INŻYNIERÓW I TECHNIK SZY T S

Transkrypt

1 ISSN X INŻYNIERÓW STOWARZYSZENIE I TECHNIKÓW GÓRNICTWA

2

3 PRZEGLĄD Nr 3 GÓRNICZY 1 założono r. MIESIĘCZNIK STOWARZYSZENIA INŻYNIERÓW I TECHNIKÓW GÓRNICTWA Nr 3 (1108) marzec 2015 Tom 71 (LXXI) UKD :624.01/.07:622.8 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 Dr inż. Piotr Bętkowski* ) Treść: Stare, niewielkie wiadukty kolejowe zintegrowane z nasypem są wrażliwe na wpływy górnicze. W artykule opisano uszkodzenia 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 description 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. Słowa kluczowe: szkody górnicze, teren górniczy, wiadukt kolejowy, obserwacje Key words: mining damage, mining area, railway bridge, monitoring 1. Wprowadzenie W artykule omówiono zagadnienia związane z wpływem eksploatacji górniczej na niewielki wiadukt kolejowy zintegrowany z nasypem. Wiele takich obiektów znajduje się na terenach górniczych. Opisano uszkodzenia starego, ceglanego wiaduktu łukowego 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 kolejowego w czasie rozbiórki uszkodzonego i budowy nowego wiaduktu. Oceniono wpływ górniczych deformacji terenu na konstrukcję oraz podano rozwiązania konstrukcyjne umożliwiające długoletnią eksploatację wiaduktu w warunkach znacznych deformacji terenu. Omówiono także pomiary geodezyjne i wyniki obserwacji pracy konstrukcji od oddania przebudowanego obiektu do użytkowania w grudniu 2011 roku do czerwca 2014 roku. * ) Politechnika Śląska w Gliwicach 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 kolejowy o konstrukcji łukowej, sklepionej. Materiał konstrukcyjny w całości stanowi cegła pełna. Od strony wlotu wykonane są trójkątne stojące skrzydła usytuowane ukośnie do osi podłużnej obiektu. Konstrukcja skrzydeł to mur ceglany połączony ze ścianą czołową tunelu (rys. 1). Geometria obiektu:

4 2 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 światło poziome: 4,60 m, światło pionowe: 3,60 m (wewnątrz 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. 2. Widok na tor na wiadukcie [9] Fig. 2. View on the railway track on viaduct [9] 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 betonowymi 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 zagrożenie 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 taborem 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 konstrukcję 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 zaplecznych (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. 3. Wiadukt ceglany skrzydło południowe [9] Fig. 3. Brick viaduct southern flank [9] Rys. 4. Wiadukt ceglany obudowa górnicza z wypełnieniem bloczkami betonowymi [9] Fig. 4. Brick viaduct mining case with concrete blocks [9] Wiadukt pod torem nr 2 jest konstrukcją ramową jednoprzęsłową 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,

5 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 3 długość całkowita wraz ze skrzydłami (pomiar równoległy do toru): 17,60 m, długość tunelu pod wiaduktem: 5,10 m. 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 dostateczny, 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 sąsiedztwie rysy. Eksploatacja górnicza zawsze w negatywny sposób działa na takie słabe miejsca konstrukcji. Zarówno dotychczasowa, jak i projektowana (planowana 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 Prognozowane wartości wskaźników deformacji 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 odczuwalne 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 ) zaobserwowano znaczne poszerzenie szczelin i większe niż w okresie wcześniejszym ruchy odseparowanych przez spękanie brył ceglanych podczas przejazdu taboru kolejowego, świadczące o stałym pogarszaniu się stanu technicznego obiektu. W kolejnych latach ( ) prognozowano znaczne górnicze deformacje terenu. 4. Projekt nowego wiaduktu Rys. 6. Wiadukt żelbetowy rysa pozioma na ścianie bocznej [9] Fig. 6. Concrete viaduct horizontal crack on sidewall [9] Uwaga: w publikacji zajęto się głównie wiaduktem ceglanym 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 właściwego 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 : w=2,61 m, T=14,7 mm/m, e= 2,7 mm/m, e (dynamiczne) = 5,4 mm/m, R=-25,7 km. Nowy wiadukt pod torem nr 1 zaprojektowano w formie jednoprzęsłowej żelbetowej, zamkniętej ramy. Rama w przekroju poprzecznym posiada kształt prostokątny, dopasowany do istniejącego pod torem nr 2 wiaduktu żelbetowego. Żelbetowe skrzydła skośne są oddylatowane od ramy (ze względu na wpływy górnicze), posadowione na wspólnej płycie fundamentowej pełniącej rolę (w zależności od charakteru deformacji) ściągu lub rozpory [9]. Geometria obiektu: światło poziome: 4,95 m, światło pionowe użytkowe: 3,95 m długość eksploatacyjna (tunelu): 8,00 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

6 4 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 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 eksploatacji 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 uległyby zniszczeniu. Rys. 9. Skrzydła podział na elementy skończone [9] Fig. 9. Flanks division into finite elements [9] Rys. 7. Model ramy grubości elementów [9] Fig. 7. Model of frame thicknesses of elements [9] Rys. 10. Skrzydła modelowanie krzywizny niecki [9] Fig. 10. Flanks modeling curvature of depression [9] Rys. 8. Rama parcie gruntu na ściany boczne [9] Fig. 8. Frame pressure of ground on sidewalls [9] Skrzydła nowego wiaduktu zaprojektowano jako żelbetowe, trapezowe, skośne do wiaduktu. Skrzydła są całkowicie oddylatowane od ramy (także na poziomie płyty fundamentowej). Posadowienie skrzydeł jest bezpośrednie. Skrzydła są połączone dołem za pośrednictwem żelbetowej płyty fundamentowej 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 górnicze 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 Obiekt pod torem nr 1 (nowy wiadukt) przystosowano do przenoszenia wpływów eksploatacji górniczej poprzez przyjęcie schematu statycznego ramy prostokątnej zamkniętej w pełni 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 zdecydowanie 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 skrzydeł jest oddylatowana od płyty dennej ramy (rama i skrzydła mają oddzielne płyty fundamentowe).

7 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 5 Ze względu na znaczne prognozowane osiadania terenu konieczne będzie podnoszenie nasypu kolejowego nad obiektem (obiekt jest osadzony w nasypie). Założono możliwość podniesienia w przyszłości nasypu nad obiektem o 5,5 m (prognoza osiadań do 2040 roku) oraz możliwość nadbudowy skrzydeł i ściany czołowej o 3 m (dodatkowe obciążenia uwzględniono w zestawieniu obciążeń i przy wymiarowaniu zbrojenia). Wiadukt jest dostosowany bezpośrednio do podniesienia nasypu o 2,5 m (prognozowane osiadania do końca 2016 roku) ściana czołowa i skrzydła są odpowiednio wyższe. Takie działanie uwzględniające na etapie projektowania 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 I d =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 ekstremalnych sił wewnętrznych w ramie i skrzydłach uwzględniono 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, zgodnie z prognozami górniczymi, że przejściowo mogą wystąpić rozpełzania do e= 1,5 mm/m). Wpływ deformacji terenu zwiększono, stosując współczynniki bezpieczeństwa g f. Wiadukt nie ma wydzielonej oddylatowanej bryły przęsła, charakter pracy konstrukcji w aspekcie wymuszeń górniczych odpowiada raczej skrzyniom fundamentowym dużych budowli kubaturowych, stąd wartości współczynników bezpieczeństwa przyjęto wg wymagań ITB [14], a nie wg propozycji Rosikonia [11, 15]. Przyjęto: g f,e =1,3 (odkształcenie poziome); g f,t =1,2 (nachylenie terenu); g f,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, zlokalizowanym pod torem nr 2, wykonano we wrześniu i październiku 2011 roku powierzchniowe naprawy betonu. Uzupełnienie ubytków betonu poprawia współpracę betonu i stali zbrojeniowej, 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 dotyczyły 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 nasypem w poziomie posadowienia. Kosztowny problem to zabezpieczenie ciągłości ruchu kolejowego (wynajem, transport i montaż konstrukcji odciążających 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, ilustrujących 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. 11. Wykonywanie poduszki piaskowej [9] Fig. 11. Making the sand layer [9] Rys. 12. Widok na konstrukcje odciążające [9] Fig. 12. View on the structure lightening [9] Wiadukt po przebudowie oddano do eksploatacji w grudniu 2011 roku (rys. 13, 14, 15).

8 6 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 Rys. 13. Wiadukt pod torem nr 1 po przebudowie [9] Fig. 13. Viaduct under railway track no. 1 after rebuilding [9] Obiekt jest regularnie obserwowany - przynajmniej raz w miesiącu lub częściej w przypadku ujawnienia się wpływów 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. 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 podłożu wystąpiły niewielkie rozpełzania (rozciągania), nieistotne dla obiektu. Szerokość szczelin dylatacyjnych uległa zmienia od -1 mm do + 5 mm w zależności od położenia eksploatowanych ścian względem obiektu. W okresie od stycznia 2011 do czerwca 2014 roku nie zaobserwowano sytuacji awaryjnej zagrażającej bezpieczeństwu 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 zrównoważeniu naprężeń w podłożu gruntowym pochodzących od nasypu i obiektu. Rys. 15. Szczelina dylatacyjna między wiaduktem i skrzydłami [9] Fig. 15. Crevice dilatation between the viaduct and flanks [9] 6. Wnioski z trzech lat obserwacji 7. Podsumowanie i wnioski końcowe Zintegrowanie wiaduktu z nasypem w przypadku niewielkich kolejowych obiektów mostowych jest korzystne, ponieważ można podnosić płynnie niweletę przez podbicie toru. Obiekt nie rozcina nasypu i w niewielkim stopniu ingeruje w tor - co w przypadku górniczych deformacji terenu jest korzystne, ponieważ nie dochodzi do kumulowania się wpływu deformacji terenu tuż za przyczółkami - często obserwowanego w przypadku tradycyjnych przęseł mostowych [1, 2, 3, 4].

9 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 7 Konstrukcja powinna umożliwiać późniejsze podnoszenie niwelety toru zarówno pod względem geometrii, stabilizacji 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 tysięcy (wzmacnianie konstrukcji, podniesienie ścian, utrzymanie ciągłości ruchu). Z uwagi na przestrzenny model pracy konstrukcji celowe 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 nasypem. 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 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 Bętkowski P., Pradelok S.: Analiza obliczeniowa możliwości zabezpieczenia ramownicowego obiektu mostowego na znaczne wpływy górnicze. Budownictwo i Architektura 2013 vol. 12, nr 2, s Bętkowski P., Pradelok S., Salamak M.: Concrete frame bridge impacted by mining deformations. The 9th Central European Congress on Concrete Engineering CCC Wrocław, Poland, September 4-6, Wrocław, Dolnośląskie Wydawnictwo Edukacyjne 2013, s Białek J.: Algorytmy i programy komputerowe do prognozowania deformacji terenu górniczego. Wyd. 1. Gliwice Wydawnictwo Politechniki Śląskiej, Instrukcja o utrzymaniu kolejowych obiektów inżynieryjnych Id-16. PKP Polskie Linie Kolejowe S.A., Warszawa Kawulok M.: Szkody górnicze w budownictwie. Wyd. 1. Warszawa Wydawnictwo ITB Kwiatek J.: Obiekty budowlane na terenach górniczych. Wyd. 2. Katowice GIG Materiały własne autora (Piotr Bętkowski). 10. PN-85/S Obiekty mostowe. Obciążenia. 11. Rosikoń A.: Budownictwo komunikacyjne na terenach objętych szkodami górniczymi. Wyd. 1. Warszawa WKŁ Sznurowski M.: Utrzymanie mostów kolejowych. Wyd. 1. Warszawa WKŁ Warunki techniczne dla kolejowych obiektów inżynieryjnych Id-2. Warszawa Wymagania techniczne dla obiektów budowlanych wznoszonych na terenach górniczych. Instrukcja nr 364/2007, Instytut Techniki Budowlanej, Warszawa Wytyczne techniczno-budowlane projektowania i wykonywania obiektów mostowych na terenach eksploatacji górniczej. Ministerstwo Komunikacji. Warszawa 1977.

10 8 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 UKD :624.2/.8:625.1: 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 Dr inż. Piotr Bętkowski* ) Dr inż. Łukasz Bednarski** ) Dr inż. Rafał Sieńko*** ) 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 ciągłą 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. Słowa kluczowe: system monitorowania konstrukcji, wiadukt kolejowy, teren górniczy, deformacje terenu Key words: SHM, railway bridge, mining area, area deformation 1. Wprowadzenie Działalność górnicza może być powodem uszkodzeń obiektów budowlanych. W wyniku prowadzonej eksploatacji górniczej dochodzi do deformacji powierzchni terenu. * ) Politechnika Śląska w Gliwicach, ** ) AGH w Krakowie, ** ) Politechnika Krakowska W przypadku obiektów liniowych, takich jak obiekty mostowe, 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

11 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 9 deformacji terenu, jak i układ ułożyskowania. Łożyska stabilizują 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 budowlanej. Duże siły poziome generowane przez tabor kolejowy stanowią w takich przypadkach dodatkowe zagrożenie dla uszkodzonej konstrukcji. Podstawą kontroli stanu technicznego obiektu jest informacja o zachodzących w nim zmianach. Pozyskiwanie takich informacji jest możliwe na drodze regularnych przeglądów, pomiarów geodezyjnych oraz poprzez instalację automatycznego systemu monitorowania [4, 5, 7]. 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 i analizę tych danych, co przekłada się w istotny sposób na wzrost bezpieczeństwa analizowanej konstrukcji [1, 10]. W niniejszej pracy przeprowadzono analizę potrzeb związanych z ciągłą kontrolą stanu technicznego obiektu mostowego oraz przedstawiono pierwsze wyniki pracy automatycznego systemu monitorowania zainstalowanego na obiekcie, w obrębie którego prowadzona jest eksploatacja górnicza. i skrajne wykonano jako żelbetowe, przyczółki posadowiono 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 mniejszym 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 przyczółkami). 2. Lokalizacja i opis obiektu Przedmiotowy most kolejowy położony jest w miejscowości 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 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 powoduje, że prowadzenie remontów na obiektach mostowych jest utrudnione. Most składa się z dwóch części będących odrębnymi konstrukcjami. Konstrukcje te są przyporządkowane do poszczególnych 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 przęseł można wyróżnić dwa dźwigary blachownicowe. Pomost wykonany został jako otwarty. Podporę pośrednią (filar) 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 Rys. 1. Widok od strony wschodniej na most [6] Fig. 1. View of the east side of the bridge [6] 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):

12 10 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 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 przyczółków. 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 dylatacyjnych 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 poprzedniej 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 znajdowała 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 ujawniają się wpływy górnicze na powierzchni i na ogół przyrost deformacji jest szybszy. Obecnie (początek lipca 2014 roku) teren spełza, przyczółki 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), T II = 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), ε II = -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 aktualnych 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 powodować 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 przedmiotowym 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 przyczółków, gdyż łożyska jednokierunkowo-przesuwne ulegają szybkiemu zaklinowaniu w przypadku jednoczesnego obrotu i przemieszczenia liniowego skrajnych podpór. Na skutek tego zjawiska przęsło traci możliwość niezależnego przemieszczania 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 zapewnienia bezpieczeństwa obiektu ważne jest zatem częste wykonywanie rektyfikacji płyt dolnych łożysk, aby wyeliminować wpływ skręcenia przyczółków na przęsło. Ze względu na złożone warunki geotechniczne w rejonie obiektu (obecność potoku) charakter deformacji jest trudny 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 powoduje, 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 prowadzenie 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 obserwacyjnego odpowiedzialnego za zbieranie informacji i przesyłanie danych oraz podsystemu ostrzegawczego odpowiedzialnego za analizę pozyskiwanych wyników pomiarów i informowanie użytkownika o nadchodzących zagrożeniach. Zgodnie z Instrukcją ITB 443/2009 [3] urządzenie to można zakwalifikować do grupy systemów monitorowania konstrukcji. Jako wielkości fizyczne, których zmiana ma istotny wpływ na zmianę stanu technicznego obiektu, zostały wybrane przemieszczenia 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 (przetworniki) przemieszczeń o zakresie pomiarowym 200 mm oraz

13 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 11 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] strunowe czujniki kąta (rys. 4). System zasilany jest z akumulatorów, wymienianych w czasie okresowych przeglądów obiektu. Wskazania czujników odczytywane są co 15 minut, a następnie raz na dobę za pośrednictwem sieci GSM przesyłane 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. Rys. 4. Konstrukcje wsporcze do mocowania czujników kąta i czujników przemieszczeń na podporze środkowej [6] Fig. 4. Support structures for mounting angle sensors and displacement sensors at intermediate support [6] 6. Wyniki ciągłych pomiarów Instalacja systemu oraz rozpoczęcie zbierania danych jesienią 2013 roku pozwoliło zaobserwować początek ujawniającego się wpływu eksploatacji górniczej na monitorowany obiekt. Zmiana odległości przęseł względem przyczółków zaobserwowana 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 rejestrowanych przez czujnik P2 ze zmianami temperatury świadczy o zaklinowaniu się lub trwałym uszkodzeniu łożyska przesuwnego na podporze. Zaobserwowano również przemieszczenia przęseł względem 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 między blachownicą mostu, podporą stalową a filarem żelbetowym. 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. 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]

14 12 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 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] Na rysunku 7 pokazano wykresy zmian przechyłów przyczółka północno-wschodniego i południowo-wschodniego 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 względem 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), osiągnął 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 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 przyczółka 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-wschodniej 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 wschodnim), 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 północnego i południowego w płaszczyznach równoległej i prostopadłej do osi mostu [6] Fig. 7. Tilting of the northern and southern abutments in planes parallel and perpendicular to the axis of the bridge [6]

15 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 13 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] 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 wpływom deformacji górniczych ulegają przemieszczeniom i przechyłom. Przewidywanie tych wymuszeń umożliwia projektowanie konstrukcji dostosowujących się do zmiennej geometrii podłoża gruntowego. Bieżące monitorowanie odpowiedzi 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 automatycznego systemu monitorowania konstrukcji pozwala na prowadzenie regularnych pomiarów bez angażowania zasobów ludzkich. Z uwagi na przewidywany długi czas ujawniania się wpływów eksploatacji, rozwiązanie to gwarantuje prawidłowe prowadzenie obserwacji. Ciągły dostęp do pomiarów za pośrednictwem dedykowanej platformy pomiarowej oraz możliwość definiowania wartości progowych, przy których system monitorowania automatycznie 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 spowodowały modyfikację geometrii mostu. Bieżąco kontrolowane 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 środkowej pozwalają kontrolować stan techniczny stalowego wspornika podporowego, jak i samego filara żelbetowego. Wykorzystanie prostych zależności geometrycznych umożliwiło oszacowanie deformacji terenu i porównanie ich z wartościami prognozowanymi. Biorąc pod uwagę liczbę informacji, których dostarczają systemy monitorowania konstrukcji oraz wielorakie możliwości ich wykorzystania w praktyce, wydaje się, że w niedługim czasie liczba obiektów mostowych zlokalizowanych 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 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 Instrukcja ITB 443/2009. System kompleksowego zarządzania jakością w budownictwie. Bezdotykowe metody obserwacji i pomiarów obiektów budowlanych. Warszawa ITB Kadela M., Bednarski Ł.: Wytyczne obserwacji ciągłej obiektów zlokalizowanych na terenach górniczych. Przegląd górniczy nr 8/2014, s Kadela M.: Systemy monitorowania obiektów liniowych na terenach górniczych. Materiały z konferencji naukowo-technicznej zorganizowanej w ramach XII Dni Miernictwa Górniczego i Ochrony Terenów Górniczych, Brenna 2013, s 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 Rosikoń A.: Budownictwo komunikacyjne na terenach objętych szkodami górniczymi. Wyd. 1. Warszawa WKŁ Salamak M.: Obiekty mostowe na terenach z deformującym się podłożem w świetle kinematyki brył. Gliwce Wydawnictwo Politechniki Śląskiej Sieńko R.: Monitorowanie konstrukcji budowlanych a wzrost ich bezpieczeństwa. Przegląd budowlany nr 4/2007.

16 14 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 UKD : :622.8 Naprawa zabytkowego kościoła drewnianego znajdującego się na terenie górniczym Repair of historical wooden church located in the mining area dr hab. inż. Krzysztof Gromysz* ) dr hab. inż. Andrzej Kowalski prof. GIG* ) dr inż. Wiesław Mika* ) dr hab. inż. Tomasz Niemiec* ) 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 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. Słowa kluczowe: system monitorowania konstrukcji, wiadukt kolejowy, teren górniczy, deformacje terenu Key words: mining exploitation, deformations, mining damage, historical church, rectification 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, * ) Główny Instytut Górnictwa w Katowicach 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 czego oprócz deformacji ciągłych występują deformacje nieciągłe w postaci liniowych stopni terenowych (rys.1).

17 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 15 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 Budynek kościoła pierwotnie posadowiony był na murowanych 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 posadowiony na żelbetowej płycie fundamentowej o grubości 12 cm. W 2006 roku przeprowadzono kolejny remont obiektu polegający 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 betonu 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 górniczej o charakterze poziomego rozciągania, które ujawniły się w postaci stopni terenowych. Deformacje podłoża spowodowały także ponowne wychylenie się kościoła oraz deformacje jego ścian. W artykule przedstawiono charakterystykę prac remontowych podjętych w celu usunięcia zaistniałych uszkodzeń 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. nawy. Wymiary gabarytowe rzutu poziomego budynku kościoła wynoszą m. Wieża dzwonnicy ma wysokość 20 m. Fot. 1. Widok budynku kościoła od strony południowo-zachodniej Photo 1. View of the church from the south-west 2. Charakterystyka i aktualny stan techniczny budynku kościoła 2.1. Opis budynku kościoła Kościół został wybudowany na planie krzyża z osią podłużną 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 Fot. 2. Nawa kościoła widok na chór Photo 2. Church nave view of the choir

18 16 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 Ściany budynku zostały wykonane w konstrukcji zrębowej z węgłami łączonymi na jaskółczy ogon z belek z drewna iglastego i liściastego (fot. 3). Wieża dzwonnicy ma konstrukcję szkieletową, obudowaną deskami. Nawa kościoła, prezbiterium, 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 przykryciami 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 drewnianych elementów konstrukcji i wykończenia oraz uszczelnienie ścian i pokrycia dachu, dezynfekcję i impregnację drewna preparatami grzybobójczymi, 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 przestrzeń między żelbetową przeponą a drewnianymi ścianami wypełniono tworząc betonową podwalinę o zmiennej wysokości. Ponadto budynek skotwiono zabudowując stalowe pręty w poziomie oparcia konstrukcji dachu na ścianach (fot. 2). 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 2.2. Uszkodzenia budynku kościoła W wyniku przeprowadzonej eksploatacji, w rejonie budynku kościoła wystąpiły deformacje ciągłe o charakterze poziomego rozciągania oraz deformacje nieciągłe w postaci stopni terenowych. Deformacje te spowodowały uszkodzenia 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. 7), - deformacje stolarki okiennej i drzwiowej, - nieszczelności pokrycia dachu, - deformacje ścian i nierównomierne wychylenie od pionu bryły budynku, - ślady zagrzybienia i korozji biologicznej niektórych fragmentów 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 miejscami 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 wykluczono jednak możliwości zagrzybienia niektórych, osłoniętych 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

19 Nr 3 PRZEGLĄD GÓRNICZY 17 Fot. 5. Deformacje (wygięcie) posadzki kościoła Photo 5. Deformations (bending) of the church floor Fot. 8. Deformacje ogrodzenia terenu parafii przy kościele Photo 8. Fence deformations of the parish church area Fot. 6. Rozluźnienie belek wypełnienia ściany prezbiterium Photo 6. Beams loosening of wall filling of the presbytery Fot. 9. Pustki pod żelbetową płytą Photo 9. Voids under reinforced concrete slab 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. 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

20 18 PRZEGLĄD GÓRNICZY 2015 Przez budynek kościoła, w miejscu połączenia nawy z prezbiterium, przebiegają deformacje nieciągłe w formie dwóch progów (rys. 1). Deformacje te spowodowały wystąpienie pustek pod żelbetową płytą budynku, co stwierdzono po odkopaniu podstawy płyty (fot. 9) oraz rozwarstwienie między żelbetową płytą grubości 12 cm a warstwą betonu o średniej grubości 15 cm. To ostatnie uszkodzenie można obserwować na przekroju powstałym po wykonaniu odwiertu przez warstwę betonu i płytę (fot. 10). Ponadto na styku prezbiterium z nawą widoczna była deformacja ściany oraz towarzyszące jej rozluźnienia połączeń belek ścian i pokrycia dachu. Z pomiaru różnic wysokości posadzki kościoła wynikało, że wysokości, a także, nachylenia posadzki były zróżnicowane (rys. 3). Największe różnice wysokości i nachylenia wystąpiły w rejonie prezbiterium, gdzie różnica wysokości wynosi do 100 mm, a nachylenie do 35 mm/m. W rejonie zakrystii i kaplicy posadzka kościoła uległa wybrzuszeniu, które przebiega w kierunku SW-NE, na przedłużeniu strefy nieciągłości powierzchni terenu widocznej na zewnątrz kościoła. W ramach geodezyjnej inwentaryzacji budynku kościoła, wykonano pomiar pionowości ścian, na czterech poziomach, od wysokości 0,5 m do 5,5m nad powierzchnią terenu. Stwierdzone pomiarami największe pochylenia wynosiły: - ściana B (NE) - od 10,7 mm/m na N do 17,0mm na S, - ściana D (NW) - do 21 mm/m w kierunku na S, - ścina C (SW) - od 11.0 na S do 40 mm/m na N, - ściana A (SE) - od 0 do 25 mm/m w kierunku na N, - ściana E (W) - do 16 mm/m w kierunku na E. Z uwagi na konstrukcję kościoła (nieregularne powierzchnie ścian wykonane z drewnianych belek), oszacowane pochylenia zewnętrznych ścian kościoła są obarczone znacznym błędem. Z wykazu wychyleń ścian od pionu wynika, że ściany są wychylone nieregularnie, przy czym w części wschodniej (prezbiterium) dominującym kierunkiem wychylenia jest na północ, a w części zachodniej (wejście do kościoła) południe i wschód 3. Podstawowe informacje o warunkach geologicznych i górniczych oraz deformacji powierzchni 3.1. Warunki geologiczne Bezpośrednio pod żelbetową płytą fundamentową zalegają utwory czwartorzędowe o miąższości około 10 m, które zbudowane są z piasków średnio zagęszczonych i stanowią, pod względem geotechnicznym, dość dobre podłoże budowlane. Głębiej, do około 120 m poniżej poziomu posadowienia, zalegają warstwy trzeciorzędu zbudowane z warstw iłów marglistych i piaszczystych. Poniżej występują już warstwy karbońskie. Najpłycej, na głębokości 680 m zalega pokład 358/1. Poniżej, do rozpoznanej głębokości 1000 m, zalega wiązka kilkunastu pokładów węgla kamiennego o zróżnicowanych grubościach, dochodzących do 3,5 m. W karbonie, w bezpośrednim sąsiedztwie granicy obszaru górniczego między kopalniami, występuje duży uskok tektoniczny, który ma w przybliżeniu przebieg południkowy. Wychodnia uskoku w stropie karbonu znajduje się w odległości m na wschód od kościoła. Zrzut uskoku jest na zachód, a jego wysokość wynosi od 60 do 90 m. Nachylenie powierzchni uskoku wynosi 60. W obrysie kościoła zwierciadło wód gruntowych zalega na głębokości poniżej 3,0 m p.p.t Warunki górnicze Występowanie uskoku pod kościołem, który ponadto jest naturalną granicą między kopalniami, powoduje, że każda z dokonanych i planowanych eksploatacji generuje występowanie w rejonie kościoła odkształceń poziomych o charakterze rozciągania. Na rysunku 4 przedstawiono w schematycznie zakres dokonanej eksploatacji od 1975 r. (początek eksploatacji) do 2010 r. Budynek kościoła znajduje się w strefie uskoku, w rejonie granicy obszaru górniczego. W latach wyeksploatowano po stronie kopalni zachodniej dwa pokłady 358/1 i 363, a po stronie wschodniej strefy uskokowej trzy pokłady 358/1, 364/1 i 364/3. Eksploatacje pokładów węgla o grubości od 1,8 do 2,6 m prowadzono z zawałem stropu na głębokości od 600 m do 740 m. W planach górniczych kopalń jest dalsza eksploatacja górnicza z zawałem stropu, głębiej zalegających pokładów Deformacje w rejonie budynku kościoła O szkodliwości deformacji dla budynku decydują głównie nachylenia, odkształcenia poziome i krzywizny powierzchni terenu. Deformacje te można określać na drodze pomiarowej w czasie trwania eksploatacji i po jej zakończeniu. Z uwagi na brak takich pomiarów, oszacowano je metodą obliczeniową. Rys. 3. Izolinie wysokości posadzki kościoła Fig. 3. Height isolines of the church floor