3/2015
OW ST AR ZY SZENIE
INŻYNIERÓW I TECHN IKÓ
W
GÓ
N R TW IC A
MIESIĘCZNIK STOWARZYSZENIA INŻYNIERÓW I TECHNIKÓW GÓRNICTWA
PRZEGLĄD GÓRNICZY
założono 01.10.1903 r.
Nr 3 (1108) marzec 2015 Tom 71 (LXXI)
1. Wprowadzenie
W artykule omówiono zagadnienia związane z wpływem eksploatacji górniczej na niewielki wiadukt kolejowy zinte- growany z nasypem. Wiele takich obiektów znajduje się na terenach górniczych.
Opisano uszkodzenia starego, ceglanego wiaduktu łuko- wego powstałe w wyniku prowadzonej eksploracji górniczej.
Zwrócono uwagę na istotne problemy związane z wieloletnią eksploatacją obiektu uszkodzonego w wyniku działalności górniczej. Pokazano, jak utrzymano ciągłość ruchu kolejo- wego w czasie rozbiórki uszkodzonego i budowy nowego wiaduktu. Oceniono wpływ górniczych deformacji terenu na konstrukcję oraz podano rozwiązania konstrukcyjne umoż- liwiające długoletnią eksploatację wiaduktu w warunkach znacznych deformacji terenu.
Omówiono także pomiary geodezyjne i wyniki obserwa- cji pracy konstrukcji od oddania przebudowanego obiektu do użytkowania w grudniu 2011 roku do czerwca 2014 roku.
*) Politechnika Śląska w Gliwicach
UKD 624.12.2:624.01/.07:622.8
Treść: Stare, niewielkie wiadukty kolejowe zintegrowane z nasypem są wrażliwe na wpływy górnicze. W artykule opisano uszko- dzenia starego, ceglanego wiaduktu łukowego, powstałe w wyniku prowadzonej eksploracji górniczej, problemy związane w wieloletnią eksploatacją uszkodzonej konstrukcji, problemy powstałe w czasie przebudowy wiaduktu, sposób zabezpieczenia nowego wiaduktu przed wpływami górniczymi oraz rozwiązania konstrukcyjne umożliwiające jego długoletnią eksploatację w warunkach znacznych deformacji terenu. Omówiono także wyniki obserwacji prowadzonych od zakończenia przebudowy w grudniu 2011 roku do czerwca 2014 roku.
Abstract: Old, small railway viaducts integrated with the embankment are sensitive to mining influences. This paper presents a de- scription of damages of the old, brick arch viaduct, which arise as a result of mining exploration, problems connected with long-term use of the damaged structure, problems arising during the rebuilding of the bridge object, solutions for protection against mining influence on the new viaduct and structural solutions enabling long-standing exploitation in conditions of significant deformations of the area. The results of observations conducted from finishing the rebuilding in December 2011 to June 2014 are also discussed.
Dr inż. Piotr Bętkowski*)
Przebudowa i zabezpieczenie przed wpływami
górniczymi niewielkiego wiaduktu kolejowego
zintegrowanego z nasypem
Rebuilding and protection against mining influence on the
small railway viaduct integrated with the embankment
Słowa kluczowe:
szkody górnicze, teren górniczy, wiadukt kolejowy, obserwacje Key words:
mining damage, mining area, railway bridge, monitoring
2. Opis konstrukcji uszkodzonego wiaduktu
Omawiany obiekt mostowy to niewielki wiadukt kolejowy zintegrowany z nasypem kolejowym. Do lipca 2011 roku, do czasu rozpoczęcia prac budowlanych przy przebudowie, obiekt składał się z dwóch części będących odrębnymi konstrukcjami. Konstrukcje te były przyporządkowane do poszczególnych torów:
– pod torem Nr 1 znajdował się łuk ceglany,
– pod torem Nr 2 zlokalizowana była konstrukcja żelbetowa ramowa.
Linia kolejowa jest zelektryfikowana. Dopuszczalna klasa obciążenia k+2 [10]. Pod wiaduktem przebiega droga gminna stanowiąca dojazd do posesji i pól.
Obiekt pod torem nr 1 to jednoprzęsłowy wiadukt kolejo- wy o konstrukcji łukowej, sklepionej. Materiał konstrukcyjny w całości stanowi cegła pełna. Od strony wlotu wykonane są trójkątne stojące skrzydła usytuowane ukośnie do osi podłuż- nej obiektu. Konstrukcja skrzydeł to mur ceglany połączony ze ścianą czołową tunelu (rys. 1). Geometria obiektu:
– światło poziome: 4,60 m, światło pionowe: 3,60 m (we- wnątrz obudowy górniczej),
– długość tunelu pod wiaduktem: 5,90 m, – długość całkowita skrzydeł skośnych: 5,90 m.
górniczych deformacji terenu (wzrost odkształceń i zużycia toru tuż poza konstrukcją).
Rys. 1. Ceglany wiadukt łukowy pod torem nr 1 [9]
Fig. 1. Brick arch viaduct under railway track no. 1 [9]
Na sklepieniu łuku (od spodu) widać liczne spękania, zacieki, wykwity. Konstrukcja wiaduktu jest zarysowana w wielu miejscach. Są to pęknięcia przechodzące przez całą grubość ścian ceglanych, nadłucza. Rysy dzielą konstrukcję na szereg luźno związanych ze sobą brył – na przemieszczanie się względem siebie tych brył i stąd na rozwarcie rys wpływ mają m.in. drgania pochodzące od taboru kolejowego (rys. 2).
Skrzydła wiaduktu są również silnie zarysowane, cegły w wielu miejscach są luźne. Duży fragment muru na prawym skrzydle jest całkowicie oddzielony od konstrukcji (rys. 3).
W roku 2010 zaobserwowano zwiększenie się szerokości szczelin/pęknięć w konstrukcji i dalsze rozluźnienie struktury ceglanego nadłucza – są to procesy nieodwracalne, negatywnie wpływające na stan konstrukcji. Kruchy wiadukt ceglany nie jest przystosowany do przenoszenia wpływów pochodzących od górniczych deformacji terenu [8, 11, 12]. Uszkodzenia są typowe dla murów ceglanych [7]. Wiadukt praktycznie utracił nośność [6, 10, 12].
W 2004 roku obiekt został prowizorycznie zabezpieczony stalową obudową górniczą z wypełnieniem bloczkami beto- nowymi przestrzeni pomiędzy nią a sklepieniem i ścianami (rys. 4). Bloczki są luźne, niektóre wypadły na drogę pod wiaduktem. Istotny problem to tynk ze ściany czołowej na wlocie do wiaduktu - odpadał płatami, co stanowiło zagro- żenie dla użytkowników drogi gminnej (rys. 1). Obudowa górnicza tymczasowo zabezpiecza przed awarią (rozpadem konstrukcji i dezintegracją fragmentu nasypu wraz z torem), ale nie jest w stanie przenieść obciążeń związanych z tabo- rem kolejowym, dlatego konieczne było umieszczenie nad wiaduktem konstrukcji odciążającej.
Konstrukcja wiaduktu została odciążona przez wbudowaną w tor stalową konstrukcję odciążającą (rys. 2). W listopadzie 2004 roku nad wiaduktem zabudowano tymczasową kon- strukcję odciążającą typu KO-21/73. Rozpiętość teoretyczna konstrukcji odciążającej wynosiła 21 m, długość całkowita 21,60 m. Stalowa konstrukcja odciążająca podparta została na końcach na prefabrykatach żelbetowych za pośrednictwem podkładów kolejowych drewnianych. Rolę ścianek zaplecz- nych (zabezpieczenie przed osuwaniem się tłucznia) pełniły podkłady drewniane wsparte na ceownikach zamocowanych w podporach. Żelbetowe płyty prefabrykowane o wymiarach 1,50 × 3,00 m ułożono na warstwie wyrównawczej z pospółki.
Konstrukcja odciążająca to miesięczny koszt wynajmu (kilka tysięcy złotych) oraz problemy integracji z torem w warunkach
Rys. 4. Wiadukt ceglany – obudowa górnicza z wypełnieniem bloczkami betonowymi [9]
Fig. 4. Brick viaduct – mining case with concrete blocks [9]
Rys. 2. Widok na tor na wiadukcie [9]
Fig. 2. View on the railway track on viaduct [9]
Rys. 3. Wiadukt ceglany – skrzydło południowe [9]
Fig. 3. Brick viaduct – southern flank [9]
Wiadukt pod torem nr 2 jest konstrukcją ramową jed- noprzęsłową – ramą zamkniętą – o przekroju poprzecznym prostokątnym (ze skosami). Od strony zewnętrznej (wyjazdu/
wjazdu) wykonane są skrzydła żelbetowe – zawieszone, połączone monolitycznie z wiaduktem, równoległe do toru kolejowego (rys. 5). Geometria obiektu:
– światło poziome: 4,92 m, światło pionowe: 3,95 m,
– długość całkowita wraz ze skrzydłami (pomiar równoległy do toru): 17,60 m,
– długość tunelu pod wiaduktem: 5,10 m.
– Zarówno dotychczasowa, jak i projektowana (planowa- na do końca obowiązującej koncesji, tj. do 2020 roku) eksploatacja górnicza kwalifikuje teren do III kategorii szkód górniczych. Prognozowane wartości wskaźników deformacji terenu do 2020 roku:
w=4,55 m, T=3,0 mm/m, e= -3,3 mm/m, e(dynamiczne)= -6,3 mm/m, R=24,8 km.
– Przewiduje się dalszą eksploatację górniczą w latach 2021÷2040. Prognozowane wartości wskaźników defor- macji terenu (od października 2009 do grudnia 2040 roku):
w=5,32 m, T=4,4 mm/m, e= -3,4 mm/m, e(dynamiczne)= -6,6 mm/m, R=22,6 km.
– Przejściowo mogą wystąpić rozpełzania podłoża do e=
1,5 mm/m.
– Wstrząsy pochodzenia górniczego mogą powodować drgania gruntu o przyspieszeniu do 20 mm/s .
– Możliwe jest podniesienie poziomu wód gruntowych do powierzchni terenu.
Istniejące uszkodzenia konstrukcji powinny być brane pod uwagę podczas oceny odporności statycznej i dynamicznej obiektu na wpływy górnicze [8]. Uszkodzony wiadukt nie jest zdolny do samodzielnego przenoszenia obciążeń od taboru kolejowego. Ciężki tabor kolejowy generuje drgania odczu- walne na uszkodzonych elementach wiaduktu ceglanego, potęguje wpływ górniczych deformacji terenu na konstrukcję.
Przed awarią i całkowitym rozpadem na bryły/części ceglany wiaduktu łukowy zabezpiecza tymczasowo obudowa górnicza oraz konstrukcja odciążające przenosząca obciążenia poza wiadukt. Pomimo powyższych zabezpieczeń, konieczne było ograniczenie prędkości taboru do 20 km/h.
W okresie przed rozbiórką wiaduktu ceglanego (lata 2009÷2010) zaobserwowano znaczne poszerzenie szczelin i większe niż w okresie wcześniejszym ruchy odseparowanych przez spękanie brył ceglanych podczas przejazdu taboru kole- jowego, świadczące o stałym pogarszaniu się stanu technicz- nego obiektu. W kolejnych latach (2010÷2020) prognozowano znaczne górnicze deformacje terenu.
4. Projekt nowego wiaduktu
Nowy wiadukt pod torem nr 1 zaprojektowano w for- mie jednoprzęsłowej żelbetowej, zamkniętej ramy. Rama w przekroju poprzecznym posiada kształt prostokątny, dopa- sowany do istniejącego pod torem nr 2 wiaduktu żelbetowego.
Żelbetowe skrzydła skośne są oddylatowane od ramy (ze względu na wpływy górnicze), posadowione na wspólnej pły- cie fundamentowej pełniącej rolę (w zależności od charakteru deformacji) ściągu lub rozpory [9].
Geometria obiektu:
– światło poziome: 4,95 m, światło pionowe użytkowe: 3,95 – długość eksploatacyjna (tunelu): 8,00 m.m
– długość całkowita (ze skrzydłami): 15,35 m.
Obiekt został przystosowany do pracy na III kategorii szkód górniczych. Konstrukcja powinna przenieść bezpiecznie dodatkowe obciążenia związane z górniczymi deformacjami terenu i parciem gruntu po podniesieniem docelowo o 5,5 m niwelety toru.
Nowy wiadukt zaprojektowano jako żelbetową ramę zamkniętą o przekroju prostokątnym. Grubość dolnej płyty wynosi 0,80 m. Posadowienie przyjęto jako bezpośrednie.
Grubość górnej płyty jest zmienna (ze względu na spadki związane z odwodnieniem) i wynosi 0,65÷0,68 m. Ściany pionowe mają grubość 0,60 m. Naroża wzmocniono poprzez nadanie skosów. W górnej części ramy (od wlotu) na całej Rys. 5. Wiadukt żelbetowy (pod torem nr 2) [9]
Fig. 5. Concrete viaduct (under railway track no. 2) [9]
Ogólnie stan techniczny wiaduktu pod torem nr 2 jest do- stateczny, brak oznak utraty nośności [6, 10, 12]. Znaleziono kilka rys na ścianach obiektu – rysy te prawdopodobnie nie powstały w wyniku prowadzonej eksploatacji górniczej, ich charakter nie jest naprężeniowy.
Rysy znajdują się przede wszystkim na krawędziach ścian na wlocie do tunelu (rys. 5). Maksymalna szerokość rys wynosi 0,7 mm. Przyczyny zarysowań to: brak „fazowania”
krawędzi ścian, słaby beton, nieprawidłowa grubość otuliny, czynniki atmosferyczne.
Na obu ścianach wewnątrz tunelu widać nad gruntem rysę poziomą (rys. 6) – rysa ta powstała w miejscu przerwy technologicznej związanej z betonowaniem wiadukt. Beton był tam źle zawibrowany, o czym świadczą rakowiny w są- siedztwie rysy. Eksploatacja górnicza zawsze w negatywny sposób działa na takie słabe miejsca konstrukcji.
Rys. 6. Wiadukt żelbetowy – rysa pozioma na ścianie bocznej Fig. 6. Concrete viaduct – horizontal crack on sidewall [9][9]
Uwaga: w publikacji zajęto się głównie wiaduktem cegla- nym pod torem nr 1, który został przebudowany (rozebrano stary wiadukt, wybudowano nowy obiekt).
3. Eksploatacja górnicza dokonana i prognozowana Na podstawie kwestionariusza-opinii uzyskanego z wła- ściwego Okręgowego Urzędu Górniczego oraz informacji od
„fedrującej” w rejonie wiaduktu Kopalni (wg [5]) ustalono dane do projektu przebudowy (stan na połowę października 2009).:
– Eksploatację górniczą w rejonie wiaduktu przeprowadzono w latach 1981÷2009: w=2,61 m, T=14,7 mm/m, e= 2,7 mm/m, e(dynamiczne)= 5,4 mm/m, R=-25,7 km.
szerokości ramy wykształcono żelbetową ścianę czołową o grubości 0,6 m i wysokości 2,2 m połączoną z ramą w sposób monolityczny. W obliczeniach uwzględniono wpływ eksplo- atacji górniczej: odkształcenie poziome (dodatkowe parcie gruntu), krzywiznę terenu. Aby uwzględnić efekt skręcania konstrukcji i nierównomiernych osiadań wykonano model przestrzenny MES (rys. 7, 8).
(i tym samym nieuniknionego poszerzania) nasypu uległy- by zniszczeniu.
Rys. 8. Rama – parcie gruntu na ściany boczne [9]
Fig. 8. Frame – pressure of ground on sidewalls [9]
Rys. 7. Model ramy – grubości elementów [9]
Fig. 7. Model of frame – thicknesses of elements [9]
Skrzydła nowego wiaduktu zaprojektowano jako żelbeto- we, trapezowe, skośne do wiaduktu. Skrzydła są całkowicie oddylatowane od ramy (także na poziomie płyty fundamen- towej). Posadowienie skrzydeł jest bezpośrednie. Skrzydła są połączone dołem za pośrednictwem żelbetowej płyty funda- mentowej o grubości 0,8 m, pod tą płytą denną przewidziano poduszkę piaskową o grubości 0,5 m Długość skrzydeł wynosi 7,50 m (7,35 m mierząc w osi drogi gminnej), grubość 0,60 m. Naroża łączące ściany pionowe z płytą denną wzmocniono poprzez nadanie skosów. Wpływ górniczych deformacji terenu uwzględniono wykonując szereg analizy Metodą Elementów Skończonych MES (rys. 9, 10).
Ze względu na znaczne prognozowane osiadania górni- cze terenu powodujące konieczność podnoszenia niwelety toru oraz charakter konstrukcji (rama utopiona w nasypie) umożliwiający ciągłe i płynne podnoszenie niwelety toru - wykonanie schodów skarpowych (zalecanych wg [13]) jest bezcelowe, ponieważ schody takie podczas podnoszenia
Rys. 10. Skrzydła – modelowanie krzywizny niecki [9]
Fig. 10. Flanks – modeling curvature of depression [9]
Rys. 9. Skrzydła – podział na elementy skończone [9]
Fig. 9. Flanks – division into finite elements [9]
Obiekt pod torem nr 1 (nowy wiadukt) przystosowano do przenoszenia wpływów eksploatacji górniczej poprzez przyję- cie schematu statycznego ramy prostokątnej zamkniętej w peł- ni monolitycznej. Rama ta jest sztywniejsza od otaczającego ośrodka gruntowego, stąd deformacje górnicze w warstwie kontaktowej obiekt-nasyp dotyczą głównie podatnego gruntu.
Rama ta nie ma urządzeń dylatacyjnych i ułożyskowania (brak wydzielonego przęsła) przęsła, co obniża koszty utrzymania.
Ponieważ łączna długość tunelu (ramy) i skrzydeł zdecydo- wanie przekracza 10 m, czyli dopuszczalną na III kategorii szkód długość bez dylatacji (tunel 8 m, skrzydła 7,35 m, razem 15,35 m) oddylatowano skrzydła od ramy – skrzydła ze względu na wpływ krzywizny terenu i rozpełzań/spełzań zostały w całości oddylatowane od ramy. Są posadowione na wspólnej płycie fundamentowej (zgodnie z wytycznymi [14, 15]). W celu ograniczenia osiadania i przechylania się skrzydeł, skrzydła oparto na wspólnym fundamencie – płycie fundamentowej oraz posadowiono na tym samym poziomie, co płyta denna ramy (wiaduktu). Płyta fundamentowa skrzy- deł jest oddylatowana od płyty dennej ramy (rama i skrzydła mają oddzielne płyty fundamentowe).
Ze względu na znaczne prognozowane osiadania terenu konieczne będzie podnoszenie nasypu kolejowego nad obiek- tem (obiekt jest osadzony w nasypie). Założono możliwość podniesienia w przyszłości nasypu nad obiektem o 5,5 m (prognoza osiadań do 2040 roku) oraz możliwość nadbudo- wy skrzydeł i ściany czołowej o 3 m (dodatkowe obciążenia uwzględniono w zestawieniu obciążeń i przy wymiarowaniu zbrojenia). Wiadukt jest dostosowany bezpośrednio do pod- niesienia nasypu o 2,5 m (prognozowane osiadania do końca 2016 roku) – ściana czołowa i skrzydła są odpowiednio wyższe. Takie działanie uwzględniające na etapie projekto- wania korektę niwelety toru kolejowego jest ważne, ponieważ późniejsza ingerencja w konstrukcję mostową zintegrowaną z nasypem jest nie zawsze możliwa i zawsze kosztowana (Inwestor - Kopalnia powinien być tego świadom).
Posadowienie ramy i skrzydeł przyjęto jako bezpośrednie.
Podatność konstrukcji (skrzydeł i ramy) do przejmowania odkształceń podłoża wywołanych eksploatacją górniczą zapewniono poprzez posadowienie na poduszce piaskowej o grubości 0,5m z piasku średniozagęszczonego o Id=0,9 i dodatkowej płycie dennej pod poduszką. Z uwagi na słaby grunt zalęgający na głębokości 3÷4 m p.p.t. wymieniono grunt i aby wyrównać naprężenia działające na podłoże z nasypu i wiaduktu wykonano płytę żelbetową o grubości 0,3 m i około.
1 m szerszą niż rama. Nad tą płytą stabilizującą podłoże, a pod płytą denną, wykonano opisaną powyżej poduszkę piaskową.
W obliczeniach statycznych przy wyznaczaniu ekstre- malnych sił wewnętrznych w ramie i skrzydłach uwzględ- niono dodatkowe parcie i odpory od wpływów eksploatacji górniczej kategorii III. Do analiz MES (Metoda Elementów Skończonych) przyjęto ekstremalne wartości wskaźników deformacji, korzystając z prognoz dostarczonych przez Kopalnię (do 2040 roku): w=5,32 m, T=4,4 mm/m, e= -6,6 mm/m (dynamiczne), R=22,6 km (przyjęto w analizach, zgod- nie z prognozami górniczymi, że przejściowo mogą wystąpić rozpełzania do e= 1,5 mm/m).
Wpływ deformacji terenu zwiększono, stosując współ- czynniki bezpieczeństwa gf. Wiadukt nie ma wydzielonej oddylatowanej bryły przęsła, charakter pracy konstrukcji w aspekcie wymuszeń górniczych odpowiada raczej skrzy- niom fundamentowym dużych budowli kubaturowych, stąd wartości współczynników bezpieczeństwa przyjęto wg wymagań ITB [14], a nie wg propozycji Rosikonia [11, 15].
Przyjęto: gf,e=1,3 (odkształcenie poziome); gf,T=1,2 (nachy- lenie terenu); gf,K=1,7 (krzywizna terenu).
Korekta niwelety torów kolejowych linii PKP w rejonie obiektu jest możliwa dzięki zaprojektowanym wyższym skrzydłom i odpowiednio podniesionej ściance czołowej zlokalizowanej od strony wlotu pod wiadukt. Ramę i skrzydła zaprojektowano na prognozowane obciążenia, uwzględniając przyszłe podniesienie nasypu o 5,5 m (do 2040 r.).
Na przyległym do przebudowywanego obiekcie, zlokalizo- wanym pod torem nr 2, wykonano we wrześniu i październiku 2011 roku powierzchniowe naprawy betonu. Uzupełnienie ubytków betonu poprawia współpracę betonu i stali zbroje- niowej, powstrzymuje procesy korozyjne, likwiduje miejsca koncentracji naprężeń (nieciągłości, karby konstrukcyjne).
Poprawie uległa zdolność obiektu do przejęcia górniczych deformacji terenu.
5. Przebudowa wiaduktu
Podstawowe problemy projektowe i wykonawcze doty- czyły właściwego dowiązania do istniejącego toru i drogi pod obiektem - należy tak zaprojektować posadowienie wiaduktu, aby nie osiadał on bardziej niż teren oraz mniej niż nasyp. Ta
druga sytuacja w przypadku stosowania pali fundamentowych i „przesztywnienia” podłoża jest obecnie częściej spotykana.
Konieczne jest wyrównanie naprężeń pod wiaduktem i nasy- pem w poziomie posadowienia.
Kosztowny problem to zabezpieczenie ciągłości ruchu kolejowego (wynajem, transport i montaż konstrukcji odcią- żających to rząd kilkuset tysięcy złotych).
Na aktywnych terenach górniczych teren osiada. Wartości osiadań z uwagi na krzywiznę terenu nie są stałe. Konieczne jest wyznaczenie rządnych niwelety toru bezpośrednio przed układaniem toru, montażem konstrukcji obciążających, itp.
w odniesieniu do sytuacji poza przebudowywanym wiaduktem (niweleta toru nie może mieć załamań). Wartości korekty wysokościowej na rzędnych naniesionych w dokumentacji projektowej rzadko są takie same na wszystkich punktach kontrolnych.
Poniżej zamieszczono kilka zdjęć z przebudowy, ilustrują- cych omawiane powyżej problemy. Na rysunku 11 pokazano wykonywanie poduszki piaskowej pod nowym wiaduktem.
Na rysunku 12 widok na tor na wiadukcie w końcowej fazie przebudowy obiektu, widoczne są konstrukcje odciążające zabudowane w obu torach.
Rys. 12. Widok na konstrukcje odciążające [9]
Fig. 12. View on the structure lightening [9]
Rys. 11. Wykonywanie poduszki piaskowej [9]
Fig. 11. Making the sand layer [9]
Wiadukt po przebudowie oddano do eksploatacji w grud- niu 2011 roku (rys. 13, 14, 15).
6. Wnioski z trzech lat obserwacji
Obiekt jest regularnie obserwowany - przynajmniej raz w miesiącu lub częściej w przypadku ujawnienia się wpły-
wów eksploatacji górniczej w rejonie obiektu. Podczas wizji lokalnych dokonywano przeglądu wszystkich elementów wiaduktu (m.in. konstrukcji nośnej przęseł i przyczółków, elementów wyposażenia, stanu nasypów oraz nawierzchni kolejowej/drogowej nad i pod obiektem). Działania takie powinny zapewnić bezpieczną eksploatację obiektu (także toru kolejowego i drogi pod wiaduktem).
Na obiekcie znajdują się zastabilizowane znaki pomiarowe (repery) ze stali nierdzewnej i kwasoodpornej, przeznaczone do pomiarów geodezyjnych – 14 szt. (rys. 16).
Punkty 1a, 2a, 3, 4 zlokalizowane są na górze ścian.
Punkty d1÷d12 zlokalizowane są na dole ścian bocznych i skrzydeł. Na wszystkich reperach wykonywane są pomiary wysokościowe.
Pomiędzy punktami d2-d7, d3-d6, 1a-4, 2a-3 mierzono odległości. Mierzono także szerokość szczelin dylatacyjnych (pomiędzy punktami): d1-d2, d3-d4, d5-d6, d7-d8. Pomiary geodezyjne wykonywane są 3÷4 razy w roku.
Rys. 15. Szczelina dylatacyjna między wiaduktem i skrzydłami Fig. 15. Crevice dilatation between the viaduct and flanks [9][9]
Rys. 13. Wiadukt pod torem nr 1 po przebudowie [9]
Fig. 13. Viaduct under railway track no. 1 after rebuilding [9]
Rys. 14. Widok na tor na wiadukcie po przebudowie [9]
Fig. 14. View on railway track no. 1 after rebuilding [9]
Rys. 16. Lokalizacja reperów [9]
Fig. 16. Location of bench mark [9]
W okresie od grudnia 2011 do czerwca 2014 obiekt osiadł o około 55 cm. Osiadania były zbliżone do prognoz. W podło- żu wystąpiły niewielkie rozpełzania (rozciągania), nieistotne dla obiektu. Szerokość szczelin dylatacyjnych uległa zmienia od -1 mm do + 5 mm w zależności od położenia eksploato- wanych ścian względem obiektu.
W okresie od stycznia 2011 do czerwca 2014 roku nie zaobserwowano sytuacji awaryjnej zagrażającej bezpieczeń- stwu obiektu. Obiekt bezpiecznie przeniósł dotychczasowe wpływy eksploatacji górniczej. Co ważne, brak różnicy osiadań na dojazdach do wiaduktu zarówno na wiadukcie, jak i pod wiaduktem, co świadczy o prawidłowym zrówno- ważeniu naprężeń w podłożu gruntowym pochodzących od nasypu i obiektu.
7. Podsumowanie i wnioski końcowe
Zintegrowanie wiaduktu z nasypem w przypadku nie- wielkich kolejowych obiektów mostowych jest korzystne, ponieważ można podnosić płynnie niweletę przez podbicie toru. Obiekt nie rozcina nasypu i w niewielkim stopniu in- geruje w tor - co w przypadku górniczych deformacji terenu jest korzystne, ponieważ nie dochodzi do kumulowania się wpływu deformacji terenu tuż za przyczółkami - często ob- serwowanego w przypadku tradycyjnych przęseł mostowych [1, 2, 3, 4].
Konstrukcja powinna umożliwiać późniejsze podnoszenie niwelety toru zarówno pod względem geometrii, stabiliza- cji nasypu, jak i konieczności przenoszenia dodatkowych obciążeń. Odpowiednie zabezpieczenia należy przewidzieć na etapie projektowania. Wszelkie późniejsze ingerencje w konstrukcję są szalenie kosztowne ze względu na ingerencję w czynny tor kolejowy - koszt usuwania szkód górniczych rośnie z kilku tysięcy złotych (podbicie toru) do kilkuset tysię- cy (wzmacnianie konstrukcji, podniesienie ścian, utrzymanie ciągłości ruchu).
Z uwagi na przestrzenny model pracy konstrukcji celo- we w analizach są przestrzenne modele MES. Taka analiza pozwala optymalizować m.in. sztywność poszczególnych elementów konstrukcji pod kątem przenoszenia górniczych deformacji terenu oraz dobrze zintegrować wiadukt z nasy- pem. „Przesztywnienie” konstrukcji może powodować stałe problemy, np. w postaci deformacji toru na dojazdach do obiektu.
Literatura:
1. Bętkowski P.: Dostosowanie obiektów mostowych do obniżonego koryta rzek i potoków. Przegląd górniczy nr 8/2014, s.65÷70.
2. Bętkowski P.: Obserwacja i naprawa dwuprzęsłowego stalowego mostu kolejowego położonego na terenach górniczych. Ochrona obiektów na terenach górniczych (Praca zbiorowa pod red. A. Kowalskiego).
Katowice, Główny Instytut Górnictwa 2012, s. 17÷25.
3. Bętkowski P., Pradelok S.: Analiza obliczeniowa możliwości zabez- pieczenia ramownicowego obiektu mostowego na znaczne wpływy górnicze. Budownictwo i Architektura 2013 vol. 12, nr 2, s. 7÷14.
4. Bętkowski P., Pradelok S., Salamak M.: Concrete frame bridge impacted by mining deformations. The 9th Central European Congress on Concrete Engineering CCC 2013. Wrocław, Poland, September 4-6, 2013. Wrocław, Dolnośląskie Wydawnictwo Edukacyjne 2013, s. 192÷195.
5. Białek J.: Algorytmy i programy komputerowe do prognozowania de- formacji terenu górniczego. Wyd. 1. Gliwice Wydawnictwo Politechniki Śląskiej, 2003.
6. Instrukcja o utrzymaniu kolejowych obiektów inżynieryjnych Id-16.
PKP Polskie Linie Kolejowe S.A., Warszawa 2004.
7. Kawulok M.: Szkody górnicze w budownictwie. Wyd. 1. Warszawa Wydawnictwo ITB 2010.
8. Kwiatek J.: Obiekty budowlane na terenach górniczych. Wyd. 2.
Katowice GIG 2007.
9. Materiały własne autora (Piotr Bętkowski).
10. PN-85/S-10030. Obiekty mostowe. Obciążenia.
11. Rosikoń A.: Budownictwo komunikacyjne na terenach objętych szko- dami górniczymi. Wyd. 1. Warszawa WKŁ 1979.
12. Sznurowski M.: Utrzymanie mostów kolejowych. Wyd. 1. Warszawa WKŁ 1969.
13. Warunki techniczne dla kolejowych obiektów inżynieryjnych Id-2.
Warszawa 2005.
14. Wymagania techniczne dla obiektów budowlanych wznoszonych na tere- nach górniczych. Instrukcja nr 364/2007, Instytut Techniki Budowlanej, Warszawa 2007.
15. Wytyczne techniczno-budowlane projektowania i wykonywania obiektów mostowych na terenach eksploatacji górniczej. Ministerstwo Komunikacji. Warszawa 1977.
*) Politechnika Śląska w Gliwicach, **) AGH w Krakowie, **) Politechnika Krakowska
UKD 624.014.2:624.2/.8:625.1:624.131
Treść: W wyniku prowadzonej eksploatacji górniczej dochodzi do deformacji powierzchni terenu. W przypadku obiektów liniowych, takich jak obiekty mostowe, ważne jest wzajemne położenie względem siebie poszczególnych elementów mostu: przęseł, filarów, podpór. Na przemieszczanie się tych elementów ma wpływ zarówno charakter górniczych deformacji terenu, jak i układ ułożyskowania. Wrażliwa na deformacje terenu konstrukcja mostu wymaga stałej kontroli jego geometrii. Zastosowanie automatycznego systemu monitorowania pozwala na zwiększenie jakości i dokładności informacji o zmianach zachodzących w obiekcie przy jednoczesnym obniżeniu nakładu pracy na pozyskiwanie danych i ich analizę, co przekłada się w istotny sposób na wzrost bezpieczeństwa analizowanej konstrukcji. W artykule opisano doświadczenia z użytkowania systemu monitorowania konstrukcji mostu kolejowego poddanego oddziaływaniu eksploatacji górniczej. Dokonano analizy potrzeb związanych z cią- głą kontrolą stanu technicznego, podano zasady budowy systemu oraz przedstawiono pierwsze wyniki pracy automatycznego systemu monitorowania zainstalowanego na obiekcie.
Abstract: Mining area deformations occur as a result of mining exploitation. In the case of linear objects such as bridge objects, it is important to mutual putting towards the elements of a bridge such as: spans, pillars, supports. The displacements of these elements depend on the nature of mining deformation and also on the system of bearings. Bridge structure susceptible to area deformation requires constant monitoring of its geometry. The use of automatic SHM system allows to increase the quality and accuracy of information relating to the changes occurring within the structure, while reducing the amount of work for data acquisition and analysis, resulting in a significant increase of the structure safety. This paper presents the experiences from making use of the monitoring system for structures of a railway bridge subjected to the influence of mining exploitation.
The paper also presents an analysis of requirements for the continuous control of the structural health of a bridge structure, the rules of building of the automatic SHM and the first results of the automatic SHM system installed on the structure.
Dr inż. Piotr Bętkowski*)
Doświadczenia z użytkowania systemu monitorowania
konstrukcji mostu kolejowego poddanego oddziaływaniu
eksploatacji górniczej
Experiences from making use of structural health monitoring of a rail bridge
structure impacted by mining deformations
Słowa kluczowe:
system monitorowania konstrukcji, wiadukt kolejowy, teren górniczy, deformacje terenu Key words:
SHM, railway bridge, mining area, area deformation
Dr inż. Łukasz Bednarski**) Dr inż. Rafał Sieńko***)
1. Wprowadzenie
Działalność górnicza może być powodem uszkodzeń obiektów budowlanych. W wyniku prowadzonej eksploata- cji górniczej dochodzi do deformacji powierzchni terenu.
W przypadku obiektów liniowych, takich jak obiekty mo- stowe, ważne jest wzajemne położenie względem siebie poszczególnych elementów mostu: przęseł, filarów, podpór.
Elementy te to bryły sztywne, które w przypadku popularnego na terenach górniczych schematu statycznego belki swobodnie podpartej, mogą się względem siebie przemieszczać [2, 8, 9].
Na przemieszczanie się tych brył ma wpływ zarówno charakter
deformacji terenu, jak i układ ułożyskowania. Łożyska sta- bilizują i regulują pracę układu przęsło-podpora. W wyniku górniczych deformacji terenu dochodzi do obrotu podpór względem przęseł. Łożyska jednokierunkowe, typowe dla mostów kolejowych, mogą ulec zablokowaniu. Może dojść wtedy do ścięcia łożysk i niekontrolowanego ruchu przęseł, nawet do zsunięcia się przęsła z podpór i katastrofy budow- lanej. Duże siły poziome generowane przez tabor kolejowy stanowią w takich przypadkach dodatkowe zagrożenie dla uszkodzonej konstrukcji.
Podstawą kontroli stanu technicznego obiektu jest in- formacja o zachodzących w nim zmianach. Pozyskiwanie takich informacji jest możliwe na drodze regularnych prze- glądów, pomiarów geodezyjnych oraz poprzez instalację automatycznego systemu monitorowania [4, 5, 7]. Wrażliwa na deformacje terenu konstrukcja mostu wymaga stałej kon- troli jego geometrii. Zastosowanie automatycznego systemu monitorowania pozwala na zwiększenie jakości i dokładno- ści informacji o zmianach zachodzących w obiekcie przy jednoczesnym obniżeniu nakładu pracy na pozyskiwanie i analizę tych danych, co przekłada się w istotny sposób na wzrost bezpieczeństwa analizowanej konstrukcji [1, 10].
W niniejszej pracy przeprowadzono analizę potrzeb związa- nych z ciągłą kontrolą stanu technicznego obiektu mostowego oraz przedstawiono pierwsze wyniki pracy automatycznego systemu monitorowania zainstalowanego na obiekcie, w ob- rębie którego prowadzona jest eksploatacja górnicza.
2. Lokalizacja i opis obiektu
Przedmiotowy most kolejowy położony jest w miejsco- wości Pawłowice nad ul. Wyzwolenia i potokiem Pawłówka.
Ulica Wyzwolenia i potok krzyżują się z osią obiektu pod kątem zbliżonym do kąta prostego. Potok to niewielki ciek wodny w korycie umocnionym przez częściowe obrukowanie.
Most zlokalizowany jest w km 23.449 linii PKP NR 159 Orzesze-Wodzisław Śląski, szlak Warszowice – posterunek odgałęźny Studzionka. Na moście, a właściwie na dwóch równoległych mostach, ułożone są dwa tory kolejowe – jeden tor na każdym z obiektów. Linia kolejowa PKP NR 159 jest mocno obciążona. Intensywny ruch towarowy i osobowy po- woduje, że prowadzenie remontów na obiektach mostowych jest utrudnione.
Most składa się z dwóch części będących odrębnymi konstrukcjami. Konstrukcje te są przyporządkowane do po- szczególnych torów:
– pod torem nr 1 znajduje się obiekt stalowy nitowany, – pod torem nr 2 znajduje się obiekt stalowy spawany.
Każdy z obiektów wykonany jest jako dwuprzęsłowy, o dwóch swobodnych stalowych przęsłach. W każdym z przę- seł można wyróżnić dwa dźwigary blachownicowe. Pomost wykonany został jako otwarty. Podporę pośrednią (filar)
i skrajne wykonano jako żelbetowe, przyczółki posadowio- no na nasypie, a skrzydła wykonano równolegle do osi toru (rys. 1).
Pod torem nr 1 znajduje się most stalowy nitowany (most zachodni). Jest to starszy obiekt, wzniesiony w 1946 roku. Elementy konstrukcyjne stalowe są łączone na nity.
Konstrukcja mostu składa się z dwóch dłuższych przęseł głównych (23,7 m każde) i dwóch krótkich, o znacznie mniej- szym przekroju poprzecznym, przęseł skrajnych o długości całkowitej 2,0 m, wysuniętych poza blachownicę główną o 1,6 m (rys. 2). Przęsła te, ze względu na swoją małą długość i niewielką sztywność, nie wpływają w sposób istotny na pracę dźwigarów głównych. Łożyska na zewnętrznych końcach przęseł skrajnych przede wszystkim ograniczają ich ugięcia.
Geometria obiektu:
– światło poziome: 2 x 20,7 m (w dwóch przęsłach głównych), – długość każdego z przęseł: 26,9 m (wraz z przęsłem
skrajnym),
– światło pionowe: 8,15 m (nad jezdnią), – długość eksploatacyjna: ok. 60,00 m (z przyczół-
kami).
Rys. 1. Widok od strony wschodniej na most [6]
Fig. 1. View of the east side of the bridge [6]
Rys. 2. Widok na przyczółek i przęsło skrajne [6]
Fig. 2. View of the abutment and span [6]
Pod torem nr 2 znajduje się most stalowy spawany (most wschodni). Jest to nowszy z dwóch równoległych obiektów wzniesiono w 1973 roku jako stalowy, spawany most belkowy.
Przyczółki mostu po torem nr 2 oddylatowano od przyczółków obiektu pod torem nr 1. Filar (podpora pośrednia) dobudowano do istniejącego filara mostu pod torem nr 1 w taki sposób, że tworzą one jedną konstrukcję.
Geometria obiektu:
– światło poziome: 2 × 22,5 m, – długość każdego z przęseł: 27,50 m,
– światło pionowe: 8,20 m (nad jezdnią), – długość eksploatacyjna: ok. 60,00 m (z przyczółkami).
3. Eksploatacja górnicza
Pomiary geodezyjne były wykonywane praktycznie od początku eksploatacji złóż węgla w rejonie mostu, tj. od maja 1973 roku. Przed tą datą nie było na tych terenach żadnej eksploatacji górniczej. Zmierzone osiadania od maja 1973 do kwietnia 2014 roku wynosiły:
– przyczółek północny około 2,09 m, – przyczółek południowy około 1,89 m.
Przemieszczenia poziome od marca 1994 do kwietnia 2014 roku (przed 1994 rokiem brak jest regularnych pomiarów odległości przyczółków):
– odległość przyczółków obiektu pod torem nr 1 zmalała o 83 mm (w osi toru),
– odległość przyczółków obiektu pod torem nr 2 zmalała o 80 mm (w osi toru).
Zaobserwowano skręcanie przyczółków względem osi mostu (toru) skutkujące zmianą odległości krawędzi przyczół- ków. Przykładowo pod torem nr 2 odległość ta zmalała o 88 mm po stronie wschodniej i o 72 mm po stronie zachodniej.
Nie prowadzono pomiarów szerokości szczelin dylatacyj- nych i przemieszczeń łożysk (pomimo tego, że na łożyskach są zamontowane wskaźniki przemieszczeń).
Obecnie w rejonie wiaduktu prowadzona jest eksploatacja w ścianie W4, pokład 361 na głębokości około 900 m p.p.t.
Miąższość wybieranego pokładu to 2,6 m. Wpływy poprzed- niej eksploatacji prowadzonej w rejonie obiektu na początku 2012 roku już ujawniły się na powierzchni – stąd mierzone obecnie deformacje terenu należy odnosić przede wszystkim do ściany W4, pokład 361.
Ściana ta zbliżała się jesienią 2013 roku do obiektu od północy (mierzono rozpełzania terenu). Wiosną (kwiecień) 2014 roku eksploatacja przeszła pod obiektem (oś ściany znaj- dowała się na wschód od obiektu). Zakończenie eksploatacji w ścianie W4 powinno nastąpić jesienią 2014 roku. Wówczas środek niecki osiadań związanej z tą ścianą zlokalizowany będzie na południowy wschód od obiektu, a wiadukt znajdzie się na zboczu niecki osiadań.
Czas ujawniania się wpływów eksploatacji na powierzchni to od około 2 miesięcy do nawet 1,5 roku. Czasookres ten zależy od budowy geologicznej zalegającego nad pokładem górotworu – im większa wytrzymałość skał, tym później ujaw- niają się wpływy górnicze na powierzchni i na ogół przyrost deformacji jest szybszy.
Obecnie (początek lipca 2014 roku) teren spełza, przyczół- ki zbliżają się do siebie. Docelowo, w związku z eksploatacją ściany W4 (pokład 361) oszacowano, że możliwe jest zbliżenie przyczółków o ok. 60 mm.
Prognozowane wartości wskaźników deformacji terenu (na koniec 2014 roku).:
w =-0,40 m (osiadania terenu),
TII = 1,0 mm/m (wychylenie w płaszczyźnie równoległej do osi toru w kierunku południowym),
T┴ = -1,7 mm/m (wychylenie w płaszczyźnie prostopadłej do osi toru w kierunku wschodnim),
εII = -1,2 mm/m (spełzania w płaszczyźnie osi mostu/toru), ε┴ = -0,6 mm/m (spełzania w płaszczyźnie prostopadłej do
osi mostu).
W 2011 roku wykonano pełną inwentaryzację łożysk z określeniem aktualnej swobody przemieszczeń pomostu względem podpór, dokonano pomiarów szerokości szczelin dylatacyjnych, niwelety oraz pochylenia bocznego toru.
Wykorzystując prognozy górnicze przeprowadzono ocenę ak- tualnych i wymaganych możliwości kinematycznych przęseł.
Konieczna okazała się przebudowa łożysk i korekta szerokości niektórych szczelin dylatacyjnych. Obliczono, że do 2020 roku każdy z przyczółków może zbliżyć się do filara środkowego o 150 mm. Obiekt dostosowano do przejęcia prognozowanych do 2020 roku wpływów górniczych pod koniec 2012 roku.
4. Potrzeba monitorowania konstrukcji mostu
Realne zagrożenia związane z planowaną eksploatacją górniczą.:
– prognozowane są spełzania (ściskanie) terenu, co powo- dować będzie zbliżanie przyczółków,
– wysoki spękany filar żelbetowy jest podatny na wychylenia i siły poziome,
– może dojść do zablokowania łożysk jednokierunkowo- -przesuwnych wskutek skręcania przyczółków – w przed- miotowym obiekcie są to łożyska ślizgowe i wałkowe.
Łożyska prowadzące ślizgowe (most pod torem nr 1) i wałkowe (tor nr 2) tylko wtedy pracują prawidłowo, gdy przemieszczenia pojawiają się wzdłuż jednej osi (na którą należy je ustawić). W analizowanym przypadku charakter deformacji jest skośny do obiektu, przyczółki i filar mogą być zatem skręcane względem osi obiektu. W przypadku blokady łożysk pojawią się nowe zarysowania na filarze i przyczółkach. Możliwe jest również uszkodzenie lub nawet zniszczenie podpór stałych oraz łożysk.
Obiekt jest wrażliwy na prognozowane skręcanie przy- czółków, gdyż łożyska jednokierunkowo-przesuwne ulegają szybkiemu zaklinowaniu w przypadku jednoczesnego obrotu i przemieszczenia liniowego skrajnych podpór. Na skutek tego zjawiska przęsło traci możliwość niezależnego przemiesz- czania się względem przyczółka, co powoduje powstanie pary sił poziomych w płaszczyźnie poziomej. Zagrożone są przęsła nieprzygotowane do przenoszenia takich momentów zginających oraz spękany filar nieodporny na siły ścinające powstające w płaszczyźnie płyt dolnych łożysk. W celu za- pewnienia bezpieczeństwa obiektu ważne jest zatem częste wykonywanie rektyfikacji płyt dolnych łożysk, aby wyelimi- nować wpływ skręcenia przyczółków na przęsło.
Ze względu na złożone warunki geotechniczne w rejonie obiektu (obecność potoku) charakter deformacji jest trud- ny do prognozowania. Filar posadowiony jest na gruntach rodzimych (w podłożu przeważają piaski gliniaste, piaski pylaste, gliny). Z filara na grunt przenoszone jest znaczne obciążenie (duży ciężar własny, połowa ciężaru obu przęseł, tabor). Przyczółki natomiast posadowione są na nasypie, mają duże wymiary płyt fundamentowych, są niskie i przenoszą obciążenie tylko z połowy przęsła każdy.
W rejonie mostu prowadzona jest eksploatacja wielokrotna na różnych kierunkach w stosunku do obiektu, co powodu- je, że wpływy poszczególnych eksploatacji nakładają się w czasie.
Powyższe czynniki sprawiają, że prognozowane wartości przemieszczeń poziomych w przeszłości w sposób istotny różniły się od wartości mierzonych, stąd konieczne jest pro- wadzenie regularnych pomiarów geodezyjnych i ewentualna ponowna korekta położenia łożysk i szerokości szczelin dylatacyjnych przed 2020 rokiem.
5. System monitorowania konstrukcji (ShM)
W październiku 2013 roku na wschodniej części obiektu został zainstalowany automatyczny system monitorowania konstrukcji. System składa się z podsystemu obserwacyjne- go odpowiedzialnego za zbieranie informacji i przesyłanie danych oraz podsystemu ostrzegawczego odpowiedzialnego za analizę pozyskiwanych wyników pomiarów i informowa- nie użytkownika o nadchodzących zagrożeniach. Zgodnie z Instrukcją ITB 443/2009 [3] urządzenie to można zakwa- lifikować do grupy systemów monitorowania konstrukcji.
Jako wielkości fizyczne, których zmiana ma istotny wpływ na zmianę stanu technicznego obiektu, zostały wybrane prze- mieszczenia przęseł względem podpór wzdłuż osi obiektu oraz przemieszczenia kątowe podpór (przechyły) w dwóch prostopadłych płaszczyznach pionowych.
Rozmieszczenie punktów pomiarowych przedstawiono na rysunku 3.
Z uwagi na planowany, 10-letni okres monitorowania, do budowy systemu wykorzystano strunowe czujniki (przetwor- niki) przemieszczeń o zakresie pomiarowym 200 mm oraz
strunowe czujniki kąta (rys. 4). System zasilany jest z aku- mulatorów, wymienianych w czasie okresowych przeglądów obiektu. Wskazania czujników odczytywane są co 15 minut, a następnie raz na dobę za pośrednictwem sieci GSM prze- syłane są do serwera pomiarowego, gdzie następuje ich przetwarzanie i automatyczna analiza. System generuje codzienne raporty o pracy konstrukcji i wysyła je do osób odpowiedzialnych za jej bezpieczeństwo.
6. Wyniki ciągłych pomiarów
Instalacja systemu oraz rozpoczęcie zbierania danych jesienią 2013 roku pozwoliło zaobserwować początek ujaw- niającego się wpływu eksploatacji górniczej na monitorowany obiekt. Zmiana odległości przęseł względem przyczółków za- obserwowana została na początku kwietnia 2014 roku. W tym czasie pod obiektem przechodził front ekspolatacji górniczej.
Ujemny znak pomiarów na poniższych wykresach oznacza zamykanie się szczeliny dylatacyjnej. Przyrost przemieszczeń jest szczególnie widoczny na przyczółku północnym (czujniki P1 i P2 na rys. 5, rys. 6).
Brak wyraźnego powiązania przemieszczeń rejestrowa- nych przez czujnik P2 ze zmianami temperatury świadczy o zaklinowaniu się lub trwałym uszkodzeniu łożyska prze- suwnego na podporze.
Zaobserwowano również przemieszczenia przęseł wzglę- dem nieprzesuwnej podpory środkowej (filara). Wartości dodatnie dla przęsła NE świadczą o jego przemieszczeniu się w kierunku przyczółka. Część zmierzonego przemieszczenia związana jest z wyczerpywaniem luzów w połączeniach mię- dzy blachownicą mostu, podporą stalową a filarem żelbeto- wym. Niestety z pewnością dochodzi również do deformacji podpór stalowych oraz skręcania filara względem jego osi.
Zaobserwowane przemieszczenia liniowe potwierdzone zostały pomiarami przemieszczeń kątowych przyczółków i filara. W pomiarach tych, elementy mostu traktowane były jako bryły sztywne.
Rys. 3. Rozmieszczenie punktów pomiarowych: P – pomiary przemieszczeń, K – pomiary kątów [6]
Fig. 3. Distribution of measurement points: P - measurements of displacement, K – measurements of angles [6]
Rys. 4. Konstrukcje wsporcze do mocowania czujników kąta i czujników przemieszczeń na podporze środkowej [6]
Fig. 4. Support structures for mounting angle sensors and di- splacement sensors at intermediate support [6]
Rys. 5. Wykres przemieszczeń wzdłuż osi obiektu przęseł NE i SE względem przyczółków [6]
Fig. 5. Graph of displacements (along the axis of the structure) NE and SE spans relative to abutments [6]
Na rysunku 7 pokazano wykresy zmian przechyłów przyczółka północno-wschodniego i południowo-wschod- niego w okresie od listopada 2013 do początku września 2014 roku. Analiza w płaszczyźnie pionowej równoległej do osi obiektu wartości przemieszczeń kątowych (czujniki K2 i K6) łącznie z wartościami przemieszczeń przęseł wzglę- dem przyczółków pomierzonymi czujnikami P1 i P2 oraz P7 i P8 pozwala stwierdzić, że przyczółki uległy zbliżeniu.
Wartość tego zbliżenia w poziomie fundamentu jest większa niż w poziomie oparcia pomostu. Przechył przyczółków północnego i południowego, przy założeniu ich teoretycznej wysokości H=8 m (dla celów szacunku spełzania), osią- gnął największą wartość w połowie lipca 2014r. i wynosił odpowiednio xN = 7,0 mm (w kierunku N) i xS = 4,9 mm (w kierunku S). Jeśli będziemy posługiwać się wartościami średnimi przemieszczeń P dla każdego z przyczółków (max PNE ≈ 21 mm, max. PSE ≈ 6 mm), to uwzględniając przechyły obliczymy wartość spełzania na poziomie gruntu wynoszącą
≈ 39 mm. Prognozowane odkształcenie terenu wynosi ok.
-1,2 mm/m, co przy odległości między przyczółkami około
Rys. 6. Wykres przemieszczeń wzdłuż osi obiektu przęseł NE i SE względem podpory środkowej [6]
Fig. 6. Graph of displacements (along the axis of the structure) NE and SE spans relative to the center pillar [6]
45 m pozwala oszacować prognozowane ich zbliżenie na poziomie około 54 mm. Oznacza to, że spełzanie w chwili obecnej stanowi już ok. 72 % spełzania prognozowanego.
Ciekawą obserwację stanowi pomiar przechyłu przy- czółka północno-wschodniego w płaszczyźnie prostopadłej do osi toru. Wartość zmierzonego kąta wynosi obecnie K1 ≈ -0,18˚. Oznacza to, że przyczółek (przy założeniu jego teoretycznej wysokości H=8 m) przechylił się w taki sposób, że górna część konstrukcji przemieściła się około 25 mm w kierunku zachodnim. Takie zachowanie się północno-wschod- niej podpory może skutkować obserwowanym kleszczeniem się (klinowaniem) łożyska przesuwnego (czujnik P2). Nie jest ono zgodne z prognozowanym wskaźnikiem deformacji, który w tej płaszczyźnie wynosi T┴ = -1,7mm/m (wychylenie w płaszczyźnie prostopadłej do osi mostu w kierunku wschod- nim), co dla wysokości przyczółka równej 8 m oznaczać powinno przemieszczenie górnej powierzchni podpory na poziomie 14 mm w przeciwnym kierunku do pomierzonego.
Znamienny jest fakt, że przyczółek południowo-wschodni nie podlega przechyłom w płaszczyźnie prostopadłej do osi mostu.
Rys. 7. Przechylenie przyczóka północ- nego i południowego w płaszczy- znach równoległej i prostopadłej do osi mostu [6]
Fig. 7. Tilting of the northern and so- uthern abutments in planes pa- rallel and perpendicular to the axis of the bridge [6]
Pomiar przechyłu podpory środkowej w płaszczyźnie osi obiektu (rys. 8) wskazuje, że filar przechylił się w kierunku północnym tak, że przemieszczenie jego głowicy wynosi obecnie około 9,5 mm.
6. Wnioski
Obiekty posadowione na terenach podlegających wpły- wom deformacji górniczych ulegają przemieszczeniom i przechyłom. Przewidywanie tych wymuszeń umożliwia projektowanie konstrukcji dostosowujących się do zmiennej geometrii podłoża gruntowego. Bieżące monitorowanie od- powiedzi obiektu na wymuszenia pozwala kontrolować ich wpływ na stan techniczny konstrukcji. W przypadku obiektów kolejowych, pomiary mogą umożliwiać dodatkowo określanie wpływu zmiany geometrii konstrukcji na torowisko.
Obiekty na terenach, gdzie prowadzona jest eksploatacja górnicza, bardzo często podlegają nakładającym się na siebie w czasie deformacjom pochodzącym od wydobycia różnych pokładów węgla, wzdłuż różnych kierunków. Instalacja au- tomatycznego systemu monitorowania konstrukcji pozwala na prowadzenie regularnych pomiarów bez angażowania zasobów ludzkich. Z uwagi na przewidywany długi czas ujaw- niania się wpływów eksploatacji, rozwiązanie to gwarantuje prawidłowe prowadzenie obserwacji.
Ciągły dostęp do pomiarów za pośrednictwem dedyko- wanej platformy pomiarowej oraz możliwość definiowania wartości progowych, przy których system monitorowania au- tomatycznie podejmuje działania związane np. z rozsyłaniem informacji o zagrożeniu do osób odpowiedzialnych za obiekt powoduje istotny wzrost jego bezpieczeństwa oraz umożliwia aktywne zarządzanie np. ruchem taboru kolejowego.
Zainstalowany system monitorowania na obiekcie w Pawłowicach dostarczył już bardzo istotnych informacji.
Została uchwycona chwila, w której deformacje terenu spo- wodowały modyfikację geometrii mostu. Bieżąco kontrolo- wane są przemieszczenia przęseł względem podpór, dzięki temu możliwe było wskazanie podpory, w której dochodzi do blokowania przesuwu i zalecenie zmiany kierunku pracy łożyska. Przesuwy w obrębie teoretycznie stałej podpory
Rys. 8. Przechylenie podpory środkowej w płaszcyźnie równoległej do osi obiektu (”+” oznacza przechył na północ) [6]
Fig. 8. Chart of tilting support in plane parallel to the axis of the structure ("+" means a tilt towards the north) [6]
środkowej pozwalają kontrolować stan techniczny stalowego wspornika podporowego, jak i samego filara żelbetowego.
Wykorzystanie prostych zależności geometrycznych umoż- liwiło oszacowanie deformacji terenu i porównanie ich z wartościami prognozowanymi.
Biorąc pod uwagę liczbę informacji, których dostar- czają systemy monitorowania konstrukcji oraz wielorakie możliwości ich wykorzystania w praktyce, wydaje się, że w niedługim czasie liczba obiektów mostowych zlokalizowa- nych na terenach eksploatacji górniczej wyposażonych w tego typu urządzenia będzie w istotny sposób wzrastała.
Literatura
1. Bednarski Ł., Sieńko R.: Z monitoringiem bezpieczniej. Inżynier Budownictwa Nr 10/2013, s. 104÷108.
2. Bętkowski P.: Obserwacja i naprawa dwuprzęsłowego stalowego mostu kolejowego położonego na terenach górniczych. Ochrona obiektów na terenach górniczych. Praca zbiorowa (monografia) pod red. Andrzeja Kowalskiego. Katowice Główny Instytut Górnictwa 2012, s. 17÷25.
3. Instrukcja ITB 443/2009. System kompleksowego zarządzania jakością w budownictwie. Bezdotykowe metody obserwacji i pomiarów obiektów budowlanych. Warszawa ITB 2009.
4. Kadela M., Bednarski Ł.: Wytyczne obserwacji ciągłej obiektów zlokali- zowanych na terenach górniczych. Przegląd górniczy nr 8/2014, s.78÷84.
5. Kadela M.: Systemy monitorowania obiektów liniowych na terenach górniczych”. Materiały z konferencji naukowo-technicznej zorganizo- wanej w ramach XII Dni Miernictwa Górniczego i Ochrony Terenów Górniczych, Brenna 2013, s. 163÷172.
6. Materiały własne autorów.
7. Parkasiewicz B.: Monitoring przemieszczeń elementów budowlanych w warunkach prowadzenia eksploatacji górniczej na przykładzie obserwacji wiaduktu w Rudzie Śląskiej. Przegląd Górniczy, nr 8/2012, s. 83÷91.
8. Rosikoń A.: Budownictwo komunikacyjne na terenach objętych szko- dami górniczymi. Wyd. 1. Warszawa WKŁ 1979.
9. Salamak M.: Obiekty mostowe na terenach z deformującym się pod- łożem w świetle kinematyki brył. Gliwce Wydawnictwo Politechniki Śląskiej 2013.
10. Sieńko R.: Monitorowanie konstrukcji budowlanych a wzrost ich bez- pieczeństwa. Przegląd budowlany nr 4/2007.
*) Główny Instytut Górnictwa w Katowicach
UKD 624.011.1:624.131:622.8
Treść: W artykule przedstawiono przyczyny powstania uszkodzeń oraz sposób naprawy drewnianego, zabytkowego kościoła pw.
św. Mikołaja, położonego na Górnym Śląsku, w Mikołowie Borowej Wsi. Jest to obiekt zabytkowy III klasy, wzniesiony w 1737 roku i w 1938 roku przeniesiony do Borowej Wsi. Budynek kościoła był już kilkakrotnie naprawiany z tytułu szkód górniczych. W ramach pierwszej naprawy w 1996 roku kościół został podniesiony, wyprostowany i posadowiony na żelbetowej płycie. Wpływy kolejnych eksploatacji górniczych spowodowały wychylenie od pionu i deformacje bryły budynku, w tym także wygięcie płyty fundamentowej. W 2011 roku kościół został ponownie wyprostowany za pomocą podnośników hydraulicznych i wykonano na istniejącej posadzce nową drewnianą podłogę, przystosowaną (w razie potrzeby) do poziomowania.
Abstract: This paper presents the causes of damage and the way of repair of the historical wooden St. Nicholas church located in the Upper Silesia in Mikołów Borowa Wieś. It is a historical object of III class, erected in 1737 and moved to Borowa Wieś in 1938. The church was repaired several times due to mining damage. During the first repair in 1996 the church was raised, rectified and a reinforced concrete slab was made as a foundation. Further mining exploitations caused the vertical deflection and deformations of building solid foundations including the bend of foundation slab. In 2011 the church was re-rectified by means of hydraulic lifts and new wooden floor was made on the existing floor that enables (if necessary) leveling.
dr hab. inż. Andrzej Kowalski prof. GIG*) dr hab. inż. Krzysztof Gromysz*)
Naprawa zabytkowego kościoła drewnianego znajdującego
się na terenie górniczym
Repair of historical wooden church located in the mining area
dr hab. inż. Tomasz Niemiec*) dr inż. Wiesław Mika*)
1. Wprowadzenie
Przedmiotem artykułu jest zabytkowy drewniany kościół pw. św. Mikołaja znajdujący się w Mikołowie-Borowej Wsi na Górnym Śląsku (rys. 1). Kościół jest zabytkiem III klasy,
wzniesionym w 1737 roku w pobliskich Przyszowicach i w 1938 roku przeniesionym na obecne miejsce. Budynek jest położony na obszarze górniczym kopalni węgla kamiennego, gdzie występuje strefa uskokowa w górotworze, wskutek cze- go oprócz deformacji ciągłych występują deformacje nieciągłe w postaci liniowych stopni terenowych (rys.1).
Słowa kluczowe:
system monitorowania konstrukcji, wiadukt kolejowy, teren górniczy, deformacje terenu Key words:
mining exploitation, deformations, mining damage, historical church, rectification
Budynek kościoła pierwotnie posadowiony był na mu- rowanych z kamienia i cegły ławach fundamentowych, a posadzka w budynku była drewniana. W 1996 roku w trakcie remontu, którego celem było zwiększenie odporności budynku na odkształcenia terenu górniczego, kościół został posadowio- ny na żelbetowej płycie fundamentowej o grubości 12 cm.
W 2006 roku przeprowadzono kolejny remont obiektu polega- jący na prostowaniu bryły kościoła, w wyniku czego powstała przestrzeń między żelbetową płytą a ścianami. Przestrzeń tę wypełniono, tworząc betonową, niezbrojoną podwalinę o zmiennej wysokości i szerokości. Poziom podłogi w kościele wypoziomowano, układając na płycie żelbetowej warstwę be- tonu o średniej grubości wynoszącej 15 cm, na której ułożono posadzkę z płytek ceramicznych.
Po wykonanym remoncie, w rejonie kościoła wystąpiły deformacje terenu na skutek prowadzonej eksploatacji górni- czej o charakterze poziomego rozciągania, które ujawniły się w postaci stopni terenowych. Deformacje podłoża spowodo- wały także ponowne wychylenie się kościoła oraz deformacje jego ścian. W artykule przedstawiono charakterystykę prac remontowych podjętych w celu usunięcia zaistniałych uszko- dzeń oraz poprawy walorów użytkowych i architektonicznych kościoła. W wyniku prac budynkowi przywrócono pionowe położenie, zwiększono jego odporność na odkształcenia terenu oraz przystosowano go do kolejnych ewentualnych prostowań.
2. Charakterystyka i aktualny stan techniczny budynku kościoła
2.1. Opis budynku kościoła
Kościół został wybudowany na planie krzyża z osią po- dłużną w kierunku W-E (fot. 1). W budynku występuje: jedna nawa, której przedłużenie stanowi trójbocznie zamknięte prezbiterium w części wschodniej, 2-kondygnacyjny chór (fot.
2) i wieża dzwonnicy w części zachodniej. Do prezbiterium od strony północnej przylega zakrystia o rzucie w kształcie prostokąta, a od strony południowej trójbocznie zamknięta kaplica. Ponadto w skład budynku kościoła wchodzą małe przybudówki – kruchty przy wejściu bocznym od strony południowej i wejściu głównym od strony wieży dzwonnicy, a także mała wieżyczka – sygnaturka nad centralną częścią
nawy. Wymiary gabarytowe rzutu poziomego budynku kościo- ła wynoszą 30 × 17 m. Wieża dzwonnicy ma wysokość 20 m.
Rys. 1. Lokalizacja budynku kościoła p.w. św. Mikołaja w Mikołowie Borowej Wsi Fig. 1. Location of the St. Nicholas church in Mikołów Borowa Wieś
Fot. 2. Nawa kościoła – widok na chór Photo 2. Church nave – view of the choir
Fot. 1. Widok budynku kościoła od strony południowo-zachodniej Photo 1. View of the church from the south-west
Ściany budynku zostały wykonane w konstrukcji zrębowej z węgłami łączonymi na jaskółczy ogon z belek z drewna igla- stego i liściastego (fot. 3). Wieża dzwonnicy ma konstrukcję szkieletową, obudowaną deskami. Nawa kościoła, prezbite- rium, kaplica i kruchta południowa mają stropy wykształcone w formie sklepień kolebkowych, natomiast stropy w zakrystii i kruchcie zachodniej są belkowe płaskie. Dach budynku kościoła wykonany jest w konstrukcji krokwiowo-jętkowej krytej gontem. Wieże zwieńczone są cebulastymi przykrycia- mi krytymi gontem zakończonymi ośmiobocznymi latarniami.
W 1996 roku z uwagi na zaistniałe szkody górnicze został wykonany kapitalny remont budynku kościoła, połączony z jego zabezpieczeniem przed wpływami projektowanej eksploatacji górniczej. Zakres wykonanych prac obejmował:
– podniesienie nadziemnej, drewnianej części budynku, – wymianę skorodowanych belek podwalinowych, – rozebranie istniejącej posadzki,
– wykonanie na murowanych z cegły i kamienia ławach fundamentowych żelbetowej przepony o grubości 12 cm, – wykonanie na przeponie nowej posadzki kościoła z płytek
ceramicznych,
– wymianę lub naprawę najsilniej uszkodzonych drewnia- nych elementów konstrukcji i wykończenia oraz uszczel- nienie ścian i pokrycia dachu,
– dezynfekcję i impregnację drewna preparatami grzybo- bójczymi, owadobójczymi i ognioochronnymi.
W trakcie kolejnego remontu z tytułu szkód górniczych, wykonanego w 2006 r., wzmocniono belkami drewnianymi (tzw. lisicami) dwie silnie zdeformowane ściany prezbiterium oraz wyprostowano kościół. Powstałą po wyprostowaniu prze- strzeń między żelbetową przeponą a drewnianymi ścianami wypełniono tworząc betonową podwalinę o zmiennej wysoko- ści. Ponadto budynek skotwiono zabudowując stalowe pręty w poziomie oparcia konstrukcji dachu na ścianach (fot. 2).
2.2. Uszkodzenia budynku kościoła
W wyniku przeprowadzonej eksploatacji, w rejonie bu- dynku kościoła wystąpiły deformacje ciągłe o charakterze poziomego rozciągania oraz deformacje nieciągłe w postaci stopni terenowych. Deformacje te spowodowały uszkodze- nia konstrukcji budynku. W sierpniu 2010 roku w obiekcie obserwowano:
- pojedyncze pęknięcia betonowej podwaliny o szerokości do 2 mm, widoczne od zewnątrz budynku (fot. 4), - deformacje posadzki kościoła (fot. 5, rys. 3),
- rozluźnienie połączeń między belkami tworzącymi ściany (fot. 6),
- wysunięcie się belek nośnych dolnego podestu chóru (maksymalnie do 2 cm) z zachodniej ściany kościoła (fot.
- deformacje stolarki okiennej i drzwiowej,7), - nieszczelności pokrycia dachu,
- deformacje ścian i nierównomierne wychylenie od pionu bryły budynku,
- ślady zagrzybienia i korozji biologicznej niektórych frag- mentów pokrycia dachu wykonanego z gontu.
Na zewnątrz budynku obserwowano ponadto deformacje nawierzchni z kostki brukowej przy budynku (fot. 3) oraz deformacje i uszkodzenia ogrodzenia kościoła (fot. 8).
Konstrukcja drewniana kościoła wykazywała miejsca- mi dość znaczne naturalne zużycie. W ścianach widoczne były ślady żerowania owadów (fot. 6). Obserwowano także korozję biologiczną w wszystkich ścianach zrębowych oraz w elementach szkieletu wieży. W wyniku przeprowadzonych badań nie stwierdzono zagrzybienia drewna. Nie wykluczo- no jednak możliwości zagrzybienia niektórych, osłoniętych
elementów konstrukcji (fragmenty ścian osłonięte deskami, belki szkieletu nośnego wieży).
Rys. 2. Szkic rzutu poziomego budynku kościoła Fig. 2. horizontal projection sketch of the church
Fot. 3. Deformacje nieciągłe nawierzchni terenu przy budynku kościoła
Photo 3. Surface discontinuous deformations in the vicinity of the church
Fot. 4. Pęknięcie płyty przepony Photo 4. Rupture of membrane plate
Fot. 10. Rozwarstwienie między żelbetową płytą grubości 12 cm a nową warstwą betonu o średniej grubości 15 cm Photo 10. Stratification between the reinforced concrete slab
with thickness of 12 cm and a new concrete layer with an average thickness of 15 cm
Fot. 5. Deformacje (wygięcie) posadzki kościoła Photo 5. Deformations (bending) of the church floor
Fot. 6. Rozluźnienie belek wypełnienia ściany prezbiterium Photo 6. Beams loosening of wall filling of the presbytery
Fot. 7. Ślady wysunięcia się belek nośnych dolnego podestu chóru ze ściany kościoła
Photo 7. Displacement traces of carrying beams of lower choir platform from the church wall
Fot. 8. Deformacje ogrodzenia terenu parafii przy kościele Photo 8. Fence deformations of the parish church area
Fot. 9. Pustki pod żelbetową płytą
Photo 9. Voids under reinforced concrete slab
