L2+L3+L4+0.9*L5+L6+0.9*L7+0.9*L8
L1+L2+L3+L4+0.9*L5+L6+0.9*L7
4.5 Перевірка несучої здатності елементів кронштейну
Горизонтальний елемент
Профіль: Кутик рівнополичний за ГОСТ 8509-93 L80x12
Довжина елемента 2 м
Відстань між точками розкріплення з площини 2 м
Міцність при спільній дії поперечної сили та згинаючих моментів з урахуванням пластики
Коефіцієнт використання 0836 - Міцність при дії згинаючого моменту My
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0836 - Міцність при дії згинаючого моменту My
Довжина елемента 252 м
Відстань між точками розкріплення з площини 252 м
Стійкість при стиску в площині XoZ (XoV)
Стійкість при плоскій дії моменту My при позацентровому стиску
Коефіцієнт використання 0292 - Гранична гнучкість в площині XoZ Коэффициент испльзования за пакетом комбінацій 0292 - Гранична гнучкість в площині XoZ
Отже приймаємо кутик рівнополичний 80х12 в якості несучих конструкцій тротуару реконструйованого мосту (див. рис. 3.51). Великий коефіцієнт запасу виник внаслідок товщини існуючих ребер жорсткості головних балок (20 мм) при конструктивній вимозі що зазор між кутиками (товщина сухаря) повинна бути не менше 2t t = товщина кутика.
Рисунок 3.51 Кронштейн КТ1
5 ПЕРЕВРКА НЕСУЧО ЗДАТНОСТ ЕЛЕМЕНТВ КАРКАСУ
Для перевірка використовуємо елементи найзавантаженішої частини споруди (осі 18-21). Розрахункові сполучення зусиль отримані при розрахунку несучої здатності головних балок (див. розділ 3.1).
5.1 Перевірка несучої здатності балки Б7
Профіль: Двотавp нормальний (Б) за ГОСТ 26020-83 30Б1
Довжина елемента 162 м
Відстань між точками розкріплення з площини 162 м
Стійкість при стиску в площині XoZ (XoV) )
пп. 1.6.2.9 1.6.2.10
пп.1.6.2.41.6.2.51.6.2.8
Коефіцієнт використання 0148 - Гранична гнучкість в площині XoZ
Коефіцієнт використання за пакетом навантажень 0148 - Гранична гнучкість в площині XoZ
Приймаємо в якості ригеля двотавр нормальний 30Б1 з великим запасом міцності виходячи з конструктивної вимоги обпирання залізобетонної плити перекриття на металеві балки більше 80 мм.
5.2 Перевірка несучої здатності колони К6
Профіль: Тpуби електрозварні прямошовні за ГОСТ 10704-91 377x4
Довжина елементу 33 м
Розрахункова довжина в площині XoY 07
Розрахункова довжина в площині XoZ 07
Відстань між точками розкріплення з площини 33 м
Міцність при сумісній дії поперечної сили та згинаючих моментів без урахування пластики
Стійкість при стиску зі згином в обох площинах
Коефіцієнт використання 0587 - Міцність при сумісній дії поперечної сили та згинаючих моментів без урахування пластики
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0597 - Міцність при сумісній дії поперечної сили та згинаючих моментів без урахування пластики
6.3 Перевірка несучої здатності зв’язків ЗВ1
Профіль: Труби електрозварні прямошовні за ГОСТ 10704-91 70x3
Довжина елементу 386 м
Відстань між точками розкріплення з площини 193 м
Коеффіцієнт використання
Коеффіцієнт використання 0838 - Стійкість при стиску зі згином в обох площинах
Коефіцієнт використання за пакетом комбінацій 0838 - Стійкість при стиску зі згином в обох площинах
7 ПРОЕКТУВАННЯ ЗАКЛАДНИХ ДЕТАЛЕЙ ТА ВУЗЛВ ОПИРАННЯ ЕЛЕМЕНТВ КАРКАСУ
7.1 Сполучення колони К6 з плитою ПМ1
Коефіцієнт надійності за відповідальністю γn = 11
Бетон важкий класу B2835
Зварны з’єднання за допомогою ручного електрозварювання електродом марки Е-42
7x4 (Тpуби електрозварні прямошовні по ГОСТ 10704-91)
Болти анкерні діаметра 12 зі сталі Ст3кп2
п.1.12.1.16 (1.12.2) (1.12.3)
Міцність кріплення колони до опорної плити
Коефіцієнт використання 0786 – Міцність кріплення колони до опорної плити
Закладні деталі плити ПМ1
Розрахунок виконано згідно СНиП 2.03.01-84* (з урахуванням змін на території України)
Коефіцієнт надійності за відповідальністю γn = 1
Закладна деталь при бетонуванні на верхній поверхні елемента
Число рядів анкерів уздовж X - 4
Число анкерів в ряді - 3
Розрахунковий опір сталі з якої виготовлена пластина Ry= 24464832 Тм2
Умови твердіння: Природні
Коефіцієнти умов роботи бетону
Урахування навантажень тривалої дії γb2 09
Результуючий коефіцієнт без γb2 1
Результати розрахунку за комбінаціями навантажень
Міцність найбільш напруженого анкерного болта
Коефіцієнт використання 088 - Міцність найбільш напруженого анкерного болта
7.2 Сполучення балки Б7 з колоною К6
Коефіцієнт надійності за відповідальністю
Коефіцієнт умов роботи
Коефіцієнт умов роботи з’єднувальних елементів
Розрахунковий опір болтів зрізу Rbs
Розрахунковий опір зім’яттю болтових елементів Rbp
Кріплення на односторонній накладці
Діаметр болтів 20 мм
Діаметр отворів 22 мм
Переріз – повний каталог профілей ГОСТ.. Двотавp нормальний (Б) за ГОСТ 26020-83 30Б1
Міцність послабленого перерізу накладки
Міцність послабленого перерізу балки
Коефіцієнт використання 073 – зріз болтів
8 ПРОЕКТУВАННЯ БАГАТОПОРОЖНИННО ПЛИТИ
8.1 Розрахунок плити за граничними станами першої групи
8.1.1 Призначення розмірів плити
Рисунок 3.52 Переріз плити
Розраховуємо рядову плиту ПК1 (1500х6100)
LК = LН – 20 = 6100 - 20 = 6080 мм
ВК = ВН – 2 = 1500 - 10 = 1490 мм
Висота перерізу багатопорожнинної попередньонапружуваної плити h =22 см;
-робоча висота перерізу h0 = h - a = 22 – 3 = 19 см; (3.17)
-товщина верхньої та нижньої полиць;
-ширина ребер: середніх 40см крайніх- 53см.
-в розрахунках за граничними станами першої групи розрахункова товщина стиснутої полиці таврового перерізу
Відношення тому в розрахунок вводиться вся ширина полиці .
-розрахункова ширина ребра:
Рисунок 3.53 Геометричні розміри плити
8.1.2 Розрахунковий проліт плити
Визначаємо розрахункову довжину плити з виразу:
де: номінальна довжина плити яка дорівнює відстані між осями проліту;
Визначаємо конструктивну довжину плити:
( рис.3.53 та 3.54).
Рисунок 3.54 Консруктивна схема обпирання плити
8.1.3 Розрахункова схема
Рисунок 3.55 Схема завантаження плити
8.1.4 Характеристики матеріалів (міцності бетона та арматури)
Порожнинну попередньо напряжену плиту армуруємо стрижневою арматурою класса А800 з электричним натяжінням на упори форми. До тріщіностійкості плити пред’являють вимоги третьої категорії. Виріб піддають тепловій обробці при атмосферному тиску.
Бетон важкий класу С2025 який відповідає напружуваній арматурі А800 [34]. Згідно додатку 1-4 [34] призмова міцність бетону: нормативна Rbn = Rbser = 185 МПа розрахункова Rb = 145 МПа; коефіцієнт умов работи бетону . Нормативний опір при розтягу Rbtn = Rbtser = 16 МПа; розрахунковий Rbp встановлюється так щоб при обтиску співвідношення напружень становило . Eb = 27000 МПа.
Арматура поздовжніх ребер класу А800 нормативний опір Rsn = 785 МПа розрахунковий опір Rs = 680 МПа; модуль пружності Es = 190000 МПа (табл. 1 дод. 5[34]). Попереднє напруження арматури приймаємо рівним .
Перевіряємо виконання умови 2.22[34]
l – довжина натягуваного стрижня приймаємо як відстань між зовнішніми гранями упорів 65 м.
Визначаємо граничні відхилення попереднього натяжіння по формулі 3.23:
де np = 6 число арматурних стрижней.
Коефіцієнт точності натяжіння при сприятливому впливі попереднього натяжіння по формулі 2.24 [34] . При перевірці за утворенням тріщин у верхній частині плити при обтиску приймаємо .
Попереднє напруження з урахуванням точності натяжіння:
8.1.5 Збір навантажень на плиту
Підрахунок навантажень на 1м2 перекриття наведено в табл. 3.23.
Визначаємо розрахункове навантаження на 1 м довжини при ширині плити з урахуванням коефіцієнта надійності з призначення будівлі
Таблиця 3.23 - Характеристичне навантаження на 1м довжини плити Па
Розрахункове навантаження
Власна вага порожнинної плити
те ж шару цементного розчину()
те ж керамічної плитки
те ж плит з еструдованного полістиролу
Постійне (3668 Па) квазипостійне тимчасове (1700 Па)
В тому числі квазипостійне (3.26)
Розрахункове навантаження на 1м довжини
8.1.6 Зусилля від характеристичних та розрахункових навантажень
Від розрахункового навантаження:
Від характеристичного повного навантаження:
Від характеристичного постійного та квазипостійного:
8.1.7 Розрахунок міцності плити по перерізу нормальному до поздовжньої осі
Переріз тавровий з полицею в стиснутій зоні. Визначаємо:
З таблиці III.1[34] знаходимо =0085; =095.
Визначаємо характеристику стиснутої зони за формулою:
= 085-0008b2Rb = 085-000814509 = 075 (3.36)
Визначаємо граничну висоту стиснутої зони за формулою:
де SR = Rs = 680 + 400 – 588 = 492 МПа;
в знаменнику формули принято 500 МПа оскільки b21.
Коефіцієнт умов роботи який враховує опір арматури що натягається вище умовної межі текучості згідно формули:
s6 = R - 1) = 115-(115 - 1)(20085057 - 1) = 1255 >
де: =115 - для арматури класу А-V (А800); приймаємо s6 = = 115.
Визначаємо площу розтягненної арматури:
Приймаємо 4 стрижня 12 мм з Аs= 452 см2.
Рис. 3.56 Розміщення напружуваної арматури в плиті ПК1
8.1.8 Розрахунок міцності плити по перерізу похилому до поздовжньої осі
Поперечна сила від повного навантаження Q = 4771 кН. Розрахунок попередньо напружених елементів по стиснутій бетонній полосі між похилимии перерізами виконують з умови:
де – коефіцієнт який приймають рівним 03;
b – ширина ребра b = 4583 см.
Розрахунок попередньо напружених елементів по стиснутій бетонній полосі між похилимии перерізами виконують з умови:
де - поперечна сила в похилому перерізі;
– поперечна сила що сприймається бетоном в похилому перерізі;
- поперечна сила що сприймається поперечною арматурою в похилому перерізі.
– коефіцієнт який приймають рівним 15.
Отже поперечна арматура (хомути) необхідна з розрахунку для сприйняття зусиль.
Зусилля в поперечній арматурі на одиницю довжини дорівнює:
Призначаючи крок хомутів отримуємо:
Приймаємо на приопорних ділянках плити по чотири каркаси з поперечной робочої арматурою (хомутами) які розміщують з кроком . У нашому випадку 43 А240С .
8.2 Розрахунок багатопорожнинної плити за граничними станами другої групи
8.2.1 Геометричні характеристики приведеного перерізу
Коловий обрис пустот заміняють еквівалентним квадратним зі стороною:
с = 09·d = 09·159 = 1431 см (3.46)
Товщина полиць еквівалентного перерізу:
Ширина ребра 146-7·1431 = 4583 см.
Ширина пустот 146-4583 = 10017 см.
Определяем геометрические характеристики приведенного сечения:
Площа перерізу бетону:
Площа приведеного перерізу:
Статичний момент приведеного перерізу відносно нижньої грані:
Віддалення ЦТ перерізу від нижньої грані:
Момент інерції приведеного перерізу відносно його ЦТ:
Момент опору приведеного перерізу по нижній грані:
Те ж по верхній грані:
Відстань від ядрової точки яка найбільш віддалена від розтягнутої зони (верхньої) до ЦТ:
Упругопластичний момент опору по розтягнутій зоні згідно формули:
8.2.2 Втрати попереднього напруження арматури
Коефіцієнт точності натяжения арматуры p = 1. Втрати від релаксації напруг в арматурі при електротермічному способі натяжіння:
sp = 003588 = 1764 МПа (3.58)
Втрати від температурного перепаду між натягнутої арматурою та упорами 2=0 так як при пропаруванні форма з упорами нагрівається разом з виробом.
P1 = As(sp - 1) = 452(588 - 1764)(100) = 257803 H (3.59)
Ексцентриситет цього зусилля відносно центру ваги приведеного перерізу:
eop = y0 - d = 11-3 = 8 см (3.60)
Напруження в бетоні при обтиску:
Встановлюємо величину передаточної міцності бетону з умови: bpRbp 075
Rbp = 361075 = 481 05B25 = 125 МПа (3.62)
Приймаємо Rbp = 125 МПа. Тоді відношення bpRbp = 361125 = 029.
Визначаємо стискуюче напруження в бетоні на рівні ЦТ напружуваної арматури від зусилля обтиску Р1 (без врахування згинаючого моменту від ваги плити):
Втрати від швидко натікаючої повзучості при bpRbp = 302125 = 0242 при 03:
= 40bpRbp = 4003 = 12 МПа (3.63)
Перші втрати: los1 = = 1764 + 12 = 2964 МПа
З урахуванням втрат :
Р1 = Аs(sp - los1) = 452(588-2964)(100) = 252379 H (3.64)
bpRbp = 296125 = 0236 (3.66)
Втрати від усадки бетону 8 = 35 МПа.
Втрати від повзучості бетону 9 = 150bpRbp = 1500.850236 = 3015 МПа
де = 085 при тепловій обробці та атмосферному тиску.
Другі втрати: los2 = = 35 + 3015 = 6515 МПа
Повні втрати: los = los1 + los2 = 2964 + 6515 = 9479 МПа 100 МПа – менше мінімального значення отже приймаємо los = 100 МПа
Зусилля обтиску з урахуванням повних втрат:
Р2 = Аs(sp-los) = 452(588-100)(100) = 2206 кН (3.67)
8.2.3 Розрахунок з утворення тріщин нормальних до поздовжньої осі
Розрахунок проводиться для виявлення необхідності перевірки з розкриття тріщин.
Коефіцієнт надійності з навантаження f = 1; М = 4822 кНм.
Визначаємо момент утворення тріщин наближеним способом ядрових моментів:
Mcrc = RbtserWpl + Mrp = 1614330(100) + 2495376 = 4788176 Нсм =
де Mrp – ядровий момент зусилля обтиску при sp = 0.9:
Mrp = spP2(eop + r) = 09220576(8 + 545) = 2495376 Hсм (3.69)
Оскільки М = 4822 > Mcrc = 4788 кНм – тріщини в розтягнутій зоні утворюються. Отже необхідно провести розрахунок з розкриття тріщин.
Перевіримо чи утворюються початкові тріщини в верхній зоні плити при її обтиску при значенні коефіцієнта точності натяжіння sp=11 (момент від ваги плити не враховується). Розрахункова умова:
spP1(eop - rinf) – M RbtpW’pl (3.70)
spP1(eop - rinf) = 11257803(8 - 545) =12959757 Hсм
RbtpW’pl = 114330(100) = 1433000 Hсм
959757 Hсм 1433000 Hсм
де Rbtp = 1 МПа – опір бетону розтягу який відповідає передаточній міцності Rbp = 125 МПа.
Умова виконується початкові тріщини не утворюються.
8.2.4 Розрахунок з розкриття тріщин нормальних до поздовжньої осі
Гранична ширина розкриття тріщин:
Згинаючі моменти від нормативних навантажень:
-постійного та квазипостійного – М = 3363 кНм;
-повного М = 4822 кНм.
Приріст напружень в розтягнутій арматурі від дії постійних та квазипостійних навантажень визначається по формулі:
де - плече внутрішньої пари сил;
- зусилля обтиску Р що прикладене в ЦТ площі нижньої напружуваної арматури;
- момент опору перерізу по розтягнутій арматурі.
Приріст напружень в арматурі від дії повного навантаження:
Ширина розкриття тріщин від нетривалої дії повного навантаження:
- діаметр поздовжньої арматури
Ширина розкриття тріщин от нетривалої дії постійного та квазипостійного навантажень:
Ширина розкриття тріщин від тривалої дії постійного та квазипостійного навантажень:
Нетривала ширина розкриття тріщин:
Тривала ширина розкриття тріщин:
8.2.5 Розрахунок прогину плити
Прогин розраховується від нормативного значення постійного та квазипостійного навантажень граничний прогин f = l0200 = 593200 = 2965 см.
Визначаємо параметри необхідні для визначення прогину плити с урахуванням тріщин у розтягнутій зоні.
-згинаючий момент М = 3363 кНм;
-сумарна поздовжня сила дорівнює зусиллю попереднього натяжіння з урахуванням всіх втрат і при sp=1; Ntot = P2 = 22057 кН;
-ексцентрисистет: estot = MNtot = 3363000220576 = 1524 см;
-l = 08- коефіцієнт при тривалій дії навантаження.
Коефіцієнт що характеризує нерівномірність деформацій розтягнутої арматури на ділянці між тріщинами:
Визначаємо кривизну осі при згині:
де b = 0.9; b = 0.15 - при тривалій дії навантажень.
Отже прогин плити становить:
8.2.6 Розрахунок монтажних петель
Плита має 4 монтажні петлі зі сталі А240С. Встановлюються вони у поздовжніх ребрах на відстані 08 м від торця панелі. На такій же відстані l0 = 08 м укладають подкладки при перевезені. З урахуванням коефіцієнту дінамічності розраховуємо навантаження від власної ваги плити:
Від’ємний згинальний момент консольної частини панелі:
Цей момент сприймається продольною монтажною арматурою каркасів – 43А240С. При потрібна площа перерізу вказаної арматури:
що менше прийнятої конструктивно 43А240С .
Розрахунок підйомних петель. При підйомі панелі вага її може бути передана на 2 петлі тоді зусилля на одну петлю:
Площа перерізу арматури петлі:
Конструктивно приймаємо стержні діаметром 8 мм А240С з
ОСНОВИ ТА ФУНДАМЕНТИ
В якості фундаментів використовуються існуючі залізобетонні «бики». Проектна та виконавча документація не збереглись. Обстеження виявило що захисний шар бетону в багатьох місцях зруйнований (особливо в зоні змінного рівня води). Подекуди зустрічаються каверни та тріщини в швах бетонування. Реально оцінити несучу здатність опор в ході виконання дипломної роботи при наявних вихідних даних неможливо через відсутність інформації про характеристики бетону та арматури геологічні умови ділянки відмітку залягання фундаменту армування тощо.
Для дипломного проекту прийнято що несуча здатність існуючих опор від проектуємого об’єкту забезпечена проте рекомендується виконати відновлення захисного шару бетону за рахунок використання торкрет-бетону. В місцях де арматура повністю зруйнована виконати приварку нової арматури до існуючої. На підферменниках створити зливні призми.
Загальний вигляд опор та їх розміщення в плані роказано на листі 5 графічної частини.
ТЕХНОЛОГЯ ТА ОРГАНЗАЦЯ БУДВНИЦТВА
Використовуючи ресурсні елементні кошторисні норми на будівельні роботи та збірники розробляємо відомсть обсягів робіт таблиця 5.1.
1 ТЕХНОЛОГЧНА КАРТА НА БЕТОНУВАННЯ МОНОЛТНО ПЛИТИ ТА МОНТАЖ КОНСТРУКЦЙ КАРКАСУ
Для розробки техкарти на бетонування та монтаж та побудови календарного плану в цілому попередньо складаємо відомість обсягів робіт яку наведено у таблиці 5.1.
В пояснювальній записці до техкарти (лист 10 графічної частини) наведено всі необхідні розрахунки та опис прийнятих організаційно-технологічних рішень які не дублюють інформацію з графічної частини.
В записці наявні такі розділи:
Вступ (стислий опис вихідних даних);
Визначення обсягів робіт;
Вибір способів виконання робіт та комплекту механізації;
Розрахунок техніко-економічних показників;
Опис виконання робіт (опис прийнятих рішень з аналізом їх недоліків та переваг);
Калькуляція трудових затрат та заробітньої платні;
Розробка заходів з охорони праці;
Розрахунок техніко-економічних показників проекту.
Таблиця 5.2 - Калькуляція трудових та грошових витрат
Зруйнування асфальто-дорожнього покриття
Демонтаж ЗБ плит дорожнього покриття 6х15х03
Демонтаж металевих навісних пішоходних площадок
Антикорозійна обробка існуючих металоконструкцій мосту
Відновлення захисного шару бетону ЗБ опор торкретуванням
Обшивка металевими листами 8 мм ЗБ опор
Продовження таблиці 5.2
Монтаж навісних металевих пішоходних площадок
Монтаж незйомної опалубки (профлист Н114-750-0.8)
Встановлення арматури окремими стержнями з в’язанням вузлів ( 8121618)
Встановлення закладних деталей
Подача бетонної суміші до місця укладання (20 м3ч)
Укладка бетонної суміші з частковим перекидуванням
Догляд за бетоном (укриття матами)
Догляд за бетоном (поливка водою)
Догляд за бетоном (зняття матів)
Монтаж металевих колон
Монтаж металевих ригелів
Монтаж вертикальних зв'язків
Монтаж сходових маршів та площадок
Монтаж порожнинних плит перекриття
Монтаж порожнинних плит покриття
Підбір монтажних кранів по технічним характеристикам
Для демонтажу існуючого дорожнього покриття мосту та монтажу елементів каркасу будівлі необхідно визначитися з монтажним механізмом. Виходячи з умов проведення робіт перевага надається автокранам на колісному ходу як більш легким мобільним та економічним. х потрібно підбирати за монтажними параметрами конструкцій що монтують та демонтують. В якості цих конструкцій для розрахунку приймаємо ЗБ багатопорожнинні плити проектуємої будівлі та флагшток.
До основних монтажних параметрів самохідних стрілових кранів відносять: потрібну висоту підіймання гака монтажу тої чи іншої конструкції Нм потрібну монтажну вагу Q потрібну довжину стріли крана L.
Розрахунок потрібної висоти підіймання гаку
Потрібну монтажну висоту підіймання гака крану для будь-якої конструкції що монтують визначають за формулою:
HM – висота від рівня розміщення монтажного крану до відмітки опори на яку встановлюється елемент;
hз – підвищення нижнього торця вертикального елемента над рівнем опори перед опусканням його на місце (07-10м);
hе - висота елементу що монтують приймають за даними специфікації збірних залізобетонних елементів;
hс - конструктивна висота вантажозахватних пристроїв (стропів зачепів траверс).
Згідно [51] приймаємо для стропування плит чотирьохгілковий строп марки 4072 з наступними характеристиками: Q = 3 т m = 0033 т h = 12-3 м. Отже:
Розрахунок потрібної вантажопідйомності крану
Потрібну вантажопідйомність крану визначають з формули:
Q = q1 + q 2 + q 3+ q 4 (5.2)
де q1 q2 q3 q4c - вага відповідно елементу що монтують стропів та захватних пристосувань монтажних пристосувань (розчалок підмостків кондукторів та ін.).
Розрахунок потрібної довжини стріли та вильоту гака крану
Довжина стріли визначається по конструкції яка вимагає найбільшої висоти підіймання крюка. Приймаємо оптимальний кут нахилу стріли к горизонту: .
Розраховуємо довжину стріли для вертикальних елементів:
Визначимо виліт крюка: (5.4)
hш – відстань по вертикалі від рівня стоянки крана (РСК) до нижнього шарніра стріли крана (для більшості кранів знаходиться у діапазоні 1 2 м за першим наближенням можна прийняти 15 м з наступним уточненням за довідниками;
hос – відстань від основи крана до осі п’яти стріли (10-15м);
hп – довжина поліспаста крана (15-20м);
α – найбільший кут підіймання стріли.
Занесемо отримані дані до таблиці 5.3.
Таблиця 5.3 - Необхідні вантажо-висотні характеристики крану
За довідником [51] згідно отриманих даних підбираємо автокран МКА-16 з довжиною стріли 23 м монтажні характеристики якого представлено на рис. 5.1.
Рисунок 5.1 Вантажо-висотні характеристики автокрану МКА-16
Підбір комплекту механізації для бетонних робіт
Зважаючи на відносно невеликий об’єм робіт та велику довжину бетонуємого об’єкту приймаємо в якості ведуючої машини автобетононасос СБ-170 з характеристиками наведеними в таблиці 5.4:
Таблиця 5.4 - Характеристики автобетононасосу СБ-170
Найбільша подача бетонної суміші на виході з розподільного пристрою м3год
Найбільший тиск нагнітання бетонної суміші МПа
Тип нагнітаючого вузла
Кількість секцій стріли
Найбільша висота подачі бетонної суміші зі стріли м
Найбільша відстань подачі бетонної суміші зі стріли м
Найбільша глибина подачі бетонної суміші зі стріли м
Розміри машини в транспортному положенні м:
Маса автобетононасосу в транспортному положенні т
Висота завантаження м
Транспортування бетонної суміші до місця укладання виконується автобетонозмішувачем СБ-92 з характеристиками які представлено в таблиці 5.5.
Таблиця 5.5 - Характеристики автобетонозмішувача СБ-92
Геометричний об’єм змішуючого барабану м3
мність змішуючого барабану за виходу готової бетонної суміші м3(при об’емній масі суміші тм3)
Корисна вантажопід’ємність за бетонною сумішю т
Час перемішування хв
Темп вивантаження м3хв
Продовження таблиці 5.4
Маса завантаженого бетоном автобетонозмішувача т
Розмері машини в транспортному положенні м:
Технологічний розрахунок для побудування календарного графіка виконання робіт виконано в таблиці 5.6. Детально графічна частина техкарти зображена на аркуші 10 графічної частини. На цьому ж листі наведено дані про контроль якості робіт та заходи з операційного контролю. Заходи з охорони праці розреблено в розділі 8 даної записки.
Таблиця 5.6 - Технологічний розрахунок
Найменування робіт та комплекс робіт
Трудомісткість на весь обсяг
Зруйнування асфальтово-дорожнього покриття
Демонтаж конструкцій мосту:
- металевих площадок
Антикорозійна обробка та відновлення мостових конструкцій
Продовження таблиці 5.6
Монтаж МК мосту з встановленням опалубки:
Бетонування монолітної плити
Догляд за бетоном (поливка водою та укривання матами)
Монтаж елементів каркасу будівлі
2 РОЗРАХУНОК КАЛЕНДАРНОГО ГРАФКА ВИКОНАННЯ РОБТ
Для визначення повної тривалості виконання робітз реконструкції виконуємо технологічний розрахунок для робіт з будівництва будівлі історико-етнічного центру який представлено в таблиці 5.7.
Таблиця 5.7 - Технологічний розрахунок
Влаштування пароізоляції в один шар
Влаштування утеплювача плитного
Улаштування цементно-піщаної стяжки
Наклеювання тришарового рулонного килиму
Оздоблення карнизів покрівельною сталлю
Продовження таблиці 5.7
Мурування стін з газобетонних блоків
Утеплення стін плитним утеплювачем (полістирольними плитами)
Монтаж перегородок гіпсокартонних на металевому каркасі з утепленням мінеральною ватою
Встановлення металопластикових віконних та дверних блоків
Монтаж підвісної стелі типу "Армстронг
Поліпшене оштукатурювання внутрішніх поверхонь стін та перегородок
Фарбування водними розчинами внутрішніх поверхонь стін та перегородок
Поліпшене оштукатурювання зовнішніх поверхонь стін
Фарбування водними розчинами зовнішніх поверхонь стін
Улаштування гідроізоляції обмазувальної бітумною мастикою в один шар
Улаштування утеплювача плитного (плити мінераловатні)
Улаштування цементно-піщаної стяжки 35 мм
Улаштування покриття з керамічних плиток
Електротехнічні роботи
Благоустрій території
2.1 Розрахунок ТЕП календарного графіка
Коефіцієнт суміщення робіт Кс характеризує величину суміщення робіт які включені у потік це значення визначають різницею між одиницею і відношенням тривалості потоку до суми тривалості усіх робіт. ;
Коефіцієнт змінності: Кзм = Тзм Тдн. Загальна кількість змін:
Загальна кількість днів: Тдн= 905 дн
Коефіцієнт нерівномірності руху робочих:
Загальна кількість робітників по кожній роботі:
Середня чисельність робітників:
Коефіцієнт нерівномірності руху робітників:
3 РОЗРОБКА БУДГЕНПЛАНУ
3.1. Розрахунок потреби в тимчасових адміністративних і санітрано-побутових будівель
Проектування тимчасових будівель виконуємо в такій послідовності:
- визначаємо кількість робітників і службовців;
- складаємо перелік тимчасових будівель що мають бути розміщені на майданчику.
До складу працюючих входять робітники інженерно-технічні робітники службовці і молодший обслуговуючий персонал.
В залежності від джерела фінансування тимчасові будівлі бувають титульні (на обліку у Замовника) та не титульні (на балансі БМО). По функціональному призначенню: виробничі громадські складські службові санітарно-побутові; по конструктивним особливостям діляться на: інвентарні та неінвентарні. В свою чергу інвентарні поділяють на : збірно-розбірні контейнерні пересувні споруди з легких оболонок.
Визначення кількості робітників.
Максимальна кількість робочих 65 чоловік (з графіку руху робочих).
Загальна чисельність працюючих на будові робітників.
Число ТП та службовців 77 – 65 = 12 робітників.
В першу зміну працює робітників.
ТП та службовців робітників.
Усього в першу зміну працює 46 + 10 = 56 робітників. З них жінок робітників; чоловіків робітників.
Визначаємо номенклатуру адміністративних і санітарно-побутових приміщень і заносимо їх до розрахункової таблиці 5.8.
Таблиця 5.8 - Розрахунок тимчасових приміщень
Найменування і призначення приміщень
Кількість робітників
Норма площі на одного робітника
Розрахункова площа м2
Розміри в плані по УТС м
Адміністративні приміщення
Санітарно-побутові приміщення
Душова з преддушовою м2люд
Поєднується з гардеробною
Приміщення для просушки спецодягу м2люд
Приміщення для відпочинку робітників м2люд
Пункт охорони здоровя м2
Приміщення для особистої гігієни жінок м2
3.2 Розрахунок тимчасових складів
Розрахунок тимчасових складів наведено в таблиці 5.9.
Примітка. Враховуючи велику потребу в ресурсах: листи гіпсокартонні та плити "Армстонг" та велику розрахункову площу їх зберігання фактичну площу складу приймаємо в 2 рази менше розрахункової. Решта матеріалів буде зберігатися власне в будівлі що будується.
3.3 Розрахунок тимчасового водопостачання
Табл. 5.10 - Характеристика потреб води
Строки споживання дні
Автомобіль бортовий МАЗ 6303
Автобетононасос СБ-92
Автобетонозмішувач СБ-170
Технологічні потреби:
Поливання бетону і опалубки
Влаштування рулонної покрівлі
Оздоблювальні роботи
Санітарно-побутові потреби:
Господарчо-питьові за відсутності каналізації
Визначимо необхідність води по споживачам.
Розрахуємо секунду витрати води на виробничо-технічні потреби які визначають за формулою:
де S – кількість одиниць транспорту; об’єм будівельних робіт в зміну;
A – питома витрата води на виробничі потреби;
K14 – коефіцієнт часової нерівномірності споживання води;
n1 – тривалість роботи до якої віднесена витрата води.
-для автомобілів бортових
-для автобетононасоса та автобетонозмішувача
-для поливання бетону та опалубки
-для улаштування рулонної покрівлі
-для оздоблювальних робіт
Розрахункові секундні витрати води на господарсько-питні потреби: Приймаємо по найбільш завантаженому дню роботи:
Розрахункові секундні витрати води на душові установки:
де С- витрачання води на одну особу що приймає душ;
N2 - кількість працюючих що користуються душем (40% від працюючих у 1 зміну);
m – тривалість роботи душової установки (45 хвилин).
Витрати води на пожежегасіння:
Прийнято 5 лсек. тому що територія будівельного майданчику менша за 10 га.
Загальні секундні витрати води:
Визначаємо діаметр тимчасового водопроводу:
V – швидкість руху води в трубах мсек.
приймаємо труби діаметром 100 мм;
-на виробничі потреби:
приймаємо труби діаметром 10 мм;
-на господарсько-питні потреби:
приймаємо труби діаметром 20 мм.
3.4 Розрахунок тимчасового електропостачання
Електроенергію на будівельному майданчику витрачають:
) на виробничі (технологічні) потреби – підігрівання будівельних матеріалів розморожування мерзлого грунту електропрогрівання бетону і цегляної кладки у зимовий час тощо ;
) на живлення електродвигунів будівельних машин механізмів та установ;
а) внутрішнє – приміщень;
б) зовнішнє - місць виконання робіт і під’їздних шляхів території
По загальній потребі в електроенергії можна встановити тип тимчасової трансформаторної підстанції.
Необхідну розрахункову потужність трансформаторної підстанції визначають для максимального споживання електроенергії одночасно всіма споживачами за формулою :
де α– коефіцієнт втрати потужності в мережі в мережах в залежності від їх довжини ;
Рс – силова потужність машини або установки кВт
Рт – потрібна потужність на технологічні потреби кВт;
Ров – потрібна потужність на внутрішнє освітлення приміщень кВт;
Роз – потрібна потужність на зовнішнє освітлення кВт;
К1п К2п К3п К4п – коефіцієнти попиту які залежать від кількості споживачів.
cos – коефіцієнт потужності в середньому рівний 075.
Таблиця 5.11 - Потреби електроенергії за споживачами
Монтажний кран КС-2572
Електричний фарбопульт СО-61
Зварювальний трансформатор ТД-30У2
Таблиця 5.12 - Електричне освітлення внутрішнє
Норма потужності на освітлення 1м² Вт
Загальні витрати електроенергії кВт
Примішення для відпочинку
Сторожева будка на в’їзді
Приміщення для особливої гігієни жінок
Приміщення для просушки спецодягу
Пункт охорони здоров’я
Таблиця 5.13 - Електричне освітлення зовнішнє
Територія будівництва у зоні виконання робіт (площа будгенплану)
Площа будівлі (монтажна зона)
Зона опоряджувальних робіт
Головні проходи та проїзди
Застосовуємо на будівельному майданчику 1 трансформаторну підстанцію КТПН-72М-160 загальна потужність якої 160 кВт тип трансформатора ТМ 1601610 і вагою 131 т.
Для прийому та розподілення електроенергії по споживачам на будівельному майданчику приймаємо шафи розподільні серії СП-62 та СПУ-62.
Розрахунок кількості прожекторів на будівельному майданчику виконуємо за формулою:
де k - коефіцієнт запасу(13-15) враховує ослаблення світлового потоку при запаленні ліхтаря;
Ен – нормативна освітленість майданчику лк; Е=2 лк;
m – ККД (коефіцієнт корисної дії)ліхтаря з лампою: розжарення - m = 012-016; газорозрядною m = 02-025
S – площа яку освітлюють; S= 647923 м2;
Рл - потужність лампи прожектора ПЗС – 45 Рл = 500 Вт;
Для зниження осліплюючого ефекту ліхтарів їх слід встановлювати на деякій висоті.
Встановлюємо ліхтарі типу ПЗС – 45 з лампою розжарення потужністю 500 Вт на опорах висотою h = 15 м на 3 опорах по 3 ліхтаря.
Встановлюємо по 10 ламп на одній мачті.
Для додаткового освітлення місць монтажу та оздоблювальних робіт приймаємо:
які встановлюють на 2 пересувних освітлювальних щоглах по 7 штук.
Для додаткового освітлення складів приймаємо:
які встановлюють на 1 пересувній освітлювальній щоглі по 3 штук.
3.5 Опис будгенплану
Будівельний генеральний план розроблено на стадії монтажних робіт. На БГП наносимо контури будівлі з зазначенням монтажної зони будівлі згідно СНиП -4-80 (35 м від будівлі при висоти до 10 м; 5 м для будівлі при висоті до 20 м) та робочої і небезпечної зони роботи крану. Небезпечна зона – це простір який знаходиться у межах можливого переміщення вантажу закріпленого на гаку крана. Межу цієї зони визначають відстанню по горизонталі від вісі прохідки крану:
- для плити перекриття:
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 7 + 05608 + 4 = 1404 м (5.23)
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 106 + 050089 + 7 = 1765 м (5.24)
- для роботи крану на складі (арматура):
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 148 + 056 + 4 = 218 м (5.25)
Для внутримайданчикових доріг використовуємо тимчасові дороги які зводяться у підготовчий період. Внутримайданчикові дороги можуть бути односторонніми ( шириною 35 м) та двосторонніми (шириною 6 м). Радіус закруглення доріг на поворотах 8 12 м. Відстань між дорогами та складом повинна бути більшою за 05 м а між дорогою та огородженням – не менше 15 м. Дороги запроектовані по змішаній схемі. Тимчасові дороги влаштовані з дорожніх бетонних плит. В місця роботи кранів та в інших небезпечних зонах встановлюються знаки які попереджують про небезпеку та обмежують швидкість. Розкладку конструкцій та матеріалів показують на тимчасових майданчиках складування. Склади піску гравію щебеню розміщуємо вздовж доріг. Навіс розміщують вздовж доріг але не в зоні роботи кранів
При розміщенні на БГП тимчасових будівель з умов безпеки праці та санітарні повинні враховуватись небезпечні зони роботи крану тобто всі будівлі повинні знаходитись поза небезпечної зони. Тимчасові адміністративно-побутові будівлі повинні розміщуватись біля в’їзду на будівельний майданчик скомпоновані у вигляді побутового містечка. Відстань між зблокованими будівлями повинна бути не менша за 15 м. Відстань між групами зблокованих будівель повинна перевищувати 10 м. Відстань від дороги не менше 15 м.
Тимчасові електромережі зображенні схематично: вказані трансформаторна підстанція розподільні шафи. Радіус обслуговування однієї розподільчої шафи 30 м. На будівельному майданчику розміщені кабельні освітлювальні і силові мережі електропостачання.
В будівництві використовують струм 380В (для роботи електродвигунів) та 220В (для освітлення). Кабельні мережі прокладають на глибині 08 м.
Тимчасове водозабезпечення влаштовують по кільцевій чи змішаній схемі. Пожежні гідранти встановлюються на відстані не більше 100 м між собою не більше 15 м від дороги не ближче 5 м від будівлі. Фонтанчики для питних потреб встановлюються на відстані до 75 м від робочих місць та в побутовому містечку.
3.6 Техніко-економічні показники будгенплану
Для складних об’єктів виконують кілька варіантів БГП які порівнюють на основі ТЕП.
У курсовому проекті при проектуванні БГП визначають слідуючи показники:
- коефіцієнт забудови;
- коефіцієнт використання площі будівельного майданчика.
Коефіцієнт забудови визначають за формулою:
де Кз – коефіцієнт забудови
F1 – загальна площа території за генеральним планом м2;
F2 – площа забудови об’єктів що будуються м2.
коефіцієнт використання площі території визначають за формулою:
Квик = (F2 + Fт.б) F1 (5.26)
де Fт.б – площа що зайнята тимчасовими будівлями і спорудами залізницями й автодорогами.
Довжина тимчасових доріг дорівнює 144 м ;
Довжина тимчасових мереж водопостачання 2487 м;
Довжина тимчасових мереж електропостачання 462 м.
1 ПОЯСНЮВАЛЬНА ЗАПИСКА ДО НВЕСТОРСЬКО-КОШТОРИСНО ДОКУМЕНТАЦ
2 ЗВЕДЕНИЙ КОШТОРИСНИЙ РОЗРАХУНОК
3 ОБ'КТНИЙ КОШТОРИС №01-01
4 ЛОКАЛЬНИЙ КОШТОРИС №02-01-01 ТА №02-01-02
5 ЗАГАЛЬНОВИРОБНИЧ ВИТРАТИ ДО ЛОКАЛЬНИХ КОШТОРИСВ №02-01-01 ТА №02-01-02
7 ТЕХНКО-ЕКОНОМЧН ПОКАЗНИКИ ДО ПРОЕКТУ
БЕЗПЕКА ЖИТТДЯЛЬНОСТ
Будівля істрико-етнічного центру призначена для проведення виставок презентацій лекцій освітницької роботи та інших подібних заходів.
Основні входи мають оптимальне розміщення підходи та розміри в плані які враховують можливості усіх категорій відвідувачів. Вхідна група розміщена на доступній для маломобільних відвідувачів висоті тому не потребує додаткового улаштування пандусів або інших пристроїв для їх підйому. Вхід захищено від атмосферниї опадів козирком.
Для теплового та вітрового захисту споруди обладнані входними тамбурами розмірами 19х2 м що відповідає [7].
Об’ємно-планувальні та конструктивно-технологічні рішення та системи інженерного обладнання забезпечують оптимальний рівень енерговитрат при будівництві та експлуатації згідно ДСТУ Б А.2.2-8 і ДСТУ-Н Б А.2.2-5.
Згідно таблиці 17 ДБН В.2.2-16:2005 розрахункова площа на одного відвідувача становить 3-45 м2. З цього отримуємо розрахункову кількість одночасних відвідувачів - 152 людини.
Огороджувальні конструкції будинку проектувалися з теплозахисними властивостями які забезпечують питоме споживання теплової енергії що витрачається на опалення у межах встановлених норм згідно ДБН В.2.6-31 СНиП 2.04.05.
Рівень шуму не перевищує нормативних показників згідно ДБН В.1.2-10.
Системи водопостачання та каналізації в тому числі системи протипожежного водопроводу виконані згідно СНиП 2.04.01. Системи опалення вентиляції та кондиціонування повітря в тому числі протидимної аварійної вентиляції вирішені згідно СНиП 2.04.05.
Конструкції деталі опорядження і стель покриття підлог та сходів виконані з матеріалів дозволених до застосування Міністерством охорони здоровя України.
Висота усіх приміщень які мають підвісні стелі для прокладки інженерних комунікацій більше нормативно встановленої 25 м і в найніжчій точці становить 275 м.
Розміри туалетних кімнат перевіщують мінімально допустимі (при відчиненні дверей зовні приміщення) 085х12 м і становлять 085х1465 м. Для маломобільних категорій відвідувачів окремі вбиральні розміщені зовні будівлі.
Оглядові зали з постійним перебуванням людей провітрюються за допомогою вікон.
Ширина проходів коридорів та інших горизонтальних шляхів евакуації прийнята мінімум 16 м що більше мінімально допустимого 1 м.
Габарити сходових маршів запроектовано в межах допустимих 135 – 25 м (як для споруд культури та дозвілля) і становлять 15 м та 224 м шириною. Проміжна площадка між ними має ширину 1885 м що більше допустимого 1 м. Усі сходи обладнані металевими перилами висотою 12 м та забезпечені природним освітленням.
Зовнішні віконні прорізи з висотою підвіконня від рівня підлоги 02 м при різниці між рівнем підлоги та зовнішньою поверхнею більше 15 м (вікнонні прорізи другого поверху) мають огорожу яка захищає від випадкового падіння. Висота даної огорожі становить 12 м.
Покрівля також обладнана огорожею по периметру карнизу згідно [7] висотою 11 м.
Відвід атмосферних опадів з покрівлі будівлі та з поверхні мосту здійснюється за допомогою уклонів та стічних жолобів до коротких сторін моста які облаштовані поздовжнім водостічним жолобом з подальшим відведенням у лоток або каналізаційну мережу.
Ширина тротуару відповідає мінімальному значенню 2 м згідно ДБН В.2.3-2009. Тротуар обладнаний металевими перилами висотою 12 м довжина яких перевищує довжину мосту на 12 м з кожної сторони згідно ДБН В.2.3-2009.
Пішоходне освітлення мосту передбачено згідно ДБН В.2.3-4 ДБН В.2.3-5. Освітлювальна зона включає власне міст та території на відстані 50 м від нього. На тротуарах шириною до 225 м доцільно опори освітлення встановлювати в створі перил.
Вимоги пожежної безпеки задовільнено згідно ДБН В.1.1.7-2007. Ступінь вогнестійкості будинку визначена згідно ДБН В.2.2-16-2005 "Культурно-видовищні та дозвіллєві заклади" згідно вихідних даних: найбільша кількість поверхів - 2; найбільша місткість залу - до 400 місць. Наведеним даним відповідає ступінь вогнестійкості а.
Проектована будівля історико-етнічного центру згідно додатку Д [7] має наступні конструктивні характеристики:
Ступінь вогнестійкості
Конструктивні характеристики
Будинки переважно з каркасною конструктивною схемою. елементи каркаса – з металевих незахищених конструкцій. огороджувальні конструкції – з металевих профільованих листів або інших негорючих листових матеріалів з негорючим утеплювачем або утеплювачем груп горючості Г1 Г2.
Згідно додатку Е ДБН В.1.1.7-2009 споруда підлягає обладнанню системами оповіщення про пожежу (скороченно – СО) першого типу яка характеризується наступними елементами:
- звуковий (дзвінок тонований сигнал)
- світловий сигнал який блимає та світлові покажчики "Вихід
Черговість оповіщення
На території проектуємого комплексу маються під'їзди для автотранспорту в тому числі пожежного та майданчики для парковки. З південної сторони мосту встановлений пожежний гідрант.
Будівля обладнана блискавкозахистом у вигляді молнієвідводу.
Під час виконання будівельних робіт сполучення між двома берегами виконується за допомогою проходів власне на мосту та плавзасобами.
Будівельні роботи що потребують перебування робітників під мостовою будовою виконуються з люльок які переміщуються краном та кріпляться болтами до середини поясу крайніх головних балок.
2 ЗАГАЛЬНО-МАЙДАНЧИКОВ ЗАХОДИ
При організації будівельного майданчика розміщення ділянок робіт проїздів будівельних машин та транспортних засобів проходів для людей виникають небезпечні для людей зони в межах яких постійно діють або потенційно можуть діяти небезпечні виробничі фактори. Небезпечні зони в будівництві можуть бути постійними та тимчасовими. Постійні небезпечні зони повинні мати стаціонарні огорожі (ГОСТ 23407-78) під час виконання певних будівельно-монтажних робіт або на весь період а небезпечні тимчасові зони – сигнальні огорожі.
На будівельному майданчику існують постійно діючі зони це :
- полоса шириною до 2м біля перепадів висот більше 13м ;
- місця роботи машин та механізмів та їх робочих органів ; R = 5 м;
- місця переміщення вантажів;
- місця біля ЛЕП та відкритих струмопровідних частин електроустаткування; R=f(UB);
- місце збереження шкідливих отруйних речовин з концентраціями вищими від санітарних норм.
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 7 + 05608 + 4 = 1404 м (7.1)
Rнз = Rmax + 05lmax + lбез= 106 + 050089 + 7 = 1765 м (7.2)
Для визначення цих зон на будівельному майданчику використовують сигнальне огородження попереджуючі таблички та знаки.
Огорожі небезпечних зон та ділянок виключають знаходження в їх межах сторонніх осіб та забезпечують особливу увагу робочих при виконанні робіт та пересуванні людей по будівельному майданчику. В огорожах слід передбачати ворота та квіртки для переходу людей. Огорожі повинні бути пофарбовані в сигнальні кольори за ГОСТ 124026-76. Висота захисно-охоронних огорож території будівельних майданчиків повинна бути не менш еіж 2 м; захисних огорож ділянок виробництва робіт – 12 м. висота стояків сигнальних огорож повинна бути 08 м а відстань між ними не більше 60 м.
Огорожі тротуарів що розміщені на ділянках межування будівельного майданчику з вулицею і проїздами необхідно обладнати поручнями з боку руху транспорту.
Поверхня будівельного майданчику планується з улаштуванням водовідвіду за її межі. Влаштовуються підїздні шляхи внутрішні майданні дороги та проїзди. На підїздах до території буд майданчика влаштовують необхідні дорожні знаки які позначають безпечні проходи для людей. В місцях руху робочих крізь траншеї та канави (глибина більше 1м) та інші проходи влаштовують містки завширшки не менше 08м з встановленням двобічних поручнів висотою 11м. поночі будівельний майданчик освітлюють і крім горожі в небезпечних місцях встановлюють світлові сигнали та влаштовують аварійне освітлення.
В місцях передбачених ВПР обладнуються майданчики для складування будівельних матеріалів та конструкцій влаштовується огородження зон складування яке складається зі стоєк висотою 12 м та двох горизонтальних елементів позначаються межі штабелів походів та проїздів між ними вивішуються схеми складування з зазначенням максимально допустимої висоти штабелів.
Складування конструкцій та матеріалів повинно забезпечувати ведення навантажувальних робіт та розвантажувальних. При цьому повинно виключатися самовільне їх зміщення посідання осипання та розкочування. Майданчики для складування сплановані грунт ущільнений та підсипаний шлаком відсівом на висоту 5-10 см. Для ливневих осадів забезпечується уклін в 2-5°.
Визначення місць складування конструкцій та матеріалів на буд майданчику виконується з урахуванням рози вітрів.
Безпечне складування збірних елементів забезпечується штабелюванням:
- фундаменти стаконного типу – в 1 ряд;
- фундаментні плити блоки – в штабелі висотою до 26 м на підкладках на відстані від краю на 05 м;
- плити покриття – горизонтально вштабеля висотою до 25 м на прокладках по довжині ребер;
- колони – в штабеля висотою до 2 м на прокладках на 025 м від краю;
- ферми – вертикально або похило на інвентарних опрах через 2-3 м:
- стінові панелі – вертикально;
- підкранові балки – в штабеля висотою до 2 м.
Поміж штабелями організовані проходи в 10 м.
Кирпич блоки – в пакетах контейнерах або клітках висотою до 17 м.
Сипучі матеріали – пісок шлак щебінь на відкритих майданчиках з кутами попереднього похилу.
Цемент алібастр – в бункерах або в мішках в закритих складах.
Балони з газом – в укриттях або добре провітрюваних приміщеннях. Горючі мастильні речовини – в укриттях на відстані не менше 50 м від джерела вогню.при виїзді та вїзді на будівельний майданчик встановлена схема руху транспорта а на узбіччі доріг та проїздів – добре видимі дорожні знаки які регламентують порядок руху. Тимчасові автомобільні шляхи розміщують з таким розрахунком щоб проїзд автомобілів був можливим в будь-яку пору року та погоду. Ширина тимчасових доріг та проїздів при руху автомобілів в двух напрямках складає 60 м. Радіус закруглення тимчасових доріг приймають не менше 12 м. На ділянках доріг для розвантажувальних робіт в зоні дії кранів влаштовується майданчики шириною 6 м та довжиною 12 - 18 м. Для регулювання швидкісного режиму руху транспорту на майданчику встановлені дорожні знаки заперечуючи швидкість до 10 кмгод а в місцях переміщення вантажів до 5 кмгод.
Майданчик що призначений для розміщення санітарно-побутових приміщень слід розміщувати на ділянці яка не затоплюється з влаштуванням відводу поверхневих вод поблизу входів на будівельний майданчик. Проходи до них не повинні знаходитись в небезпечній зоні. Максимальна відстань робочих місць на відкритому повітрі або в приміщеннях що не опалюються до санітарно-побутових приміщень не повинно перевищувати 100 м. Види санітарно-побутових приміщень та їх кількість наведено в розділі 5 Організація будівельного виробництва .
Згідно з вимогами пожежної безпеки на буд майданчику передбачено 2 виїзди об лаштовані шлагбаумами та приміщенням охорони. Між тимчасовими спорудами та корпусом що будується складами матеріалів передбачені протипожежні розриви. Визначені мічця ведення робіт з використанням відкритого вогню. Визначені безпечні зони та відстані між місцями схову вибухонебезпечних до 10 м та пожежонебезпечних до 5 м матеріалів та устаткування. Біля санітарно-побутових приміщень встановлені первинні засоби пожежогасіння. Пожежні щити пофарбовані в червоний колір з набором вогнегасників пожежного інвентаря та ручного інструменту: сокири ломи лопати пожежні бари пожежні відра пофарбовані в червоний колір. Біля цих щитів розміщують ящики з піском та бочки з водою.
На території будівництва передбачено постійний водогін з діаметром не менше 100 мм та один пожежний гідрант. Гідранти встановлені згідно пожежної безпеки не ближче 5 м від будови та не більше 25 м від дороги. Тимчасові споруди механізми забезпечуються захистом від блискавок.
Заходи безпеки при реконструкції
Перед розбиранням реконструкцією та капітальним ремонтом необхідно обстежити загальний стан будівлі (споруди) а також фундаменту стін колон інших конструкцій та стан основ.
Перед початком демонтажних робіт оформляють наряд-допуск на їх виконання із зазначенням заходів що забезпечують безпечні та нешкідливі умови праці монтажників. Члени бригади повинні пройти цільовий інструктаж із забезпечення методів виконання робіт маршруту руху на робоче місце в санітарно-побутові приміщення ознайомитися з техкартою та з заходами передбаченими в ПВР про що вони ставлять підпис у журналі реєстрації інструктажів з ОП.
Під час розбирання будівель та споруд а також прибирання відходів потрібно вжити заходів для зменшення пилоутворення. Робітники які працюють в умовах запиленості повинні бути забезпечені засобами захисту органів дихання від пилу та мікроорганізмів які можуть бути в повітрі робочої зони.
Матеріали отримані внаслідок розбирання будівель а також будівельне сміття (відходи бетонів цегли утеплювачів полімерних матеріалів асфальту тощо) необхідно розділяти по видах утилізувати після подрібнення і фракціонування.
Під час вивезення відходів будівельних матеріалів потрібно додержувати вимоги безпеки відповідно до «Правил перевезення вантажів».
Заходи безпеки при бетонних роботах
Перед початком бетонних робіт керівник зобов’язаний:
- перевірити стійкість міцність справність риштовань конструкцій опалубки огорож робочих горизонтів;
- перевірити справність тари бункерів бетононасосів маніпуляторів;
- забезпечити працівників необхідними засобами індивідуального захисту.
Під час заготівлі арматури необхідно:
- огороджувати місця призначені для розмотування бухт (мотків) і виправлення арматури;
- під час різання верстатами стрижнів арматури на відрізки довжиною менше ніж 30 см застосовувати пристрої що запобігають її розлітанню;
- огороджувати робоче місце під час обробки стрижнів арматури що виступають за габарити верстата;
- складати заготовлену арматуру в спеціально відведені для цього місця;
- закривати щитами торцеві частини стрижнів арматури в місцях загальних проходів які повинні бути завширшки не менше ніж 1 м.
Ходіння по укладеній арматурі допускається тільки по спеціальних настилах завширшки не менше ніж 06 м закріплених на арматурному каркасі.
Перед включенням бетононасоса повинна бути перевірена надійність замкових з’єднань і ввімкнута сигналізація.
Заходи безпеки при монтажних роботах
У робочій зоні монтажних робіт не допускається виконання інших робіт і перебування сторонніх осіб.
Монтаж сходових маршів і площадок будинків необхідно здійснювати одночасно з монтажем конструкцій будинку. На змонтованих сходових маршах повинні бути негайно встановлені огорожі.
Спосіб стропування елементів конструкцій повинен забезпечувати їх подавання до місця розміщення у положенні близькому до проектного.
Не дозволяється перебування людей під елементами конструкцій що монтуються.
До початку виконання монтажних робіт необхідно визначати порядок обміну умовними сигналами між особою яка керує монтажем та машиністом крана. Усі сигнали подає лише один робітник (бригадир ланковий такелажник-стропальник). Лише сигнал «Стоп» може подавати будь-який робітник який помітив небезпеку.
Стропування елементів що монтуються необхідно виконувати у місцях зазначених у ПВР та забезпечувати їх подавання до місця встановлення у положенні близькому до проектного.
Забороняється піднімання елементів що не мають монтажних петель та отворів маркування та позначок які забезпечують їх правильне стропування та монтаж.
Під час монтажу з транспортних засобів елементи конструкцій забороняється проносити над кабіною водія.
Елементи що підлягають монтажу необхідно підіймати плавно без ривків та розгойдування.
Піднімати потрібно в 2 етапи: спочатку на висоту 20-30 см потім після перевірки надійності стропування здійснювати подальше піднімання.
Під час перерви в роботі залишати підняті елементи конструкцій у піднятому стані заборонено.
Установлені в проектне положення елементи конструкцій повинні бути закріплені так щоб забезпечувалася їх стійкість та геометрична незмінність.
Розстропування необхідно виконувати після постійного або тимчасового закріплення відповідно до проекту.
Заходи безпеки при електрозіврювальних роботах
До виконання електрозварювальних робіт допускаються особи не молодше 18 років які пройшли медичний огляд спеціальну підготовку та перевірку теоретичних знань та практичних навичок із конкретних способів зварювання і визначених видів зварювальних робіт склали екзамен атестаційній комісії та мають відповідне посвідчення.
Електрозварники повинні мати групу з електробезпеки не нижче .
Для виконання електрозварювальних робіт на висоті 5 м і більше допускаються зварювальники які пройшли спеціальний медичний огляд мають стаж верхолазних робіт не менше одного року розряд зварювальника не менше .
Устаткування що використовуєть для зварювання повинно відповідати вимогам ГОСТ 12.2.003 ДСТУ 7234 ГОСТ 12.2.007.0 Правилам будови електроустановок Правилам безпечної експлуатації електроустановок.
Підключення і відключення електрозварювального обладнання а також його ремонт повинно виконуватись електротехнічним персоналом (підключення зварювального апарата може виконувати зварювальник якщо в нього є група електробезпеки).
Місця виконання зварювальних робіт повинні бути забезпечені засобами пожежогасіння.
Таблица 8.1 - Освітленність будівельного майданчика та ділянок робіт
Ділянки будівельних майданчиків та робіт
Найменша освітленість лк
Автомобільні дороги на будівельному майданчику
Завантаження установка підйом розвантаження обладнання будівельних конструкцій деталей і матеріалів вантажопідйомними кранами
Монтаж конструкцій сталевих залізобетонних та дерев'яних (каркаси будівель мости естакади ферми балки і т.д.)
Місця розвантаження навантаження і складування заготовленої арматури при проведенні бетонних і залізобетонних робіт
Влаштування асфальтобетонних цегляних дощатих бетонних мозаїчних цементно-піщаних металоцементних ксилолітових покриттів і покриття з цегли плиток настил паркету і лінолеуму
Роботи з гідроізоляції та теплоізоляції окремих деталей конструкцій
Приміщення для зберігання сипучих матеріалів (цементу алебастру) і громіздких предметів
Приміщення для зберігання дрібного технологічного обладнання та монтажних матеріалів
Оформлення документації з відводу земель проведено згідно з діючим в Україні законодавством.
Основним забрудненням навколишнього середовища будуть локальні відходи з санвузлів які йдуть в каналізаційні стоки що підключені до міської каналізаційної мережі та сміття яке залишають відвідувачі.
Загальна екологічна характеристика ділянки задовільна. Споруда яка будується розташована в центральній частині міста на початку паркової зони. Поряд з об’єктом розташовані житлові будівлі та будівля підприємства «Кривбасводоканал». В даних спорудах ведеться певна робота яка не містить відходів виробництва забруднюючих навколишнє середовище.
Також відсутнє забруднення повітря від існуючого автотранспорту через достатню віддаленість об’єкту від доріг загального користування.
сторико-етнічний центр захищається від промислової частини міста смугою лісопаркової зони.
Радіоактивного забруднення та електромагнітного випромінювання немає лише природний фон.
При розміщенні проектуванні будівництві реконструкції та введення в дію підприємств споруд та інших об'єктів на рибогосподарських водних об'єктах здійснюються заходи що забезпечують охорону риб інших водних тварин і рослин та їх відтворення. До основних заходів щодо забезпечення охорони і відтворення рибних запасів водних тварин і рослин належить обладнання рибозахисними пристроями водозабірних та інших споруд відповідно до затверджених проектів будівництво риборозплідників штучних нерестовищ рибопропускних споруд підготовка ложа водосховища і т.п ..
Для запобігання розмиву грунтів забруднення поверхневих вод та заростання придорожньої смуги бур'яном рослинністю передбачається засів укосів насипів багаторічними травами при проектній нормі 26 кг на 1000 м2. Рекомендований склад травостою наступний: костер безостий -50% овсянница лугова - 30% райграс пасовищний - 20%.
Перед початком будівництва повинен зніматися родючий шар рунту і зберігатися в тимчасовому відвалі розташованому вздовж будівельної смуги в межах передбачених нормативами відводу і використовуватися для рекультивації або землевания після закінчення будівельних та планувальних робіт.
На технічному етапі рекультивації земель при будівництві лінійних споруд повинні проводитися наступні роботи:
прибирання будівельного сміття видалення з меж будівельного смуги всіх тимчасових пристроїв;
розподіл залишився грунту по рекультивируемой площі рівномірним шаром чи транспортування його в спеціально відведені місця зазначені в проекті;
оформлення укосів кавальєрів насипів виїмок засипка або вирівнювання вибоїн і ям;
заходи щодо запобігання ерозійних процесів;
покриття рекультивируемой площі родючим шаром грунту.
Для зменшення виносу забруднюючих речовин передбачено зміцнення узбіч фільтруючим матеріалом (ПГС) засівши укосів земляного полотна укріплення русел і укосів насипу збірними плитами і монолітним бетоном на ділянках пристрої водопропускних споруд зміцнення водовідвідних канав при швидкостях стоку поверхневих вод що перевищують допустимі для даного грунту.
Для запобігання забруднення земель і водних ресурсів не допускається заправка дорожньо-будівельної техніки паливно-мастильними матеріалами мийка та ремонт поза місцями постійної дислокації і стоянка техніки у водоохоронній зоні ближче 100м. від річного урізу відсотків. Заправка машин і механізмів обмеженою рухливості (швидкість просування менше 30 км год) проводиться в місцях виконання робіт топливозаправщиками обладнаними закритою системою топлівозаправкі. Застосування для заправки відкритих ємностей і топлівозаправляющіх шлангів без затворів у випускних отворів не допускається.
Згідно [47] охорона навколишнього середовища виконується за наступними пунктами:
а) При будівництві укріплень земляних споруд на водотоках а також водовідвідних та оврагозащітних споруд необхідно передбачати протипаводкові заходи що запобігають змив і обвали рунту в період дощів і паводків;
б) Для відсипки тимчасових острівців під руслові опори і берегових грунтових конструктивних елементів слід використовувати піщані рунти з мінімальним вмістом пилуватих і глинистих часток не допускаючи збільшення замутнения води в контрольному створі (500 м від місця відсипки): більш ніж на 025 мг л - для водойм першої категорії 075 мг л - водойм другої категорії;
в) Протяжність тимчасових під'їзних доріг до об'єкта будівництва має бути мінімальною. При наявності слабких рунтів в заплавах під'їзні дороги слід влаштовувати на насипах товщиною не менше 1 м використовуючи в їх підставі геотекстиль хворостяниє вистилки або слани. Після припинення експлуатації тимчасові дороги в заплавних зонах слід ліквідувати місцевість зарівняти і розорати;
г) Будівельні майданчики для спорудження моста слід розміщувати як правило за межами водоохоронної зони згідно [39]. Скидання забруднених вод звалище сміття стоянка автомобілів та будівництво тимчасових споруд на території прибережних смуг захисних водоохоронних зон не допускаються. Скидання очищених стічних вод у річку можна робити тільки з дозволу органів санітарно-епідеміологічної служби та рибоохорони в зазначені ними місця. На будівельному майданчику повинні бути передбачені ємності для збору сміття і встановлений порядок вивезення його на звалища;
д) У процесі будівництва і на його кінцевій стадії слід контролювати виконання наступних робіт:
- Очистку русла річки і заплав від захаращують їх предметів. Палі риштовання і тимчасових опор хворостяниє вистілая або слани тимчасових під'їзних доріг повинні бути вилучені розібрані і вивезені;
- Розбирання тимчасових споруд на будівельному майданчику;
- Планування і рекультивацію порушених земель з посадкою чагарників і дерев на всій території прибережних захисних смуг;
- Рекультивацію грунтових кар'єрів та інших виробок рунту на територіях які можуть бути використані в якості місць відпочинку з плануванням посадкою чагарників і дерев уполажіваніем укосів і відсипанням піщаних пляжів.
Технічні рішення щодо захисту проектованої ділянки дороги від НС викликаних небезпечними природними явищами прийняті проектом:
а) Проектований міст через р.нгулець в змозі пропустити паводок з витратою 1% ВП (тобто проходження паводку 1 раз в 100 років).
б) Проектом передбачено в якості захисту від паводків і оползанія частини грунтів з яких складено земляне полотно в період затяжних сильних дощів зміцнення укосів насипу дороги кам'яним матеріалом.
в) Полотно дороги відсипане з крупнообломочного грунту при якісному ущільненні стійкого до динамічним впливам (землетрусу).
По закінченню будівництва обов'язково відбувається насадження дерев для озеленення территории.
Дослідження монолітних будівельних конструкцій
Виконано аналіз проблем застосування монолітного бетону в сучасному будівництві в Україні. Представлено результати експериментальних досліджень опалубкових залізобетонних плит перекриття з застосуванням пінобетону. Виявлено фактори що впливають на неоднорідність міцності бетону монолітних конструкцій. Наведено результати досліджень моноліно-ребристого перекриття з постнапруженням.
Ключові слова: монолітні залізобетонні конструкції роботи плити на згин постнапруження неоднорідність бетону монолітне будівництво в Україні.
Ефективність бетону є комплексним поняттям. Стосовно бетону монолітних конструкцій можна виділити три основні складові його ефективності (рис. 10.1):
- Реологічні властивості бетонної суміші та їх збереженість в часі;
- Експлуатаційні властивості бетону - міцність пружність проникність бетону тощо;
- Довговічність як функція що визначає збереження експлуатаційних властивостей бетону в часі.
Рисунок 10.1 Складові ефективності бетону монолітних конструкцій
Наведені складові ефективності бетону взаємопов’язані. Так підвищення рухомості бетонних сумішей дозволяє отримати більш досконалу структуру бетону що зумовлює підвищення його міцності щільності і відповідно довговічності. В той-же час бетони з високорухомих бетонних сумішей характеризуються підвищеними усадочними деформаціями і відповідно підвищеним тріщиноутворенням при висиханні [56] а несумісність в системі цемент - пластифікатор може зумовити підвищене повітровтягування та (або) зниження ступеню гідратації цементу [57]. Все це може призвести до зниження міцності бетону конструкції та підвищення його проникності щодо агресивних середовищ.
Підвищення міцності бетону що як правило супроводжується зниженням його проникності і підвищенням морозостійкості - дозволяє зменшити перетин монолітної конструкції чи (або) знизити ступінь її армування. Але підвищення вмісту (активності) цементу для забезпечення підвищеної міцності може призвести до погіршення деформативних властивостей бетону та підвищення температури його саморозігріву. Все це в свою чергу зумовлює збільшення ширини і глибини розкриття тріщин внаслідок власних термічних напружень бетону і призводить до зниження довговічності залізобетонної конструкції [58].
Невід’ємною частиною ефективності бетону є довговічність. Вирішення задачі підвищення довговічності бетону є комплексним і передбачає підвищення морозостійкості бетону зниження його проникності мінімізацію температури саморозігріву та покращення деформативних властивостей. При цьому підвищення довговічності бетону досягається як в площині рецептурних рішень так і в площині технології догляду за бетоном.
Таким чином при підвищенні ефективності бетону паралельно з фіксацією «наочних» реологічних і експлуатаційних властивостей бетону ключовими задачами є:
- комплексна оцінка довговічності бетонної конструкції за показниками що визначають довговічність конкретного складу бетону за певних кліматичних умов і зовнішніх впливів;
- експрес-оцінка ефективності на стадії проектування бетону (при виборі цементу добавок та складу бетону) та на стадії зведення конструкції - експрес-оцінка відповідності довговічності бетону конструкції вимогам проекту;
- технологія догляду за бетоном що твердне яка передбачає оптимальне управління тепломасообмінними процесами в бетонній конструкції.
Ефективна експрес-оцінка ефективності бетону передбачає використання показників що приводять до «загального знаменника» основі складові ефективності бетону монолітних конструкцій.
Основним фізичним фактором що визначає експлуатаційні властивості і довговічність бетону є характер його пористості. При цьому якщо міцність бетону залежить від загальної пористості то морозостійкість проникність і відповідно довговічність визначаються головним чином капілярною пористістю [59]. Капілярна пористість в свою чергу значною мірою зумовлюється ВЦ відношенням і ступенем гідратації в'яжучого [60].
Як показник для експрес-оцінки ефективності бетону може бути використаний коефіцієнт конструктивної якості (ККЯ) – що враховує загальну пористість бетону ВЦ відношення ступень гідратації цементу і відповідно добре корелює з капілярною пористістю (рис.10.2).
Рисунок 10.2 Залежність між вмістом відкритих капілярних пор і ККЯ бетону
Кореляцію ККЯ і морозостійкості наведено на рис. 10.3. Як видно з рис.10.3 підвищення значення ККЯ бетону призводить до закономірного підвищення морозостійкості бетону.
Рисунок 10.3 Залежність між морозостійкістю і ККЯ бетону
Найбільш поширеним агресивним впливом на бетон монолітних конструкцій є карбонізація. Глибина карбонізації залізобетону є функцією його проникності. Як видно з рис.10.4 при забезпеченні ККЯ вище 0025 глибина карбонізації захисного шару бетону наближується до нуля.
Рисунок 10.4 Залежність між глибиною карбонізації бетону і ККЯ
Основними факторами що визначають власний термонапружений стан бетону монолітних конструкцій є питоме тепловиділення цементу та його вміст в складі бетону. Питоме тепловиділення цементу та його вміст в складі бетону прямо пов’язані з ККЯ. Так збільшення ККЯ бетону з одного боку передбачає використання цементів вищих марок з вищим питомим тепловиділенням з іншого - підвищення вмісту цементу в складі бетону що призводить до підвищення температури його розігріву (рис.10.5).
Як у випадку питомого тепловиділення цементу так і у випадку температури саморозігріву бетону спостерігається певна дисперсія значень що може досягати 20-30% при відповідних значеннях ККЯ. Це свідчить про можливість підвищення ефективності бетону шляхом забезпечення мінімальних значень температури саморозігріву бетону при проектних значеннях ККЯ. При цьому мінімізація температури саморозігріву бетону забезпечується за рахунок використання низькоекзотермічних цементів і мінімізації вмісту цих цементів в складі бетону.
Рисунок 10.5 Підйом температури бетонів різних складів в залежності від ККЯ
В якості кількісного критерію ефективності бетону пропонується використовувати Кеф - відношення ККЯ до вмісту в бетоні цементу і його активності (формула 10.1):
Кеф= ККЯ (Ц×А)×106 (10.1)
Де Ц – вміст цементу в бетоні кгм3;
А – активність низькоекзотермічного цементу МПа.
Таким чином одержані за рахунок використання різних технологічних прийомів (високоефективних суперпластифікаторів активних мінеральних добавок оптимізації гранулометрії заповнювачів тощо) максимальні значення Кеф при проектних значеньнях ККЯ свідчать про максимальну ефективність бетону (рис.10.6) тобто максимальну міцність при мінімальній температурі саморозігріву. Як видно з рис.10.6 існує певне розмежування ефективності бетонів на цементах марок 400 і 500. Так для забезпечення ККЯ до 003 більш ефективне використання в бетонах цементів марки 400 (рис.10.6 область А) при більших значеннях ККЯ більшою ефективністю характеризуються бетони на цементах марки 500 (рис.10.6 область Б).
Рисунок 10.6 Ефективність (Кеф) бетонів різних складів в залежності від ККЯ:
А – область бетонів переважно на основі цементів марки 400;
Б – область бетонів переважно на основі цементів марки 500
Ще одним з основних факторів що призводить до тріщиноутворення на поверхні бетону є його усадочні деформації. Відомо що усадка є функцією вмісту води в бетонній суміші ВЦ відношення і ступеню гідратації цементу. Як видно з рис.10.7 підвищення ККЯ супроводжується закономірним зниженням ВЦ відношення а підвищення ефективності бетону призводить до зниження загального вмісту води в бетонній суміші (рис.10.8). Отже підвищення значення ККЯ бетону монолітних конструкцій при забезпеченні максимальних значень Кеф дозволяє одержувати бетони з мінімальними значеннями сумарних усадочних деформацій а отже і мінімальним тріщиноутворенням внаслідок висихання бетонних конструкцій.
Рисунок 10.7 Залежність між ВЦ відношенням і ККЯ бетону
Рисунок 10.8 Залежність між коефіцієнтом ефективності бетону і вмістом води в бетонній суміші
Розглянуті крізь призму ККЯ та Кеф статистичні дані що стосуються різних аспектів ефективності бетонів монолітних конструкцій свідчать про можливість використання цих коефіцієнтів в якості критеріїв експрес-оцінки ефективності бетонів монолітних конструкцій. За наведеними статистичними даними можуть бути прийняті принципові рішення щодо складу бетонів підвищеної ефективності а саме: вміст і марка цементу вміст води ВЦ відношення тощо. При цьому можливе подальше доповнення наведених статистичних даних в тому числі в частині підвищення ефективності бетонів за рахунок різноманітних технологічних рішень.
Позитивно на ситуацію в сучасному монолітному будівництві в Україні повинні вплинути такі заходи:
введення в практику систему «менеджменту проекту» тобто призначати такого керівника будівництва який відповідав би не тільки за її завершення в строк і якість робіт але й за всю економіку будівельного об'єкта;
удосконалення координаціі дій проектувальників будівельників і виробників будівельних матеріалів для впровадження в практику будівництва передових будівельних матеріалів технологій конструкцій;
розширення застосування фібри в різних видах конструкцій;
ширше використання зварних арматурних сіткок та каркасів;
використання саморушної опалубки що дозволяє вивільнити крановий час і скоротити терміни будівництва;
широке впровадження в практику монолітного домобудівництва високоміцних та сумішей що ущільнюються самостійно;
при конструюванні зовнішніх стін монолітних будівель застосовувати матеріали що мають високі теплозберігаючі характеристики;
для остаточної оцінки ефективності теплозахисних якостей стінових огороджувальних конструкцій рекомендувати проведення комплексних випробувань і досліджень цих конструкцій із залученням фахівців провідних вузів і НД;
стосовно до зовнішніх стін багатоповерхових монолітних залізобетонних будівель ініціювати розробку технічних умов в яких очевидно назріла гостра необхідність.
Результати експериментальних досліджень з їх перевіркою в умовах діючого виробництва показують що використання методів наноструктурного модифікування бетонів забезпечує збільшення рухливості бетонної суміші на 25-27%; підвищення збереження реологічних характеристик бетонної суміші в 15-2 рази; підвищення функціональних властивостей добавок в бетонні суміші і скорочення їх витрат на 20-25%; скорочення часу і зниження трудомісткості бетонних робіт на будмайданчику; підвищення щільності і міцності бетону або скорочення на 15-20% витрати цементу при заданій міцності бетону; підвищення морозостійкості і водонепроникності бетонів до 15 разів. При цьому не потрібно переоснащення існуючих розчино-бетонних вузлів і зміни технології приготування бетонних сумішей.
В СНД фактично відсутні можливості виробництва високоякісних бетонних сумішей для монолітного будівництва. Вихід експерт бачить у застосуванні технології виробництва наноцементів - цементів низької водопотребности (ЦНВ).
Даний вид цементу дозволяє отримати широкий спектр бетонів з різною міцністю і довговічністю. Такі бетонні суміші мають дуже високу зв'язність і не розшаровуються навіть при укладанні в густоармованих і великопрольотних конструкціях. У лабораторних умовах також була встановлена дуже низьке розмивання бетонної суміші та її принципове незмішування з водою при підводному бетонуванні.
Як зазначив В. Несвітайло технологія виробництва цементів низької водопотребности дає цілий ряд переваг для будівельної галузі. Для приготування багатокомпонентних бетонних сумішей при монолітному будівництві можна буде застосовувати існуюче обладнання бетонних заводів. Відпадає необхідність створення індустрії високоякісних заповнювачів оскільки якість бетонів буде забезпечено незалежно від якості заповнювачів. Для виробництва будь-яких бетонів в тому числі дорожніх і аеродромних може бути використаний тільки один вид цементу - стандартний портландцемент без мінеральних добавок марки 400. Пропонована технологія дозволить знизити вагу бетонних конструкцій за рахунок переходу на дрібнозернисті і легкі бетони з характеристиками на рівні важких бетонів а крім того відмовитися від поверхневого захисту бетону. Як наслідок собівартість високоякісних бетонів в тому числі типу High Performance Concrete (супердовговічні і особливо міцні) знизиться до рівня звичайних бетонів.
Сьогодні в Україні як і в цілому світі широко використовують неавтоклавний пінобетон у житловому громадському та промисловому будівництві [61]. Пінобетон використовують при зведенні стін і перекриттів будинків. У багатьох країнах пінобетон застосовують для будівництва основ доріг для заповнення канав (траншей) [62]. Проте використання неавтоклавного пінобетону як основного конструктивного елементу у плитах перекриття на сьогодні є незначним [63] через недостатньо вивчену його спільну роботу з арматурою та іншими конструктивними елементами.
Було проведено експериментальне дослідження збірно-монолітних залізобетонних плит перекриття з використанням пінобетону на стадії монтажу збірної опалубки та після їх бетонування.
Дослідні зразки були виготовлені у вигляді двох опалубкових залізобетонних плит марки П-1 та П-2 розміром в плані L×B=4200×500мм висотою залізобетонної основи – 40мм (рис.10.9 а). Для армування плит використовувався просторовий каркас із арматурних стержнів у вигляді тригранної призми. Верхній та нижні повздовжні арматурні стержні просторового каркасу були з’єднані між собою за допомогою поперечних стержнів утворюючи при цьому прямокутні або трикутні ратки. З’єднання арматурних стержнів просторового каркасу проводилося електродуговим зварюванням. Для бетонної основи плит марки П-1 та П-2 використовувався важкий бетон класу В20. Опалубкові залізобетонні плити марки П-1 та П-2 випробовували на монтажні навантаження як балки на двох опорах – шарнірно-нерухомій і шарнірно рухомій. Навантаження на кожну плиту прикладалося ступенями за допомогою гідравлічного домкрата та си-метрично розподілялося у третинах прольоту величиною по 05Р через розподільчу траверсу(рис.10.9 б).
Вигляд дослідних опалубкових залізобетонних плит після випробування на монтажні навантаження наведено на рис.10.10 аб.
Руйнування плити П-1 (рис.10.10 а) відбулося внаслідок втрати стійкості верхньої робочої арматури. Перші тріщини з’явилися на нижній грані опалубкової залізобетонної плити в поперечному напрямку посередині прольоту.
Рисунок 10.9 Вигляд опалубкової залізобетонної плити:
а – в бетонному цеху після виготовлення; б – на дослідній установці при випробуванні
Рисунок 10.10 Вигляд опалубкових залізобетонних плит після випробування:
а – плита П-1; б – плита П-2
У дослідному зразку П-2 перші тріщини в бетоні та руйнування спостерігалися в перерізі на відстані 14 прольоту від опори (рис.10.10 б). Це зумовлено тим що у цьому місці попередньо були виключені з роботи три поперечні похилі стержні за допомогою їх розрізання. Розрізання цих трьох поперечних стержнів на відстані 14 прольоту від опори було проведено для того щоб експериментально перевірити достатність відстані приварки поперечних арматурних стержнів до верхньої робочої арматури. В зоні руйнування відбулась втрата стійкості верхньої робочої арматури.
За результатами експериментальних досліджень було побудовано графіки наростання прогинів (рис. 10.11).
Виходячи з умови досягнення опалубковими залізобетонними плитами гранично допустимих прогинів за графіками визначено величини критичного навантаження. Величина гранично допустимого прогину для плит перекриття становила fmax = (1200)L = (1200)×400 = 2 см.
Рисунок 10.11 Експериментальні залежності наростання прогинів опалубкових залізобетонних плит марок П-1 та П-2
Згідно з цією умовою експериментальне значення величини руйнівного навантаження склало для плити марки П-1 а для плити марки П-2
Аналізуючи результати проведених досліджень можна судити про наступне:
- утворення перших нормальних тріщин в опалубкових залізобетонних плитах відбулося в нижній розтягнутій зоні залізобетону: в плиті П-1 по середині прольоту а в плиті П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори;
- дослідні зразки зруйнувалися від втрати стійкості верхньої робочої арматури: плита П-1 – по середині прольоту; плита П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори.
Опалубкові залізобетонні плити П-1 та П-2 після випробовування вирівнювались в місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури після чого до неї приварювались додаткові арматурні стержні аналогічного діаметру. Пізніше виконувалась дерев’яна опалубка по ним та проводилось бетонування верхнього шару плити пінобетоном марки D-800 висотою 160 мм (рис. 10.12 а). Таким чином було отримано дві збірно-монолітні залізобетонні плити перекриття з використанням пінобетону марки ПП-5 та ПП-6.
Отримані збірно-монолітні залізобетонні плити перекриття із використанням пінобетону марки ПП-5 та ПП-6 через 28 діб після виготовлення випробовували як балки на двох опорах–шарнірно нерухомій та шарнірно рухомій завантажені зосередженими силами у третинах прольоту(рис. 10.12 б).
Рисунок 10.12 Вигляд дослідних зразків плит ПП-5 та ПП-6
а – в процесі бетонування верхнього шару пінобетоном; б – на дослідній установці при випробуванні
Вигляд дослідних плит ПП-5 та ПП-6 після випробування показано на рис. 10.13 а б.
Поширення тріщин і руйнування в плиті ПП-5 відбулось в основному по середині прольоту подібно до звичайної плити яка руйнується по нормальному перерізу (рис. 10.13а). Спочатку відкрились тріщини в залізобетонній частині плити які утворилися раніше при випробуванні плити П-1. При подальшому навантаженні з’явилися тріщини у верхній зоні стиснутого пінобетону по середині прольоту дослідного зразка. В плиті ПП-6 спостерігали утворення перших тріщин на відстані 14 прольоту від опори (рис. 10.13б). Було повторно виявлено втрату стійкості верхнього робочого стержня в місці виключення з роботи трьох поперечних похилих стержнів та додаткового його посилення.
Рисунок 10.13 Вигляд збірно-монолітних залізобетонних плит з використанням пінобетону після випробування:
а – плита ПП-5; б – плита ПП-6.
У процесі експерименту заміряли прогини плит. Аналіз та обробка показів індикаторів годинникового типу розміщених на двох опорах і посередині прольоту а також прогиноміра Аістова дали можливість побудувати експериментальні залежності наростання прогинів плит (рис. 10.14).
Виходячи з умови досягнення плитами гранично допустимих прогинів за графіками визначено величини критичного навантаження. Величина гранично допустимого прогину як для плит становила fmax=(1200)L=(1200)×400 = 2 см.
Згідно з цією умовою експериментальне значення величини руйнівного навантаження склало для плити ПП-5 – а для плити ПП-6 - .
Аналізуючи наведені вище експериментальні дані можні судити про те що:
- досліджувані плити ПП-5 та ПП-6 зруйнувалися у місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури;
- при проведенні експериментів не було зафіксовано зсуву на контакті залізобетону та пінобетону що підтвердило достатність поперечного армування для з’єднання двох типів бетону;
- армування досліджуваних плит ПП-5 та ПП-6 просторовим арматурним каркасом забезпечило сумісну роботу залізобетонного і пінобетонного шару що було підтверджено результатами експерименту.
Рисунок 10.14 Залежність наростання прогину від навантаження
Таким чином використання опалубкових плит для збірно-монолітного перекриття із використанням пінобетону є можливим. Велику роль у роботі досліджуваних плит відіграє стиснута арматура. Застосування в якості верхнього шар конструкції неавтоклавного пінобетону дозволяє сприйняти частину стискаючих зусиль що діють на плиту. Опалубкові залізобетонні плити зруйнувалися внаслідок втрати стійкості верхньої робочої арматури: плита П-1 – по середині прольоту; плита П-2 – в перерізі на відстані 14 прольоту від опори. Дослідні плити ПП-5 та ПП-6 зруйнувалися у місцях втрати стійкості верхньої робочої арматури. При проведенні експериментів не було зафіксовано зсуву на контакті залізобетону та пінобетону що підтвердило достатність поперечного армування для з’єднання двох типів бетону. Армування досліджуваних плит ПП-5 та ПП-6 просторовим арматурним каркасом забезпечило сумісну роботу залізобетонного і пінобетонного шару що було підтверджено результатами експерименту.
Неоднорідність бетону є наслідком нерівномірного розподілу його компонентів фізичної і хімічної неоднорідності продуктів гідратації цементу результатом впливу мінливості властивостей компонентів технологічних параметрів виготовлення доставки укладання бетонної суміші і витримування бетону. При визначенні характеристик бетону на неоднорідність впливають також помилки методів випробувань похибки засобів вимірювань точність тарировки причому це відноситься і до визначення властивостей компонентів бетону. У довіднику [64] неоднорідність структури бетону пояснюється головним чином відмінністю властивостей його складових.
Докладний огляд проблеми неоднорідності бетону міститься в [65]. Дослідниками отримані наступні результати:
Систематична неоднорідність міцності по висоті формованих виробів в напрямку бетонування досягає 10-35% з пониженням у верхніх шарах де концентрація великого заповнювача менше [66]. У нормах з проектування залізобетонних конструкцій це враховується коефіцієнтом умов роботи 080-085 для різних бетонів при висоті шару бетонування понад 15 м.
Досліджено вплив «гідравлічного тиску» на зміну модуля пружності бетону по висоті формуємих елементів зі збільшенням модуля в нижніх шарах. Доведено що щільність бетону змінюється незначною мірою [67].
Спостерігається анізотропія властивостей бетону що залежить від напрямку укладання бетонної суміші: міцність на розтяг у напрямку укладання менше ніж у перпендикулярному напрямку [68]. Нормативна варіація міцності бетону на розтяг призначена 0165 проти 0135 для міцності при стисненні.
Чим менше поперечний переріз елементів тим більше вплив дефектів структури (раковин нещільних ділянок та ін.) що в нормах враховується коефіцієнтом умов роботи 085 для бетонних стовпів або залізобетонних колон перетином менше 30 см [69].
Встановлено зменшення вологості поверхневих зон бетону та підвищення пористості на глибину до 50 мм що впливає на міцність по перерізу елементів. Причому товщина шару не залежить від розмірів елементів [7071].
Досліджено вплив неоднорідності деформацій усадки за обсягом бетонних елементів на напружено-деформований стан конструкцій різної масивності [7273].
Таким чином неоднорідність міцності у вертикальному напрямку пов'язана головним чином зі зміною концентрації великого заповнювача при віброущільненні (для конструкцій). Зміна міцності в горизонтальному напрямку - результат розподілу вологісних полів розвитку деформацій усадки і несприятливої зміни порових характеристик структури бетону (для масивних конструкцій).
Визначенню кількісних взаємозв'язків варіації міцності і основних технологічних факторів при виготовленні бетонної суміші (водоцементного відношення активності цементу густоти цементного тіста режимних параметрів твердіння якості заповнювачів) були присвячені окремі дисертаційні дослідження [74]. Разом з тим великий практичний інтерес представляє дослідження впливу технології виготовлення монолітних конструкцій на неоднорідність міцності бетону.
На рис. 10.15 наведені результати дослідження температурних і міцностних полів у бетоні монолітних стін і перекриттів 16-поверхового збірно-монолітного будинку що зводиться в об'ємно-переставний опалубці. Теплова обробка здійснювалася методом камерного обігріву повітря із застосуванням електричних калориферів 150-225 кВт. Температура вимірювалася за допомогою хромель-копелевих термопар в 72 точках стін і перекриття складових монолітну осередок. Міцність бетону визначалася методом пружного відскоку і ультразвуковим приладом УК-14П (проектний клас бетону В15).
Рисунок 10.15 Температурні та міцністні поля у бетоні конструкції:
а – розподіл температури повітря всередині тунеля опалубки при ввімкненному вентиляторі калорифера °С; б – те ж при вимкненному вентиляторі °С; в - температурні поля у бетоні двох стін та перекриття °С; г – міцністні поля в бетоні стіни у віці 3 діб МПа; д – те ж у віці 6 діб МПа.
Температура зовнішнього повітря від -8°С до 0°С.
Розподіл температури повітря всередині тунелю опалубки в значній мірі залежить від роботи вентилятора калорифера. При роботі останнього забезпечується досить рівномірний по висоті розподіл температур (рис. 10.15 а). При відключенні вентилятора рух повітря викликається природними конвективними потоками від нагрітих поверхонь і інфільтрацією через навісні штори (рис. 10.15 б). Це зумовлює велику нерівномірність температури в тунелі (від 7 до 50 ° С градієнти по довжині і висоті 014-016 ° Ссм). Так як в період ізотермічного витримування калорифер включався лише на нетривалий час для компенсації тепловтрат розподіл температури в площині конструкції (рис. 10.15 в) визначається температурним полем нагрітого повітря (рис. 10.15 б).
Відповідно температурним полям розподілялися і міцнісні поля в площині стін (рис. 10.15 г д). Міцність бетону на стиск відрізнялася по висоті стін на 40-47%. У перші години після розпалубки в деяких монолітних стінах утворилися наскрізні вертикальні тріщини шириною розкриття 02-10 мм. Утворення тріщин пояснювалося несприятливим поєднанням конструктивно-технологічних факторів: великими градієнтами температур по площині стін умовами защемлення стін технологічним циклом бетонування поверхів. При цьому різниця температури зовнішніх шарів бетону і повітря в момент розпалубки дорівнювала 5-15 °С і не перевищувала допустимого нормативного значення.
Таким чином камерний обігрів характеризується великою нерівномірністю розподілу температури в бетоні що призводить до збільшення тривалості витримування бетону до досягнення нею необхідної міцності підвищеної витрати електроенергії а також до значних температурних градієнтів і в деяких випадках до тріщин в конструкціях.
Як показано в [7576] регулюючи температурне поле при термообробці бетону різними методами можна істотно змінювати напружено-деформований стан і підвищити тріщиностійкості конструкцій особливо тонких стін. Забезпечення рівномірності обігріву шляхом безперервної роботи тепловентиляторів призводить до створення надлишкового тиску всередині тепляка збільшення тепловтрат. Для підвищення ефективності прогріву і забезпечення якості монолітних конструкцій рекомендується застосування повітроводів або приопалубочних штор з подачею теплого повітря безпосередньо до поверхні що обігрівається [77].
Для монолітного перекриття розподіл міцності на стиск бетону зрілого віку було отримано методом ударного імпульсу приладом ПС-МГ4 при контролі окремих ділянок методом відриву зі сколюванням. Незважаючи на великий розкид значень міцності від 276 до 542 МПа на окремих ділянках (рис. 10.16) коефіцієнт варіації склав 16% і не перевищив допустимого значення по ГОСТ Р 53231 [78]. Фактичний клас бетону з урахуванням неоднорідності склав В27 проти В225 по проекту.
Рисунок 10.16 Розподіл міцності по поверхні перекриття МПа
При випробуваннях міцності бетону перекриттів безпосередньо після розпалубки отриманий розкид міцності від 157 до 29 МПа середнє значення 228 МПа варіація 18%. При цьому коефіцієнт варіації вище ніж у зрілому віці і перевищує нормативне значення. Використання гріючих проводів при влаштуванні монолітних перекриттів забезпечує відносно рівномірний температурне поле по перерізу і в площині конструкції за умови достатнього рівномірного утеплення відкритій поверхні. При цьому неоднорідність міцності бетону обумовлюється насамперед технологічної мінливістю процесів виготовлення і укладання а також підвищеними тепловтратами бетону в місцях сполучень зі збірними колонами (необхідно додаткове утеплення зазначених місць).
При бетонуванні монолітних колон неоднорідність міцності бетону по висоті залежить насамперед від дотримання технології пошаровим укладання. Вивчався розподіл міцності на стиск бетону в проектному віці по висоті 54 монолітних колон (6 точок через півметра: від 25 до 275 см від рівня перекриття). Міцність визначалася методом ударного імпульсу склерометром ПС-МГ4. При розкиді значень міцності від 216 до 406 МПа коефіцієнт варіації по всіх 324 вимірам склав 118%. Варіація міцності по кожній колоні склала від 26 до 84%. Фактичний клас бетону з урахуванням неоднорідності склав В213 В362 проти В25 по проекту. Розподіл значень міцності по висоті колон було згруповано за наступними типами: «Н» - найбільша в низу; «С» - найбільша в середині; «В» - найбільша в верху; «Р» - рівномірний розподіл; «Г» - розподіл типу «гребінка» (рис. 10.17).
Рисунок 10.17 Типи розподілу міцності бетону по висоті колон
Таким чином розподіл міцності по висоті колон в основному рівномірне або змінне (типу «гребінка») яке з урахуванням випадкових помилок контролю також можна віднести до рівномірних. Такий розподіл спостерігалося у 537% колон. На другому місці за частотою виявилося розподіл з найбільшими значеннями міцності в середині колони (241%) на третьому - розподіл з максимумом міцності по низу колон (167%). Таким чином дотримання технології пошаровим укладання суміші в опалубку колон у більшості випадків забезпечує рівномірний розподіл міцності бетону по висоті. Причому більш вірогідні підвищені значення міцності в середині і по низу колон. Подібні розподілу міцності по висоті стін якi формуються в вертикально рухомих опалубках були отримані в дослідженнях Долматова А.А [78].
Одним з основних факторів що обумовлюють значну неоднорідність міцності бетону монолітних конструкцій в порівнянні зі збірними є неможливість оперативної коригування складу суміші і технології її укладання пов'язаної пізніми термінами визначення міцності бетону. При цьому дослідженнями встановлено що варіація міцності з віком бетону знижується [79]. Тому при прогнозуванні проектної міцності за результатами прискорених випробувань зазначене зниження варіації сприяє підвищенню конструктивної надійності. Цей факт знайшов відображення і в стандарті що рекомендує для збірних конструкцій приймати коефіцієнт варіації міцності бетону в проектному віці рівним 85% коефіцієнта варіації відпускної міцності.
В якості висновку слід зазначити наступне. Підвищення однорідності монолітного бетону - складне комплексне завдання обумовлена нестабільністю властивостей цементу і заповнювачів недосконалістю бетонозмішувального обладнання особливостями формування структури бетону (усадка вологість пористість) впливом технології укладання і витримування помилками методів і засобів контролю міцності. Вирішення цього завдання неможливе без участі держави (з урахуванням досвіду розвинених країн) вдосконалення законодавчої та нормативної бази.
При контролі міцності бетону необхідно враховувати вплив технологічних факторів на неоднорідність бетону в конструкціях (по висоті колон по площі стін і перекриттів по довжині балок). Приймання конструкцій слід здійснювати з урахуванням статистичної неоднорідності не тільки партій але й окремих елементів конструкцій. Регламент контролю міцності повинен входити до складу проекту виконання робіт і узгоджуватися з проектною організацією.
Міжповерхове перекриття є одним з основних елементів проектованих споруд що забезпечують сприйняття навантажень і просторову жорсткість споруди. Витрати на зведення перекриття досягають 50% від загального обсягу витрат на матеріали всієї споруди. Крім того надзвичайно актуально забезпечення надійності роботи перекриття. При цьому вибір економічно вигідного рішення по міжповерхових перекриттів при дотриманні ним необхідної міцності є однією з найважливіших задач проектування. На даний момент вигідно використовувати нові технології зведення споруд великопрольотних конструкцій з постнапряженіем арматури.
На даний момент з архітектурних міркувань або технологічних вимог часто необхідно реалізовувати монолітні великопрогонові перекриття (більше 7 метрів). При реалізації подібних конструкцій застосовується метод попереднього напруження. дея цього методу полягає у створенні на стадії виготовлення або будівництва напруженого стану в конструкції коли знак напруги в бетоні протилежний знаку напруги від експлуатаційного навантаження. Особливістю будівництва з монолітного залізобетону є збірка і монтаж арматури безпосередньо на будівельному майданчику але це призводить до значних трудовитрат і багаторазової перевитрати арматури в порівнянні з використанням плит перекриттів з попереднім напруженням де витрата арматури на 1 м2 становить від 2 до 7 кг проти 10-40 кг. Крім того у разі використання плит в монолітному масовому житловому будівництві прольоти перекриттів як правило не перевищують 4-6 м і не забезпечують можливості вільного планування будівлі. У зв'язку з цим основним завданням даного дослідження є розробка концепції та побудова кінцево-елементної моделі постнапряженного монолітного перекриття (ПК SCAD) адекватно описує фізичну сутність перекриття. Крім того необхідно провести дослідження поведінки моделі конструкції з метою встановлення залежностей від зміни зовнішніх і внутрішніх параметрів. При використанні звичайного залізобетону в розтягнутій зоні залізобетонних елементів виникають тріщини всі розтягуючі зусилля в цій зоні сприймає арматура.
Тріщини мають обмежену ширину розкриття що забезпечує нормальну експлуатацію цих конструкцій при відсутності агресивного середовища. При проектуванні великопрольотних залізобетонних перекриттів (з прольотом більше 7-9 м) виявляється що виконати ці конструкції у звичайному залізобетоні неможливо і невигідно що пов'язано в першу чергу зі зниженням параметра жорсткості цих конструкцій і розвитку тріщин в розтягнутій зоні. Для збільшення жорсткості великопрольотних елементів необхідні такі способи виготовлення при яких би не виникали тріщини в розтягнутій зоні. Були зроблені спроби вирішити це завдання шляхом штучного обтиску розтягнутої зони. Це стало можливим тільки тоді коли в якості арматури для таких конструкцій стали застосовувати високоміцну арматурну сталь у вигляді прутків і у вигляді дротяної арматури [80]. При цьому натяг арматури передує додатком корисного навантаження що визначає значення слова «переднапружені». Переднапружені конструкції діляться на два класи залежно від моменту натягу арматури: до або після набору міцності бетону. Природно натяг арматури після набору їм міцності можливо в тому випадку якщо відсутня зчеплення арматури з бетоном.
Відмінність технології постнапруження від широко відомого переднапруження полягає в тому що напружена арматура натягується після бетонування і набору бетоном достатньої передавальної міцності (70-80% марочної міцності).
Для того щоб забезпечити можливість натягу арматури після твердіння бетону арматура повинна мати можливість вільного переміщення в бетоні. Для цього напружена арматура полягає в пластикову трубку.
Передача зусиль на бетон здійснюється за допомогою встановлюваних на кінці напружуваних елементів анкерних пристроїв. Як правило для попереднього напруження використовуються арматурні канати. Канат в конструкції розкладається між верхньою і нижньою сіткою арматури відповідно до форми епюри згинальних моментів (лінією головних розтягуючих напружень). Після набирання бетоном проектної передаточної міцності проводиться на тяжіння каната за допомогою гідравлічного домкрата. Залежно від типу розкладки каната виникають зусилля напруження обтиску бетону і при криволінійності розкладки канатної арматури розвантажують зусилля по довжині прольоту (рис. 10.18). вропейська та американська практика протягом 40 років показує що в плитах перекриттів застосування попереднього напруження дозволяє скоротити товщину плити з 130 прольоту до 140-145 прольоту. Скорочення армування при цьому досягається на 1 м3 до 35-45 кг ненапружуваної арматури і 10-15 кг напружуваних канатів.
Рисунок 10.18 Зусилля при різних типах розкладки канату
При проектуванні попередньо напружених конструкцій з системою попереднього напруження без зчеплення з бетоном слід керуватися таким принципом: зусилля попереднього напруження арматура передає на бетон не по всій довжині а тільки в місцях анкерування на торцях конструкції а також у місцях перегину канатів. Відповідно попереднє напруження має бути прийняте в розрахунку як прикладені до конструкції зовнішні сили. Сили що виникають в місцях перегину канатів залежать в першу чергу від геометрії каната і зусиль в ньому. Як правило в конструкціях застосовується два типи розкладки канатів - вільна розкладка при якій фіксуються тільки анкерні елементи і фіксована розкладка з фіксуванням каната на підкладках. При вільної розкладці геометрія каната визначається його жесткостнимі характеристиками власною вагою і габаритами конструкції.
Рисунок 10.19 Розтягуючі зусилля
В даний час ця технологія попереднього напруження застосовується практично у всіх споруджуваних будинках із монолітного залізобетону в США і в багатьох спорудах у вропі Японії Китаї та інших країнах. Причому ця технологія застосовується в 80% випадків у житлово-цивільному і дорожньому будівництві і лише в 20% випадків - при будівництві мостів АЕС та ін. унікальних споруд.
Аналіз наявних статей і публікацій по цій темі показує що результатів по дослідженню постнапружених монолітних перекриттів недостатньо. При цьому відсутні розрахунки даних завдань при використанні ПК із застосуванням методу скінченних елементів. Таким чином наукова проблема полягає у відсутності методики моделювання постнапряженних конструкцій дослідження та аналізу їх роботи. Нами було виконано поетапне моделювання методом кінцевих елементів в ПК SCAD окремих елементів перекриттях. Натяг арматури в конструкції перекриття здійснювалося з використанням загальновідомого прийому - додатком негативної температури до стренд.
Об'єктом для вивчення стало монолітне ребристе перекриття з постнапруженням проліт якого 16x16м. Складовими елементами конструкції є: верхня плита 120 мм і монолітні поздовжні і поперечні балки перерізом 800x120 мм з кроком 2 м в яких розташовується напружуваний стренд.
Дослідження проводилися на моделях ребристого перекриття причому перед її формуванням розглядалися моделі ребер з різною розкладкою каната.
В основу розрахунку ліг метод кінцевих елементів з використанням в якості основних невідомих переміщень і поворотів вузлів розрахункової схеми [81]. У зв'язку з цим ідеалізація конструкції виконана у формі пристосованій до використання цього методу а саме: система представлена у вигляді набору тел стандартного типу (стрижнів оболонок і зв'язків кінцевої жорсткості) званих кінцевими елементами і приєднаних до вузлів.
Моделювання ребра плити виконувалося оболонковими елементами а стренда - стрижневими елементами пов'язаного з вузлами оболонки зв'язками кінцевої жорсткості. При цьому натяг Стренда моделюється температурної навантаженням на стрижень.
Задачі розрахунку несучих конструкцій орієнтовані на уточнене пророкування особливостей поведінки системи на всіх етапах її роботи включаючи й етапи які передують руйнуванню найчастіше не можуть бути вирішені методами лінійної будівельної механіки. Відхилення від закону Гука (фізична лінійність) відмова від розгляду умов рівноваги в геометричних термінах недеформованого стану (геометрична нелінійність) облік можливої зміни розрахункової схеми в процесі деформування (конструктивна нелінійність) складають звичайний «набір нелінійностей» до якого апелює навчальна література і більшість програмних розробок. Нелінійні розрахунки виконуються із застосуванням крокового методу ідея якого заснована на відстеженні поведінки системи при відносно малих збільшеннях навантаження. При цьому на кожному кроці вирішується лінеаризовану система довільних рівнянь для поточного приросту вектора вузлових навантажень сформованого для розглянутого завантажених.
Рисунок 10.20 Залежність прогину перекриття від зміни корисного навантаження f(Р) при силі натягу Р = 35т при лінійному розрахунку
Рисунок 10.21 Залежність прогину перекриття від зміни корисного навантаження f(Р) при силі натягу Р = 35т при нелінійному розрахунку
Рисунок 10.22 Графік залежності прогину від температурного навантаження
Отримані результати не суперечать наявним уявленням за характером напружено-деформованого стану переднапружених конструкцій і якісно відповідають даним по розрахунку конструкції перекриття.
За результатами роботи можна зробити наступні висновки.
Використання моделі ребра з однією точкою обпирання стренда на бетон демонструє основні властивості роботи конструкції: зменшення прогинів аж до випора ребра над точкою обпирання локальне смятие бетону в точці анкерування. При кількості точок обпирання 11 і більше модель адекватно описує напружено-деформований стан конструкції.
На прикладі монолітно-ребристого перекриття показано що застосування постнапряженія конструкції дозволяє забезпечити допустимі прогини конструкції в той час як для звичайного монолітного перекриття прогин за межами допустимого.
Аналіз системи з геометричною нелінійністю у вигляді стренда дав нелінійну залежність прогину конструкції від корисного навантаження на початковому етапі і практично лінійну при навантаженнях близьких до реальних.
У відсутність навантаження величина випора перекриття лінійно залежить від зусилля в стренда моделируемом температурної навантаженням.
У відсутність корисного навантаження геометрична нелінійність розглянутої схеми не проявляється і випор перекриття лінійно залежить від сили натягу стенда.
Підвищення тріщиностійкості (мінімізація тріщиноутворення) бетонів є ключовою складовою забезпечення несучої здатності та корозійної стійкості монолітних залізобетонних конструкцій [82 83].
Тверднення бетону монолітних залізобетонних конструкцій практично завжди супроводжується утворенням та розкриттям тріщин:
короткостроковим розкриттям тріщин - внаслідок недотримання належного температурно-вологісного режиму тверднення бетону;
довгостроковим розкриттям тріщин - внаслідок нерівномірних по перетину деформацій під дією температури навколишнього середовища і усадки бетону.
При цьому наявність і параметри розкриття тріщин оцінюють з урахуванням можливих причин утворення тріщин та їх впливу на несучу здатність елемента конструкції і корозійну стійкість залізобетону (арматури).
Одним з ефективних шляхів прогнозування параметрів тріщиноутворення бетону монолітної конструкції є використання положень теорії механіки руйнувань та методу кінцевих елементів (МКЕ) [84]. Так шляхом оптимізації одержаної за МКЕ моделі конструкції можна винайти характеристики тріщиноутворення за яких напруження в системі будуть мінімальними або такими що не призводять до подальшого розвитку тріщин. При цьому умови початку росту тріщини можна сформулювати як досягнення напруженнями критичного значення використовуючи в якості критерію крихкого руйнування критичний коефіцієнт інтенсивності напружень (КН) у вершині тріщини.
Для прогнозування параметрів тріщиноутворення бетону монолітних конструкцій за допомогою методу кінцевих елементів були одержані моделі тріщиностійкості трьох складів крупнозернистих бетонів за даними рівноважних механічних випробувань (рис. 10.2324 табл.1) проведених на кафедрі автомобільних шляхів Національного університету “Львівська політехніка” [85].
Рисунок 10.23 Схема випробувань зразка призми на згин з ініційованою тріщиною (а = 004 – довжина початкового надрізу шириною 0002 м; b = 01; L = 04; L0 = 038 – розміри зразка м; F – навантаження на зразок кН)
Повністю рівноважні діаграми деформування важких бетонів мали вигляд наведений на рис. 10.24 а розрахункові силові характеристики тріщиностійкості – у табл. 10.1.
Рисунок 10.24 Рівноважні діаграми деформування важких бетонів на основі:
– КЦ-1; 2 – КЦ-2; 3 – ПЦ
За моделями були розраховані значення КН (табл. 10.1) що відповідають початку тріщиноутворення (кінець лінійної ділянки на рівноважній діаграмі рис. 10.24) як опис полів напружень у вершини тріщини (рис. 10.25) у вигляді сингулярності 1√r (де r – відстань від вершини тріщини до точки напруження в якій розглядаються).
Табл. 10.1 Фізико-механічні характеристики важких бетонів
Рисунок 10.25 Модель випробування на згин зразка-призми з ініційованою тріщиною
Як видно з табл. 10.1 одержані за моделями значення КН фактично відповідають значенням розрахованим за результатами рівноважних механічних випробувань.
Отже запропонована методологія дозволяє повноцінно використовувати МКЕ для прогнозування параметрів тріщиноутворення різних складів бетонів з відомими КН. При цьому оскільки точність моделювання пов’язана з розмірністю сітки дискретність сітки в області тріщини повинна бути достатньою для адекватної оцінки КН. За моделлю розподілу температур по перетину куба (рис. 10.26) були розраховані поля напружень в поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин крок яких приймався у відповідності з кроком армування (рис. 10.27). Як видно з рис. 10.27 внаслідок розвитку тріщиноутворення напруження в поверхневому шарі бетону знижується з одночасною концентрацією напружень у вершині тріщин.
Рисунок 10.26 Розподіл температур по перетину куба на 2 добу твердіння
Рисунок 10.27 Напруження у поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин
За результатами аналізу напружень в поверхневому шарі бетону (рис. 10.28) спостерігається їх закономірне зниження при збільшенні глибини тріщин до рівня міцності бетону на розтяг.
Рисунок 10.28 Напруження в поверхневому шарі бетону в залежності від глибини тріщин
При цьому за умови глибини тріщин понад 70 мм (рис. 10.29) значення КН у вершині тріщин не перевищують критичного для бетону на портландцементі (табл.10.1).
Рисунок 10.29 Значення КН у вершині тріщин в залежності від їх глибини
Аналіз ширини розкриття тріщин (рис. 10.30) свідчить про їх стабілізацію на рівні ~0033мм при глибині понад 75 мм.
Рисунок 10.30 Ширина розкриття тріщин в залежності від їх глибини
Слід відзначити що при моделюванні термонапруженого стану також доцільно враховувати випаровування води з поверхні затверділого бетону що призводить до прискорення усадочних деформації та збільшення температурних градієнтів. При цьому вплив усадочних деформацій на параметри тріщиноутворення бетону також може бути оцінений за допомогою теорії механіки руйнувань та МКЕ.
Таким чином проблема прогнозування тріщиноутворення залізобетону внаслідок власного термонапруженого стану та усадочних деформацій може бути ефективно вирішена з використанням положень теорії механіки руйнувань і методу кінцевих елементів при врахуванні процесів тепло- і масопереносу та їх впливу на механічні властивості масивного залізобетону.
В ході реконструкції мосту важливе місце займає відновлення захисного шару бетону існуючих залізобетонних опор яке виконується методом торкретування. Торкретування - прогресивний спосіб нанесення на оброблювану поверхню одного або декількох шарів розчину або бетону з цементу піску щебеню або гравію і води здійснюваного під тиском стисненого повітря.
В результаті нанесення розчину або бетону на поверхню під тиском утворюється ущільнений шар торкрет-бетону властивості якого відрізняються від властивостей звичайного бетону або розчину. У порівнянні зі звичайним бетоном торкрет-бетон володіє підвищеною механічною міцністю морозостійкістю водонепроникністю кращим зчепленням з поверхнею оброблюваної конструкції швидше набирає міцність при рівних умовах догляду за бетоном.
У 2008 році спільно з фахівцями лабораторії НДЦ «СМ» ВАТ ЦНДБ Транспортного будівництва по темі НіОКР ВАТ «Мосінжпроект» проведена робота з визначення фізико-механічних характеристик 48 складів торкрет-бетону в тому числі з використанням поліпропіленової та металевої фібри.
Серії в групі відрізнялися ваговим вмістом добавок на 1000 літрів заповнювача:
- О1контр- без добавок;
- К - добавка КАЛЬМАФЛЕКС;
- Кр1 і Кр2 - добавка мікрокремнезема;
- Ф1 Ф2 і Ф3 - фібра металева;
- ФКр1 і ФКр2 - металева фібра і мікрокремнезем;
- П1 і 1П2 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм при витраті;
- П3 -фібра поліпропіленова довжиною 12 мм;
- П4 фібра поліпропіленова довжиною 18мм;
- П5 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм і КАЛЬМАФЛЕКС;
- П6 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм і мікрокремнезем;
- П7 - фібра поліпропіленова довжиною 6мм КАЛЬМАФЛЕКС і мікрокремнезем.
В якості основи для торкретування використовувалися раніше встановлені на полігоні фрагменти дорожнього бар'єрного огородження.
Розміри плит 600х600х120 мм забезпечували виготовлення з них в подальшому після набору міцності контрольних зразків у вигляді кернів і призм для випробувань бетону на міцність морозостійкість і водонепроникність. Всього було виготовлено 47 контрольних плит з різних складів торкрет бетону які зберігалися 3 доби в природних умовах під укриттям з поліетиленової плівки потім распалублівать і зберігалися в приміщенні лабораторії при 18-20°С при укритті плівкою і періодичному зволоженні. Для визначення міцності на стиск з кожної плити вибурюють по 3 керна з яких виготовлялися контрольні зразки циліндри.
Випробування зразків проводилися в 28-добовому віці відповідно до вимог ГОСТ 10180 на випробувальній машині П-100. Для визначення міцності бетону при розколюванні випробовувалися також серії по три зразки з кожного складу. Схема випробувань на розколювання прийнята за ГОСТ 10180 п. 5.4.
При загальному аналізі отриманих результатів видно що використовуючи торкретування як вид бетонування при створенні конструкцій або при веденні відбудовних робіт можна отримати широкий діапазон експлуатаційних характеристик бетону як по міцності так і по довговічності. Міцність на стиск в окремих серіях була отримана від 325 МПа до 752 МПа на розколювання - від 3 МПа до 134 МПа водопоглинання в середньому склало 15 - 2% марка по водонепроникності у всіх зразках була нижче W12 а морозостійкість в випробуваних серіях отримана від мінімальної F300 до F1000 (або F300 для бетонів дорожніх і аеродромних покриттів). Ці результати дають підставу стверджувати що при правильному і доцільному використанні армування і добавок можна отримати весь діапазон експлуатаційних характеристик бетону який затребуваний сьогодні в будівництві в тому числі і транспортних споруд.
За отриманими результатами можна стверджувати що застосування сталевої фібри сильно впливає на характеристики міцності бетону не погіршуючи властивостей бетону по водонепроникності водопоглинанням і морозостійкістю. Використання поліпропіленової фібри в цілому збільшує міцність бетону на стиск і на розтяг дає можливість отримати довговічний бетон на що вказують результати випробувань на морозостійкість водопоглинання і водонепроникність але в цих серіях не визначена залежність якісних характеристик бетону від параметрів фібри при її різних дозуваннях.
ДСТУ Б А.2.4-7:2009 Правила виконання архітектурно будівельних робочих креслень
ДБН А.2.2-3-2014 Склад та зміст проектної документації на будівництво
ДБН 360-92** Містобудування. Планування і забудова міських і сільських поселень
ДБН.2.2-9-2009 Громадські будинки та споруди. Основні положення
ДБН В.2.6-98:2009 Бетонні та залізобетонні конструкції. Основні положення
ДБН В.2.6-163 Сталеві конструкції. Друга редакція
ДБН В.1.2-2:2006 Навантаження і впливи
ДБН В.2.3-22:2009 Мости та труби. Основні вимоги проектування
ДБН В.2.3-14:2006 Мости та труби. правила проектування
ДСТУ-Н Б В.1.1-27:2010 Будівельна кліматологія
ДБН В.2.6-31:2006 Теплова ізоляція будівель. Зміна №1
ДСТУ-Н Б В.1.2-16:2013 Визначення класу наслідків (відповідальності) та категорії складоності об'єктів будівництва
ДСТУ Б Д.1.1-1:2013 Правила визначення вартості будівництва
ДСТУ-Н Б Д.1.1-3:2013 Настанова щодо визначення загальновиробничих та адміністративних витрат та прибутку у вартості будівництва
ДСТУ-Н Б Д.1.1-5:2013 Настанова щодо визначення розміру коштів на титульні тимчасові будівлі та споруди і інші витрати у вартості будівництва
Кадол Л.В. Методичні вказівки до виконання курсової роботи з дисципліни Управління ефективністю будівництва” для студентів спеціальності 7.092101 “Промислове та цивільне будівництво” (ПЦБ) денної та заочної форм навчання містять загальні вимоги до виконання курсової роботи
ДБН Д.2.2-8-99 - Е 8Конструкції з цегли та блоків
ДБН Д.2.2-11-99 - Е 11Підлоги
ДБН Д.2.2-12-99 - Е 12Покрівлі
ДБН Д.2.2-13-99 - Е 13Захист будівельних конструкцій та обладнання від корозії
ДБН Д.2.2-15-99 - Е 15Опоряджувальні роботи
ДБН Д.2.2-30-99 - Е 30Мости та труби
ДБН Д.2.2-45-99 - Е 45Роботи при реконструкції будівель і споруд
ДБН Д.2.2-47-99 - Е 47Озеленення. Захисні лісові насадження. Багаторічні плодові насадження
Байков В. Н. Сигалов Э. Е. "Железобетонные конструкции. Общий курс." Учебник для вузов.-5-е изд. перераб. и доп.-М.: Стройиздат 1991.-767 с.: ил.
Клименко Ф.. Барабаш В.М. Стороженко Л.I. Металеві конструкції. Львів: Світ 2002. - 312 с. Підручник 2-ге видання
ДБН А.3.1-5-2009. Організація будівельного виробництва
ДБН В.1.1-7-2002. Пожежна безпека об'єктів будівництва
ДБН А.3.2-2-2009. Охорона праці і промислова безпека в будівництві
Водний кодекс України. Відомості Верховної Ради України (ВВР) 1995 N 24 ст.189 )
ДБН А.3.2-2-2009 «Охорона праці і промислова безпека в будівництві» К.: - Мінрегіонбуд 2012
ДБН Д.2.7-2000. Ресурсні кошторисні норми експлуатації будівельних машин і механізмів (Редакційна колегія: А.В. Беркута П.. Губань В.Г. ванькіна) – К. 2001. – 248 с.
Дикман Л.Г. Организация и планирование строительного производства М.: -Высшая школа 1988 г.
ЕНиР. Сборник Е1. Внутрипостроечные транспортные работы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987. – 40 с.
ЕНиР. Сборник Е3. Каменные работы Госстрой СССР. – М.: Стройиздат 1987. – 64 с.
ЕНиР. Сборник Е4. Монтаж сборных и устройство монолитных железобетонных конструкций. Вып. 1. Здания и промышленные сооружения Госстрой СССР. – М.: Стройиздат 1987. – 64 с.
ЕНиР. Сборник Е5 Монтаж металлических конструкций. Выпуск 1 Здания и промышленные сооружения Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
ЕНиР. Сборник Е5 Монтаж металлических конструкций. Выпуск 3 Мосты и трубы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
ЕНиР. Сборник Е8 Отделочные покрытия строительных конструкций. Выпуск 1 Отделочные работы Госстрой СССР. – М.: Прейскурантиздат 1987
Посібник з розробки ПОБ і ПВР (до ДБН А.3.1.-5-96) К: НДБВ 1997 р. Рогозін В.В. Методичні вказівки «Приклади розрахунків об’єктних будівельних генеральних планів при будівництві одноповерхових промислових будівель» в курсових і дипломних проектах з курсу «Організація і планування будівельного виробництва» для студентів напряму підготовки «Будівництво» всіх форм навчання – Кривий Ріг КТУ 2011
Рогозін В.В. Методичні вказівки до курсового дипломного проектування та самостійної роботи з дисципліни «Організація і планування будівельного виробництва» з теми «Складання календарних планів будівництва одноповерхової промислової будівлі» для студентів напряму підготовки «Будівництво» всіх форм навчання – Кривий Ріг КТУ 2011
Соколов Г.К. Выбор кранов и технических средств для монтажа строительных конструкций. Учеб. пособие Моск. гос. строит. ун-т. — М: МГСУ 2002г. — 180с.
Бондаренко В.М. Суворкин Д.Г. Железобетонные и каменные конструкции.: Учеб. Для студентов вузов по спец. «Промышленное и гражданское строительство». – М.: Высш. шк. 1987.-384 с.: ил.
Проектирование железобетонные конструкций: Справоч. пособие А.Б. Голышев В.Я. Бачинский В.П. Полищук и др.: Под ред. А.Б. Голышева. – К.: Будівельник 1985. – 496 с.
ДБН А.2.2-1-95 Склад і зміст матеріалів оцінки впливів на навколишнє середовище (ОВНС) при проектуванні і будівництві підприємств будинків і споруд. основні положення проектування.
Рекомендации по проектированию монолитных железобетонных перекрытий со стальным профилированным настилом - Москва "СТРОЙИЗДАТ" 1987г.
Мещерин В. Храпко М.. Самоуплотняющийся бетон СПб. 2009.
Троян В.В. Молекулярная архитектура суперпластификаторов как фактор определяющий функциональность бетонов М-лы 10-й Межд. научно-практ. конф. «Дни современного бетона». – Запорожье: «Планета» 2008. – с.162-179.
Троян В.В. Термонапружений стан залізобетону як аспект довговічності монолітних конструкцій Науково-технічний збірник «Будівельні матеріали вироби та санітарна техніка». Вип. 35 Київ:Товариство "Знання" України 2010 р. – с. 119-124.
Й. Штарк Б.Вихт. Долговечность бетона. Пер. с нем. – А. Тулаганова. Под ред.. П. Кривенко. Киев. «Оранта» 2004 293 с.
Демчина Б.Г. Марчук С.В. Перспективи впровадження пінобетону у дорожньому будівництві Дороги і мости: Зб. наук. пр. – К.: ДерждорНД 2008. – Вип.10. – С.83-91.
Демчина Б.Г. Світий Р.М. Чень Р.. Дослідження роботи нерозрізних пінобетонних армованих балок неавтоклавного твердіння VII Міжнар. Симпозіум “Механіка і фізика руйнування будівельних матеріалів та конструкцій”. – К. 2007. –С.425-430.
Липовский В. М. Сборный железобетон: Справочник. Л.: Стройиздат 1990. 144 с.
Горохов Е. В. Югов А. М. Веретенников В. И. Учёт явления систематической неоднородности свойств тяжелого бетона по объему элементов при выборе безопасных конструктивных систем зданий Безопасность эксплуатируемых зданий и сооружений. М.: 2011. С. 146-167.
Лещинский А. М. Систематическая неоднородность прочности тяжелого бетона в сборных железобетонных изделиях формуемых на виброплощадках: дис. канд. техн. наук. Киев: 1981. 202 с.
Soshiroda T. Effects of bleeding and segregation on the internal structure of hardened concrete RILEM Proceedins 10.. Cambridge: University Press 1990. Pp. 253-260.
Залесов А. С. Кодыш Э. Н. Лемыш Л. Л. Никитин И. К. Расчет железобетонных конструкций по прочности трещиностойкости и деформациям. М.: Стройиздат 1988. 320 с.
Yuasa N. Kasai Y. Matsui I. Inhomogeneous Distribution of Compressive Strength from Surface Layer to Interior of Concrete in Structures Special Publication. 2002. Vol. 192. Pp. 269-282.
Arioglu N. Girgin C. Discussion on paper Magazine of Concrete Research. 1999. Vol. 51. No. 3. Pp. 217-225.
Карпепко Н. И. Общие модели механики железобетона. М.: Стройиздат 1996. 416 с.
Шамбан И. Б. Управление однородностью прочности бетона путем выбора рациональных технологических решений: дис. канд. техн. наук. Ровно: 1983. 197 с.
Афанасьев А. А. Интенсификация работ при возведении зданий и сооружений из монолитного железобетона. М.: Стройиздат 1990. 384 с.
Красновский Б. М. Инженерно-физические основы методов зимнего бетонирования. М.: Изд-во ГАСИС 2004. 470 с.
Руководство по прогреву бетона в монолитных конструкциях РААСН НИИЖБ. М.: 2005. 275 с.
ГОСТ Р 53231-2008. Бетоны. Правила контроля и оценки прочности.
Долматов А. А. Прочность и деформативность железобетонных фрагментов стен зданий и сооружений возводимых в вертикально подвижных опалубках: дис. канд. техн. наук. Макеевка: 2004. 140 с.
Хаютин Ю. Г. Монолитный бетон: Технология производства работ. М.: Стройиздат 1991. 576 с.
Улыбин А. В. О выборе методов контроля прочности бетона построенных сооружений Инженерно- строительный журнал. 2011. No4(22). С. 10-15. 24. ГОСТ
Мадатян С.А. Новые технологии и материалы для арматурных работ в монолитном железобетоне Технологии бетонов. – No 32006. С. 52-54.
Карпиловский В.С. Криксунов Э.З. Маляренко А.А. Перельмутер А.В. Перельмутер М.А.. Вычислительный комплекс SCAD. М.: Издательство АСВ 2007. – 592с.
Й. Штарк Б.Вихт. Долговечность бетона. Пер. с нем. – А. Тулаганова. Под ред.. П. Кривенко. Киев. Оранта 2004 293 с.
Алексеев С.Н. Иванов Ф.М. Модры С. Шиссль П. Долговечность железобетона в агрессивных средах: Совм. изд. СССР - ЧССР - ФРГ - М.: Стройиздат 1990. - 320 с.
Пухонто Л.М. Долговечность железобетонных конструкций инженерных сооружений : монография Л.М. Пухонто. – М. : АСВ 2004. – 425 с.
Солодкий С. Й. Наукові засади підвищення тріщиностійкості дорожнього цементного бетону : Дис на здоб. наук. ступеня д-ра наук: 05.23.05 – 2009.

Страницы для печати.docx

ЦВЕТНАЯ ПЕЧАТЬ (ПО ВОЗМОЖНОСТИ)
ЦВЕТНАЯ ПЕЧАТЬ (ОБЯЗАТЕЛЬНО)

Доклад.docx

Вітаю Вас шановні члени комісії гості та студенти.
Темою моєї магістерської роботи є «Аналіз сучасного стану конструювання великопрольотних перекриттів у монолітному будівництві з застосуванням результатів у проекті реконструкції мосту №52 м. Кривого Рогу». Робота представлена на 11 аркушах формату А1 та 210 сторінках пояснювальної записки.
Як показало обстеження моста (2014 та 2015) і вивчення збереженої проектної та експлуатаційної документації металевий автодорожній міст № 52 через річку нгулець був побудований в 1911 році. У роки війни 1941-1945 рр. він був зруйнований при цьому збереглися тільки берегові упори і пальові фундаменти проміжних опор. Відновлений він був у 1947 році. Капітальний ремонт проводився в 1950 році за проектом розробленим в 1945 році проектним відділом тресту "Кривбасруда".
Схема мосту = 1475 + 1527 + 1466 + 1504 + 1457 + 1479м. Ширина автопроїзда - 64м є двосторонні пішохідні тротуари шириною від 13 до 145м. Тротуари відділені від проїжджої частини металевими бордюрними огорожами заввишки 46 см.
Русло перекрито двома трипрольотними балочними будовами звареними з 3х поздовжніх двотаврових балок – крайніх 1530 мм середніх – 990 мм які з’єднані між собою поперечними балками. Всі поздовжні балки мають вертикальні ребра жорсткості товщиною 20 мм. В якості опорних частин наявні два металеві рельси зєднані по підошві пластиною. Проміжні опори мають льодорізи (виконані з рельсів) захисний шар бетону в багатьох місцях зруйновано арматура оголена. Стан багатьох конструкцій – незадовільний деяких – аварійний. Рух по мосту – заборонений. Наявні числені руйнування покриття проїзжої частини через що волога безперешкодно потрапляє на металеві елементи мостової будови. Через це доцільно змінити динамічне навантаження від транспорту на статичне.
Через наявність нової транспортної розв’язки міст практично втратив своє транспортне значення з-за чого виникає можливість його нецільвої реконструкції.
Світова практика знає багато випадків коли мости виконують не транспортну а соціально-культурну функцію. Такі обєкти наявні у багатьох крайних та частинах світу різного часу будівництва та виконання.
Пропонується враховуючи архітектурно-природній альянс специфічні особливості прилеглих архітектурних об’єктів: човникової станції двох прилеглих підвісних мостів та нової транспортної розв’язки яка включає автомобільний міст та шляхопровід та історико-культурне значення території будівництва (місце злиття річок нгулець та Саксагань – місце утворення міста Кривий Ріг) спираючись за міжнародний досвід будівництва нетранспортних об’єктів виконати будівництво громадської споруди на несучих мостових конструкціях.
Архітектурно будівля що проектується тісно переплітається з човниковою станцією – одним із символів Кривого Рогу. В дипломному проекті пропонується використати існуючі опори устої та мостову будову в якості основи для проектуємої споруди попередньо перевіривши їх несучу здатність. При цьому на опорах необхідно відновити захисний шар бетону замінити зкородувавшу арматуру а в місцях перемінного рівня води виконати захист опор листовим обробленим металом.
Пропонується з урахуванням вищесказаного розробити споруду для потреб історико-етнічного центру тобто об’єкту громадсько-культурного значення.
Власне основою будівлі є монолітна ЗБ плита в незйомній опалубці з профнастилу яка спирається на пролітні будови. Для улаштування цієї плити були обрані два види бетону – класичний важкий бетон та сталефібробетон (який у своєму складі при бетонуванні має сталеву фібру в якості арматури та не потребує влаштування інших арматурних виробів (сіток каркасів)). В ході порявняння цих варіантів виявилося що більш економічно доцільним є використання класичного важкого бетону. Економічний ефект при цьому склав 339 тис. грн.
Виходячи з вихідних параметрів та умов будівництва обємно-планувальне рішення виражено наступним чином: поперечні габарити мостового полотна тобто монолітну плиту прийняти рівною 10 м з яких 4 м займають бокові проходи (2 по 2 м шириною). Власне будівля є однопрольотною двоповерхновою. Розміри в осях – 74х6 м. Висота поверху змінна по висоті з урахуванням підвісної стелі – 34 – 35 м першого поверху та 27 – 3 м другого що відповідає нормам «Громадські споруди дбн». Аерація та природнє освітлення забезпечують вікна які обладнані вентиляторами. Евакуаційні виходи розміщено в торцях будівлі також в якості виходів можуть використовуватись вікна.
Конструктивні рішення наступні – колонни металеві з круглої труби 377 мм поздовжні балки – двотавр широкополичний 30Б1 поперечні балки – двотавр з ухилом полиць 20 плити перекриття та покриття – багатопорожнинні плити ПК61.15 та ПК61.10 покриття – рулонне руберойдний трьохшаровий килим.
В розрахунково-конструктивному розділі представлено план розмішення існуючих елементів мосту та будівлі що будується креслення порожннної плити кронштейну бокових проходів колонни та поперечної та поздовжньої балок. Наведено специфікації цих елементів та відомість витрат сталі.
В розділі з технології та організації розроблено будгенплан календарний план будівництва та техкарту на бетонування плити та монтаж елементів каркасу. Проведено підбір ведучих механізмів - автокрану МКА-16 який задіяний на тимчасовому складі та для монтажних робіт; автобетононасосу СБ-170 та автобетонозмішувача СБ-92 для виконання бетонних робіт.
В розділі "Економіка будівництва" розроблена інвесторсько-кошторисна документація у складі зведеного кошторисного розрахунку договірної ціни об'єктного та локальних кошторисів розрахунку загальновиробничих витрат та техніко-економічних показників. Таким чином кошторисна вартість будівельних робіт складає 4026 млн. грн; загальна тривалість будівництва - 65 днів.
В розділі "Безпека життєдіяльності" описані обємно-планувальні та конструктивні рішення що забезпечують безпечне перебування відвідувачів в середині та зовні проектуємого комплексу.
В розділах "Охорона праці" та "Екологія" наведені рішення щодо безпечного виконання загальнобудівельних робіт та зменшення впливу будівництва на грунти водні ресурси зелені насадження та атмосферу.
В науковому розділі темою якого є «Дослідження монолітних конструкцій» розглянуто існуючі методи та наукові обгрунтування конструювання та розрахунку ЗБК та елементів споруд які працюють в складних умовах та для відновлення ушкоджених часом та експлуатацією конструкцій та елементів.