przeglądkomunikacyjny

2015rocznik LXXcena 25,00 złw tym 5% VAT

3

Ocena stopnia zagęszczenia gruntu sondą dynamiczną DPH i sondą statyczną CPTU. Wpływ warunków geotechnicznych na stan budowli zabytkowych na przykładzie kościoła Św. Jadwigi w Dobroszowie. Balastowanie powłok mostów gruntowo-powłokowych. Oddziaływanie drogowej płyty betonowej na podbudowę i podłoże w warunkach zmiennej temperatury dobowej. Stateczność nasypów komunikacyjnych posadowionych w złożonych warunkach gruntowych.

miesięcznik naukowo-techniczny stowarzyszenia inżynierów i techników komunikacji RP

ISSN0033-22-32

UKAZUJE SIĘ OD 1945 ROKU

Sponsorzy

Ramowa oferta dla „Sponsora strategicznego”

czasopisma Przegląd Komunikacyjny

Sponsor strategiczny zawiera umowę z wydawcą czasopisma na okres roku kalendarzowego z możliwością przedłużenia na kolejne lata. Uprawnienia wydawcy do zawierania umów posiada SITK O. Wrocław.

Przegląd Komunikacyjny oferuje dla sponsora strategicznego następujące świadczenia:�� zamieszczenie logo sponsora w każdym numerze,

�� zamieszczenie reklamy sponsora w jednym, kilku lub we wszystkich numerach,

�� publikacja jednego lub kilku artykułów sponsorowanych,

�� publikacja innych materiałów dotyczących sponsora,

�� zniżki przy zamówieniu prenumeraty czasopisma.

Możliwe jest także zamieszczenie materiałów od sponsora na stronie internetowej czasopisma.

Przegląd Komunikacyjny ukazuje się jako miesięcznik.

Szczegółowy zakres świadczeń oraz detale techniczne (formaty, sposób i terminy przekazania) są uzgadniane indywidualnie z Pełnomocnikiem ZO Wrocław SITK.

Prosimy o kontakt z: dr hab. inż. Maciej Kruszyna na adres mailowy: redakcja@przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

Cena za świadczenia na rzecz sponsora uzależniana jest od uzgodnionych szczegółów współpracy. Zapłata może być dokonana jednorazowo lub w kilku ratach (na przykład kwartalnych). Część zapłaty może być w formie zamówienia określonej liczby prenumerat czasopisma.

1

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Wydawca:

Stowarzyszenie Inżynierów i Techników

Komunikacji Rzeczpospolitej Polskiej

00-043 Warszawa, ul. Czackiego 3/5

www.sitk-rp.org.pl

Redaktor Naczelny:

Antoni Szydło

Redakcja:

Krzysztof Gasz, Igor Gisterek, Bartłomiej Krawczyk,

Maciej Kruszyna (Z-ca Redaktora Naczelnego), Agniesz-

ka Kuniczuk - Trzcinowicz (Redaktor językowy), Piotr

Mackiewicz (Sekretarz), Wojciech Puła (Redaktor

statystyczny), Wiesław Spuziak, Robert Wardęga,

Czesław Wolek

Adres redakcji do korespondencji:

Poczta elektroniczna:

redakcja@przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

Poczta „tradycyjna”:

Piotr Mackiewicz, Maciej Kruszyna

Politechnika Wrocławska,

Wybrzeże Wyspiańskiego 27, 50-370 Wrocław

Faks: 71 320 45 39

Rada naukowa:

Marek Ciesielski (Poznań), Antanas Klibavičius (Wil-

no), Jozef Komačka (Žilina), Elżbieta Marciszewska

(Warszawa), Bohuslav Novotny (Praga), Andrzej S.

Nowak (Lincoln, Nebraska), Tomasz Nowakowski

(Wrocław), Victor V. Rybkin (Dniepropietrovsk), Ma-

rek Sitarz (Katowice), Wiesław Starowicz (Kraków),

Hans-Christoph Thiel (Cottbus), Krystyna Wojewódzka-

-Król (Gdańsk), Elżbieta Załoga (Szczecin), Andrea Zuzu-

lova (Bratysława)

Rada programowa:

Mirosław Antonowicz, Dominik Borowski, Leszek Kraw-

czyk, Marek Krużyński, Leszek W. Mindur, Andrzej Żur-

kowski

Deklaracja o wersji pierwotnej czasopisma

Główną wersją czasopisma jest wersja papierowa. Na

stronie internetowej czasopisma dostępne są streszcze-

nia artykułów w języku polskim i angielskim.

Czasopismo jest umieszczone na liście Ministerstwa Nauki

i Szkolnictwa Wyższego (4 pkt. za artykuł recenzowany).

Redakcja zastrzega sobie prawo dokonywania zmian w

materiałach nie podlegających recenzji.

Artykuły opublikowane w „Przeglądzie Komunikacyjnym”

są dostępne w bazach danych 20 bibliotek technicznych

oraz są indeksowane w bazach:

BAZTECH: http://baztech.icm.edu.pl

Index Copernicus: http://indexcopernicus.com

Prenumerata:

Szczegóły i formularz zamówienia na stronie:

www.przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

Obecna Redakcja dysponuje numerami archiwalnymi

począwszy od 4/2010.

Numery archiwalne z lat 2004-2009 można zamawiać

w Oddziale krakowskim SITK,

ul. Siostrzana 11, 30-804 Kraków,

tel./faks 12 658 93 74, mrowinska@sitk.org.pl

Druk:

Drukarnia A-Zet, 52-131 Wrocław, ul. Buforowa 34a

Przemysław Wołczuk, przemo@dodo.pl

Reklama:

Dział Marketingu: sitk.baza@gmail.com

Nakład: 800 egz.

przeglądkomunikacyjny

3 / 2 0 1 5rocznik LXX

Na okładce: "Deformacja nawierzchni betonowej "

wiz. Piotr Mackiewicz

W numerze

Streszczenia

artykułów recenzowanych 2

Transportation Overview 3

Aktualności 4

Ocena stopnia zagęszczenia gruntu sondą

dynamiczną DPH i sondą statyczną CPTU

Irena Bagińska 6

Wpływ warunków geotechnicznych na

stan budowli zabytkowych na przykładzie

kościoła Św. Jadwigi w Dobroszowie

Andrzej Batog, Maciej Hawrysz 11

Balastowanie powłok mostów gruntowo-

-powłokowych

Marcin Mumot 16

Oddziaływanie drogowej płyty betonowej

na podbudowę i podłoże w warunkach

zmiennej temperatury dobowej

Piotr Mackiewicz, Antoni Szydło 19

Stateczność nasypów komunikacyjnych

posadowionych w złożonych warunkach

gruntowych

Andrzej Batog, Elżbieta Stilger-Szydło 25

Szanowni P.T. Czytelnicy

Przekazujemy do Waszych rąk kolejny numer Przeglądu Komunikacyjnego. Jest on

poświęcony problemom geotechnicznym posadowienia budowli inżynierskich. Proble-

matyka ważna z punktu widzenia ochrony zabytkowych obiektów jak również oceny

nośności i stateczności elementów budowli infrastruktury transportowej projektowa-

nych i budowanych współcześnie. Problem oceny stopnia zagęszczenia podłoża jest

istotny z punktu widzenia posadowień budowli. Zagadnieniu temu poświęcona jest

publikacja w której Autorka analizuje ocenę zagęszczenia podłoża za pomocą sondy

statycznej i dynamicznej. Efektem badań jest korelacja wyników uzyskiwanych różnymi

w.w sondami. Jest publikacja obejmująca problematykę wzmocnienia fundamentów

zabytkowego kościoła i elementów infrastruktury transportowej przebiegającej przy

kościele. Uszkodzenia powstały wskutek zjawisk osuwiskowych. Autorzy prezentują me-

todę analizy przyczyn uszkodzeń oraz podają sposoby wzmocnienia z zastosowaniem

nowoczesnych metod stosowanych w geoinżynierii. Ciekawa jest publikacja poświę-

cona badaniom zjawiska balastowania mostów gruntowo-powłokowych. W artykule

przedstawiono rozwiązanie zadań symulujących układanie zasypki z balastem i bez

balastu. Jedna z publikacji poświęcona jest problematyce oddziaływania temperatury

w cyklu dobowym na drogowe nawierzchnie betonowe. Wpływ temperatury powoduje

powstanie naprężeń i odkształceń nie tylko w płycie ale również niekorzystnie oddzia-

ływuje na podłoże a zwłaszcza podbudowę. Interesująca jest publikacja poświęcona

zagadnieniom stateczności skarp. Autorzy zawarli w nim dyskusję sposobów przepro-

wadzania oceny stateczności skarp nasypów drogowych oraz interpretacji uzyskanych

wyników uwzględniając procedury wprowadzone przez Eurokod 7. Zasygnalizowano

problemy występujące przy stosowaniu gruntów antropogenicznych do budowy na-

sypów infrastruktury transportowej. W numerze jak zwykle przegląd prasy oraz infor-

macje o organizowanych przez SITK RP konferencjach naukowo-technicznych. Życzę

naszym Czytelnikom dobrej lektury.

Redaktor Naczelny

Antoni Szydło

2

Streszczenia artykułów recenzowanych

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Strona 6Ocena stopnia zagęszczenia gruntu

sondą dynamiczną DPH i sondą

statyczną CPTU

Irena Bagińska

W pracy przedstawiono analizę oce-

ny stopnia zagęszczenia określonego

za pomocą sondowania dynamiczne-

go DPH oraz sondowania statyczne-

go CPTU w gruncie gruboziarnistym.

Szczegółowo rozpoznano ośrodek

gruntowy uwzględniając wyniki analizy

granulometrycznej prób gruntowych

otrzymanych z wierceń. Do oceny stop-

nia zagęszczenia zastosowano zalece-

nia normowe Eurokodu 7 odnosząc

je do wycofanej Normy Polskiej PN-B-

04452:2002. Zwrócono uwagę na różni-

ce interpretacyjne. Określono korelację

pomiędzy stopniem zagęszczenia uzy-

skanym na podstawie badań dynamicz-

nych DPH oraz badań statycznych CPTU.

Słowa kluczowe: Sondowanie statyczne

CPTU; Sondowanie dynamiczne DPH; Sto-

pień zagęszczenia ID.

Strona 11Wpływ warunków geotechnicznych

na stan budowli zabytkowych

na przykładzie kościoła Św. Jadwigi

w Dobroszowie

Andrzej Batog, Maciej Hawrysz

W artykule przedstawiono wpływ uwa-

runkowań geotechnicznych na stan bu-

dowli zabytkowych na przykładzie XIV-

wiecznego kościoła znajdującego się w

miejscowości Dobroszów na Dolnym Ślą-

sku. Obserwowany proces osuwiskowy

zagraża budowli sakralnej, konstrukcji

oporowej jak i prowadzącym do kościo-

ła ciągom komunikacyjnym. W artykule

przedstawiono sposób przeprowadze-

nia analizy złożonych warunków grun-

towych, mających wpływ na powstanie

uszkodzeń zabytkowej budowli sakralnej

i otaczającego ją masywu gruntowego

wraz z ciągami komunikacyjnymi. Przed-

stawiono także propozycje działań na-

prawczych wykorzystujących współcze-

sne techniki w geoinżynierii.

Słowa kluczowe: Rozpoznanie geotech-

niczne; Konstrukcje oporowe; Stateczność

skarp

Strona 16Balastowanie powłok mostów

gruntowo-powłokowych

Marcin Mumot

Artykuł ten przedstawia badania nad

zjawiskiem balastowania mostów grun-

towo-powłokowych. Balastowanie tego

typu konstrukcji redukuje wypiętrzenie

konstrukcji, dzięki czemu w efekcie koń-

cowym otrzymujemy znacznie mniejsze

wartości momentów zginających w klu-

czu powłoki. W artykule przedstawiono

rozwiązanie zadań symulujących układa-

nie zasypki na obiekcie mostowym grun-

towo-powłokowym bez zastosowania

balastu oraz z jego zastosowaniem. Obli-

czenia wykonane zostały za pomocą pro-

gramu Plaxis3D bazującym na metodzie

elementów skończonych (MES). Anali-

zowane modele obliczeniowe uwzględ-

niają współpracę ośrodka gruntowego

ze stalową powłoką. Dzięki otrzymanym

wynikom możliwe było wyrysowanie

monogramu pomocnego przy określe-

niu redukcji momentów zginających w

powłoce przy zastosowaniu balastu.

Słowa kluczowe: Mosty gruntowo-powło-

kowe; Balastowanie powłoki

Strona 19Oddziaływanie drogowej płyty

betonowej na podbudowę i podłoże

w warunkach zmiennej temperatury

dobowej

Piotr Mackiewicz, Antoni Szydło

Oddziaływanie temperatury w ciągu

doby powoduje zmianę w odkształca-

niu się płyt betonowych wbudowanych

w nawierzchnie drogowe. W związku

z rozszerzalnością termiczną oraz nie-

równomiernym oddziaływaniem tem-

peratury, płyta betonowa odkształca się

w ciągu doby wywołując deformacje w

warstwach niżej leżących. Dodatkowo

w zależności od różnych typów warstw

i podłoża, na którym spoczywa powsta-

ją w niej zróżnicowane naprężenia, które

powinny być uwzględniane w wymiaro-

waniu nawierzchni.

W Polsce z uwagi na częste, zmienne cyr-

kulacje powietrza nawierzchnie betono-

we poddawane są cyklicznym oraz zróż-

nicowanym odziaływaniom termicznym

w ciągu roku i doby. W artykule przeana-

lizowano wpływ różnych typów podbu-

dów i podłoża na stan przemieszczeń i

naprężeń w analizowanym układzie war-

stwowym. Obliczenia numeryczne prze-

prowadzono w zależności od zmiennej

temperatury dobowej z wykorzystaniem

Metody Elementów Skończonych (MES).

Z obliczeń wynika, że na skutek dobo-

wych zmian termicznych, w obszarze

szczelin poprzecznych w podbudowie

mogą pojawić się skumulowane prze-

mieszczenia pionowe oraz naprężenia

rozciągające prowadzące do uszkodze-

nia podbudowy. Wykazano, że stosowa-

nie sztywnych podbudów prowadzi do

powstawania większych naprężeń roz-

ciągających w płycie niż dla podbudów

podatnych. Natomiast w podbudowach

podatnych o małym module sztywności

i dodatkowo o małej grubości będą poja-

wiać się skumulowane przemieszczenia.

Pokazano wpływ zmiany wartości modu-

łów i podłoża na wartości termicznych

naprężeń rozciągających w płycie beto-

nowej.

Przeprowadzone analizy mogą być po-

mocne przy projektowaniu nowych na-

wierzchni betonowych jak również oce-

nie nośności nawierzchni istniejących

spoczywających na różnorodnych pod-

łożach.

Słowa kluczowe: Naprężenia Termiczne;

Temperatura; Płyta betonowa; Podłoże

Strona 25Stateczność nasypów

komunikacyjnych posadowionych

w złożonych warunkach gruntowych

Andrzej Batog, Elżbieta Stilger-Szydło

Zagadnienie stateczności skarp i zboczy

jest jednym z ważniejszych problemów

budownictwa drogowego. Autorzy w

niniejszym artykule zawarli dyskusję

sposobów przeprowadzania oceny sta-

teczności skarp nasypów drogowych

oraz interpretacji uzyskanych wyników

uwzględniając procedury wprowadzo-

ne przez Eurokod 7. Zasygnalizowano

problemy występujące przy stosowaniu

gruntów antropogenicznych do budowy

nasypów komunikacyjnych.

Słowa kluczowe: Drogi; Skarpy; Statecz-

ność; Grunty antropogeniczne

3

Transportation Overview

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Translation: the Author

Page 6Analysis of the soil density index

using dynamic sound DPH and static

sound CPTU

Irena Bagińska

The study includes degree of density

index using static sounding CPTU and

dynamic sounding DPH in a course-

grained soil. The soil has been precisely

studied and results of the granulometric

analysis from soil drilling has been taken

into consideration. In order to classify

the density index Eurocode 7 standards

were used refering them to the with-

drawn PN-B-04452:2002 Polish Stan-

dards. Interpretation diff erences were

noticed. The correlation of the density

index results from the dynamic tests

DPH and static tests CPTU was determi-

ned.

Keywords: Static cone penetration test

CPTU; Dynamic sounding DPH; Density

index ID

Page 11Impact of geotechnical conditions on

the state of the structure of historic

buildings, case study: The St Jadwiga

Church in Dobroszów

Andrzej Batog, Maciej Hawrysz

The paper presents the impact of the

geotechnical conditions on the histo-

ric buildings. The fourteenth century

church located in the Dobroszów village

in Lower Silesia is used as the example.

The eff ective protection methods of

historic buildings requires the complex

identifi cation of the geotechnical condi-

tions of subsoil. The current regulations

generally make necessary to develop the

geotechnical design as part of geotech-

nical documentation. The foundation

conditions of the church are extremely

unfavorable, the building is founded

on the slope of the local hills, on silt soil

layer deep in several meter, which easily

absorb the moisture. Numerous cracks

of walls indicate the instability of the

subsoil. Slopes surrounding the church

of the two sides are also subject of de-

formations. Analysis of the impact of

complex subsoil conditions on the pro-

gressive damage of this historic church

is presented. The paper also presents

the proposal of remedial solutions using

geotechnical methods.

Keywords: Geotechnical investigation; Re-

taining structures; Slope stability

Page 16Ballasting shell of soil-steel bridges

Marcin Mumot

This paper presents research on the

phenomenon of soil-steel bridge balla-

sting. Ballasting of this type of structure

reduces the uplift of structure, so that in

the end we obtain a much lower level

of bending moments in a shell’s crown.

The � coeffi cient that isvery helpful in

determining reduced bending moments

using ballast presented in literature does

not take into account a cooperation of

soil and is determined on the basis of

simple calculations based on a fl at rod

model. Due to large simplifi cation in the

current calculations it was decided to

verify the factor �. This article presents

a task solution of simulating laying back-

fi ll for soil-shell bridge structure without

ballast using and with its usage. Calcu-

lations were made in Plaxis3D program

which is based on the fi nite element

method (FEM). Analyzed computational

models take into account the interaction

of soil with steel shell and are made in 3D

system. Having the obtained results, it

was possible to draw a monogram help-

ful in determining reduction of bending

moments in shell using ballast and com-

paring it with previously presented ones

in the literature.

Keywords: Soil-steel bridges, Ballasting shell

Page 19Infl uence of concrete slab

on subbase and subgrade under varia-

ble daily temperature

Piotr Mackiewicz, Antoni Szydło

Changes in temperature during the day

cause uneven thermal expansion and

deformation of concrete slabs, which are

embedded in a concrete pavement. In

consequence, the deformed slab leads

to deformation of underlying layers. In

dependence of diff erent types of layers

and subgrade on which the slab rests,

diff erent stress are formed, which sho-

uld be taken into account in pavement

dimensioning.

Due to frequent and variable air circula-

tion in Poland, concrete pavements are

subjected to cyclic thermal deformations

in days and the whole years. The article

describes the impact of diff erent types

of subbase and subgrade on ground

displacements and stresses in the analy-

sed layers. Numerical calculations were

performed for the variable daily tempe-

rature using the fi nite element method

(FEM). The calculations showed that due

to the daily thermal changes, cumulative

vertical displacements and tensile stres-

ses leading to damage of the founda-

tion can appear in the transverse joint in

the foundation. It has been shown that

the use of rigid subbase leads to higher

tensile stresses in the plane than in su-

sceptible substructures. However, in the

susceptible subbases with low modulus

and small thickness, accumulated displa-

cement will appear. The eff ect of varying

moduli and the subgrade on the thermal

tensile stresses in the concrete slab was

also shown. The conducted analyses can

be helpful in the design of new concrete

pavements as well as evaluation of the

capacity of existing pavements resting

on variety of subgrades.

Keywords: Thermal stress; Temperature;

Concrete slab; Subgrade

Page 25Analysis of a Road Embankments

Stability foundation in layer subsoil

Andrzej Batog, Elżbieta Stilger-Szydło

The issue of stability of scarps and slopes

is one of major problems in road engine-

ering. In this article, the authors included

the discussion of possible ways of asses-

sment of road embankment slope stabili-

ty and the interpretation of the obtained

results, bearing in mind the procedures

introduced by Eurocode 7. The problems

that occur when using anthropogenic

soil for construction of embankments

are discussed.

Keywords: Roads; Slops; Stability; Anthro-

pogenic Soils

4

Aktualności

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Nowy zjazd z obwodnicy Lublinajuż otwartyKurier Lubelski, 12.02.2015

Drogowcy otworzyli w czwartek węzeł Lublin Cze-

chów na obwodnicy miasta. Na razie można z nie-

go zjechać tylko na północ. Dzięki uruchomieniu

węzła kierowcy będą mogli m.in. zjechać z obwod-

nicy na drogę wojewódzką 809 w kierunku Krasie-

nina i Przytoczna. Korzystając z niej będą mogli też

na nowym rondzie skręcić w lewo i drogą woje-

wódzką 809 dojechać do ulicy Sławinkowskiej w

Lublinie. Kolejna możliwość dojazdu do Lublina

przez węzeł Czechów ma się otworzyć przed kie-

rowcami jesienią. Wtedy Zarząd Dróg Wojewódz-

kich i miasto mają skończyć budowę przedłużenia

ul. Poligonowej do obwodnicy.

Budowa północnej obwodnicy Oświęcimia ruszy na wiosnę Bogusław Kwiecień, Gazeta Krakowska, 9.02.2015

Na wiosnę ruszy budowa obwodnicy północnej

Oświęcimia. To dobra wiadomość dla kierowców,

chociaż jeszcze muszą uzbroić się w cierpliwość.

Pierwsze samochody przejadą nową drogą w 2018

r. Z obwodnicy ucieszą się nie tylko mieszkańcy, ale

także kierowcy, którzy przejeżdżają przez Oświę-

cim (...). Plan przewiduje budowę 5-kilometrowej

trasy od skrzyżowania ulic Fabrycznej i Chemików

na krajowej „44” do Bobrka, gdzie połączy się z

drogą wojewódzką 933 Oświęcim - Chrzanów.

– Inwestycja obejmuje także budowę chodnika,

3-kilometrowej ścieżki rowerowej, mostu na Wi-

śle, wiaduktu kolejowego oraz pięciu rond, w tym

trzech w Oświęcimiu – wylicza Marta Maj, dyrektor

Zarządu Dróg Wojewódzkich w Krakowie (...).

Obwodnica Opola Lubelskiego: Nowa droga do mostu w Kamieniu już otwarta Agnieszka Ciekot, Kurier Lubelski, 6.02.2015

Na tę informację kierowcy czekali od dawna.

Wczoraj został puszczony ruch na obwodnicy

Opola Lubelskiego i odcinku łączącym obwodnicę

Chodla z obwodnicą Opola. To dwa ostatnie ogni-

wa drogi wojewódzkiej 747, które do tej pory były

zamknięte dla kierowców. Tym samym cała inwe-

stycja związana z przebudową blisko 50-kilome-

trowego odcinka z Konopnicy do Kamienia, gdzie

budowany jest most na Wiśle, została zakończona

(...). Budowa odcinka z Konopnicy do Kamienia po-

chłonęła 321 mln zł.

Ważna drogi dla Małopolski jednak nie powstanie?Gazeta Krakowska, 22.01.2015

Krętą DK 75 Nowy Sącz - Brzesko kierowcy będą

jeździć jeszcze przez co najmniej kilka lat

Choć we wrześniu ubiegłego roku rząd obiecywał

pieniądze na pierwszy odcinek nowej trasy łączą-

cej Nowy Sącz z Brzeskiem, to ta inwestycja nie

została ujęta w projekcie „Programu Budowy Dróg

Krajowych na lata 2014-2023”. Tym samym ma-

rzenia o szybszym połączeniu Sącza z Krakowem

znów oddalają się w czasie (...).

Łódź bez tirów. Ulice zostaną zamknięte dla ciężarówek Agnieszka Magnuszewska, Dziennik Łódzki,

9.02.2015

Od 1 marca do końca roku tiry nie będą miały

wstępu do sporej części Łodzi w godz. 6 -20. Ich

kierowcy mogą zapomnieć o tranzycie przez Łódź

w relacji północ - południe, czyli o jeździe po al.

Palki i Śmigłego -Rydza oraz Jana Pawła II - Włók-

niarzy. W ten sposób Zarząd Dróg i Transportu

chce zmniejszyć korki w Łodzi. - Zbliżamy się do

najbardziej newralgicznego okresu prac na trasie

W-Z w bieżącym roku. To przebudowa skrzyżo-

wania al. Śmigłego - Rydza z Piłsudskiego, której

rozpoczęcie zaplanowane jest na początek marca

- podkreśla Grzegorz Nita, dyrektor ZDiT (...).

Kraków. Nowe torowiska powstaną przy okazji S7 Dawid Serafi n, Gazeta Krakowska, 9.02.2015

W ramach budowy wschodniej obwodnicy Krako-

wa część zaniedbanych torów zostanie po latach

odnowiona. Reszta zniszczonych linii będzie mu-

siała poczekać. Urzędnicy zapowiadają remonty

dopiero w 2019. W drugiej połowie roku roz-

pocznie się remont zniszczonych i zaniedbanych

torowisk w Nowej Hucie. Odnowione zostanie

2,5- kilometrowy odcinek w okolicach planowa-

nej budowy węzła igołomskiego. Pasażerowie nie

mają jednak co liczyć na szybką poprawę komfor-

tu jazdy. Miejscy urzędnicy nie mają bowiem pie-

niędzy na modernizację innych ważnych torowisk

w dzielnicy. Remont, który ma ruszyć, nie był przez

nich planowany. Zostanie wykonany w ramach

budowy wschodniej obwodnicy, części trasy S7.

Za jej budowę odpowiada Generalna Dyrekcja

Dróg Krajowych i Autostrad (...).

Rewolucja komunikacyjna w Łodzi. Autobusy mają omijać centrum i dowozić do tramwajów Agnieszka Magnuszewska, Dziennik Łódzki,

30.01.2015

Linie tramwajowe mają łączyć osiedla mieszka-

niowe i dzielnice przemysłowe z centrum Łodzi,

a autobusom pozostanie głównie dowożenie pa-

sażerów do tramwajów. Taki projekt planu trans-

portowego dla Łodzi przedstawiono w czwartek

na komisji transportowej Rady Miejskiej. Plan

transportowy ma uporządkować zasady kursowa-

nia miejskich autobusów i tramwajów. Zgodnie z

założeniami, dla kursów punktualnych odchylenie

od rozkładu może wynosić tylko do 3 minut. Pasa-

żerowie będą musieli nauczyć się nowej numeracji

linii MPK (...).

Kraków zmienia zasady ruchu w centrumZIKiT, infotram.pl, 16.02.2015

W najbliższych miesiącach komunikacyjne cen-

trum Krakowa zmieni się radykalnie. Dzięki prze-

budowie torowiska i zmianach w organizacji ru-

chu, na odcinku od ul. Piłsudskiego do ul. Pawiej,

szybciej po I obwodnicy poruszać się będą mogły

zarówno autobusy jak i tramwaje. Bezcenny czas

zyskają setki tysięcy pasażerów Komunikacji Miej-

skiej w Krakowie. Wprowadzenie ruchu jednokie-

runkowego wokół I obwodnicy jest działaniem

uzasadnionym i zorientowanym na uzyskanie

konkretnych celów. Wśród najważniejszych moż-

na wymienić:

- eliminację samochodowego ruchu tranzytowe-

go,

- poprawę warunków poruszania się pieszych, ro-

werzystów oraz pojazdów transportu publicznego

w śródmieściu,

- ułatwienie obsługi centrum przez pojazdy zaopa-

trzenia oraz służb komunalnych,

- zmniejszenie emisji spalin oraz poziomu hałasu

komunikacyjnego,

- poprawę standardu przestrzeni publicznej, przy-

wracanie pozakomunikacyjnych funkcji ulicy,

- zwiększenie atrakcyjności śródmieścia,

- wpływ na zwiększenie ekonomicznego potencja-

łu obszaru śródmieścia (głównie w zakresie handlu

i usług).

Węzeł multimodalny Łódź Fabryczna. Miasto otrzyma 85,8 mln euro z funduszy unijnych Jarosław Kosmatka, Agnieszka Jędrzejczak, Dzien-

nik Łódzki, 28.01.2015

Komisja Europejska zatwierdziła w środę przezna-

czenie 293 milionów euro na realizację w Warsza-

wie, Łodzi, Szczecinie i Poznaniu pięciu projektów.

Dotyczą one rozwoju transportu publicznego. W

przypadku Łodzi to projekt „Węzeł multimodalny

przy dworcu Łódź Fabryczna”. Zakłada on budowę

i modernizację linii oraz przystanków tramwajo-

wych , a także stworzenie węzła tramwajowego,

kolejowego oraz samochodowego na stacji Łódź

Fabryczna. Za pieniądze unijne powstanie też sys-

tem parkingowy „parkuj i jedź” oraz systemu zjaz-

dów i ramp dojazdowych. Do Łodzi spłynie 85,8

miliona euro dotacji. Całkowity koszt inwestycji

opiewa na prawie 111 milionów euro (...).

Łódzka Kolej Aglomeracyjna. Dwadzieścia połączeń z Łodzi do Kutna Tomasz Dębowski, Rafał Klepczarek, Dziennik

Łódzki, 28.01.2015

Od połowy czerwca Łódzka Kolej Aglomeracyjna

planuje rozpoczęcie przewozów na linii kolejo-

wej Łódź - Kutno. Obecnie pociągi ŁKA dojeżdża-

ją m.in. z Łodzi do Łowicza. Jak informuje Marta

Markowska, rzecznik prasowy ŁKA - 14 czerwca

tego roku uruchomionych zostanie dwadzieścia

połączeń dziennie z Kutna do Łodzi i z powrotem,

które obsługiwane będą nowoczesnymi pociąga-

mi FLIRT3, wyposażonymi między innymi w bez-

płatny internet, biletomaty, klimatyzację, jak i wiele

udogodnień dla osób niepełnosprawnych oraz

rodzin podróżujących z dziećmi (...).

5

Aktualności

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Dwuestakadowa łącznica kolejowa na Zabłociu powstanie, ale rok późniejGazeta Krakowska, 22.01.2015

Łącznica kolejowa na Zabłociu, którą mają być

dwie potężne estakady nad ulicami Wielicą i Po-

wstańców Śląskich, powstanie później aniżeli

zakładano. Przewidywana do realizacji w latach

2012-2016 budowa, z uwagi na przedłużające się

procedury przetargowe ma zostać ukończona w

2017 roku - poinformował Kurier Kolejowy powo-

łując się na informacje z Ministerstwa Infrastruktu-

ry i Rozwoju (...). Dzięki łącznicy pociągi jadące z

Krakowa do Skawiny i Zakopanego nie będą mu-

siały, tak jak ma to miejsce obecnie, dojeżdżać do

stacji Kraków Płaszów i po zmianie kierunku jazdy

kontynuować podróż. Według kolejarzy podróż

skróci się nawet o 20 minut. Koszt inwestycji sza-

cuje się na 330 mln zł.

Unikatowa nastawnia kolejowa we Wrzeszczu trafi na listę zabytków? Dziennik Bałtycki, 6.02.2015

Nastawnia kolejowa we Wrzeszczu to unikatowy

obiekt w skali całego kraju. Mimo to, nastawnia

nie została jeszcze wpisana do rejestru zabytków.

Wkrótce może się to zmienić. Unikatową w skali

kraju nastawnię kolejarze przestali użytkować na

początku lat 90. minionego wieku. Od tej pory jest

stan pogarsza się. PKP chciałoby rozebrać obiekt.

- Nastawnię we Wrzeszczu zbudowano w drugiej

dekadzie XX wieku według projektu z roku 1915

- informuje Marcin Tymiński, rzecznik WUOZ w

Gdańsku. - Jej pierwsza wersja powstała dwa lata

wcześniej. Autorem projektu był radca budowlany

Karl Eitner z Biura Budowlanego Okręgowej Dyrek-

cji Kolei w Gdańsku. Uważamy, że tak wyjątkowy

obiekt należy zachować dla przyszłych pokoleń.

Decyzja o wpisaniu nastawni do rejestru zabyt-

ków to swego rodzaju niespodzianka, albowiem

poprzednik obecnie urzędującego konserwatora

wojewódzkiego dystansował się od takiego roz-

wiązania. Marcin Tymiński zapewnia, że procedura

wpisu do rejestru zabytków zostanie przeprowa-

dzona „możliwie szybko”.

Szczecin z substytutem SKM-ki jd, Transport-Publiczny.pl, 18.02.2015

W sobotę, na pięć tygodni zostanie zamknięty dla

samochodów i tramwajów Most Długi w Szczeci-

nie. Władze miasta porozumiały się jednak z Prze-

wozami Regionalnymi, które w tym czasie będą

honorować bilety komunikacji miejskiej. Szczecin

stanie się najbardziej zintegrowanym transporto-

wo miastem w Polsce? Most zostanie zamknię-

ty, bo koniecznych napraw wymaga torowisko

tramwajowe. To kolejny etap większego projektu

modernizacji torowisk w mieście. Po moście będą

jeździły wyłącznie autobusy komunikacji miej-

skiej, taksówki i pojazdy specjalne. Dla kierowców

oznacza to znaczne utrudnienia, bo to główna

przeprawa łącząca prawo- i lewobrzeżny Szczecin.

W dodatku zamknięte będzie też skrzyżowanie tuż

przed mostem (Nabrzeże Wieleckie – Wyszyńskie-

go), co utrudni poruszanie się wzdłuż Odry. Ale

podczas poniedziałkowej konferencji prasowej

przedstawiciele ratusza i zachodniopomorskich

Przewozów Regionalnych zachęcali, by przesiąść

się do pociągu, co w niejednym przypadku może

się okazać dużo korzystniejsze niż korzystanie

z własnego samochodu. Od 21 lutego do końca

marca pociągami PR będzie można przejechać się

z każdym biletem szczecińskiej komunikacji miej-

skiej.

Koleje Czeskie dojadą do Krakowa. Autobusem Kasper Fiszer, Rynek Kolejowy, 18.02.2015

Państwowy czeski przewoźnik kolejowy rozszerza

ofertę swoich połączeń do Polski. 1 marca ČD uru-

chomią nową linię łączącą Ostrawę z Krakowem,

która zastąpi wycofane po zaledwie trzech tygo-

dniach kursy realizowane wspólnie z Przewozami

Regionalnymi. Tym razem międzynarodową trasę

pokonywać będą jednak... autobusy. České Dráhy

– Koleje Czeskie, największy kolejowy przewoźnik

w Republice Czeskiej, poinformował wczoraj o

swoich planach reaktywacji dziennego połączenia

Ostrawy z Krakowem. Po dwumiesięcznej przerwie

do rozkładu wróci jedna para kursów tej relacji. ČD

zdecydowały się jednak na obsługę trasy autobu-

sami drogowymi. Póki co linia będzie miała charak-

ter pilotażowy – zaplanowane są codzienne kursy

do końca października tego roku. – Naszym celem

jest stworzenie alternatywnego transportu wobec

braku bezpośredniego dziennego połączenia ko-

lejowego do Krakowa. Podróżni mogą dojechać

z i do Krakowa tylko nocą, a w dzień trzeba prze-

siadać się w Katowicach, co w oczywisty sposób

wydłuża czas przejazdu – mówi Michal Štěpán,

członek zarządu ČD odpowiedzialny za transport

pasażerski. Autokar ma wyjeżdżać z Ostrawy o

11:15, a z Krakowa o 14:20. Czas przejazdu wynie-

sie 2 godz. 20 min.

Ukraina zelektryfi kuje linię do PolskiAlexander Kava, Railjournal.com, 17.02.2015

Rząd ukraiński ogłosił plan elektryfi kacji linii łączą-

cej Kowel i Izow (przez – przyp. tłum.) w standar-

dzie 25 kV AC oraz rozpoczęcia negocjacji z rządem

polskim w sprawie przedłużenia tego odcinka do

Hrubieszowa, gdzie zaczyna się szerokotorowa

linia LHS. Projekt po stronie ukraińskiej obejmuje

elektryfi kację stacji Włodzimierz Wołyński oraz ob-

wodnicy miasta. Przewiduje się, że prace zostaną

zakończone w ciągu dwóch lat. Dzięki elektryfi -

kacji Koleje Ukraińskie spodziewają się obniżenia

kosztów przewozów na trasie, którą odbywa się

90% ruchu między Polską i Ukrainą. Nie będzie już

konieczna wymiana lokomotyw w Kowlu i zmniej-

szanie masy składów towarowych.

Ottawa przykładem dla Wrocławia? Szyna wygrała z BRT jd, Transport-publiczny.pl, 18.02.2015

Stolica Kanady była przez lata przykładem na suk-

ces Bus Rapid Transit. Sukces okazał się tak wielki,

że Ottawa go nie udźwignęła. Właśnie trwa tam

budowa tunelu pod centrum miasta za 2 mld do-

larów, którym pojedzie tramwaj i zastąpi kursujące

na powierzchni autobusy. Czyli – w przeciwień-

stwie do Wrocławia – wygrała szyna. Transitway

uruchomiono w 1983 r., czyli niecałą dekadę

po pierwszym eksperymencie z BRT – w Kuryty-

bie – a długo przed gigantycznym sukcesem BRT

w Bogocie. Choć stolica Kanady to dziś ledwie mi-

lion mieszkańców, to już wtedy cierpiała z powo-

du klasycznych chorób dużej metropolii. System

rozbudowanego publicznego transportu miał

w tym pomóc. Co ciekawe, od samego początku

Transitway budowano z myślą, by po jakimś czasie

przekształcić go w transport szynowy. Po prostu

ustalono, że w ten sposób wymagany efekt osią-

gnie się szybciej i taniej. Brzmi znajomo? Owszem,

we Wrocławiu też urzędnicy przebąkują, że budo-

waną trasę BRT będzie można kiedyś ewentualnie

przekształcić w trasę tramwajową, choć sympaty-

cy tramwaju urzędnikom nie wierzą. Transitway

pomógł. BRT w Ottawie to ponad 30 km tras au-

tobusowych. Pojazdy poruszają się zwykle po spe-

cjalnie wybudowanych dla nich trasach, rzadziej

korzystają z wydzielonych pasów na istniejących

jezdniach. System jest na tyle rozbudowany, że

zapewnia połączenie z centrum miasta wszyst-

kich osiedli na przedmieściach. Dlaczego więc

od ubiegłej dekady w miejskim ratuszu toczyły

się długie dyskusje o tym, co zrobić z problemem

BRT? Bo autobusy okazały się… zbyt popularne.

Na centralnym, kluczowym odcinku większość linii

przejeżdża dwiema ulicami przez centrum miasta.

Na trzech najważniejszych kilometrach czar BRT

pryska. Transitway ma tam oczywiście wydzielony

pas jezdni, ale nierzadkim widokiem jest sznur au-

tobusów, które wzajemnie się blokują. Jeździ nimi

tylu pasażerów, że zaspokajając popyt, przewoźnik

doprowadził do tego, że już się tam nie mieszczą.

Okazało się, że bez tramwaju miasto „się udusi”.

Stosowną uchwałę przyjęto pod koniec 2012 r. Bu-

dowa ma się zakończyć do 2017 r.

PKP planuje elektryfi kację szlaków we wschodniej części krajuKeith Fender, Railjournal.com, 18.02.2015

Polski zarządca infrastruktury kolejowej PKP PLK

zlecił fi rmie WYG Consulting opracowanie studium

wykonalności elektryfi kacji i modernizacji około

100 km linii Lublin – Stalowa Wola. Projekt jest czę-

ścią planu modernizacji całego korytarza Olsztyn -

Białystok - Lublin - Stalowa Wola - Rzeszów. Począ-

tek prac jest planowany na rok 2017. Obecnie na

tej linii jest kilka odcinków niezelektryfi kowanych,

co powoduje konieczność kilkakrotnych zmina

lokomotyw w pociągach pasażerskich oraz dłuż-

sze trasy (przez Warszawę i Śląsk) elektrycznych

składów towarowych. Przy okazji elektryfi kacji

prędkość zostanie podniesiona do 120 km/h oraz

zostaną zmodernizowane stacje. Elektryfi kacja tej

linii była planowana już w latach 80., rozpoczęto

nawet montaż konstrukcji wsporczych, ale projekt

został zarzucony.

Opracowanie: Krzysztof Gasz,

Igor Gisterek, Maciej Kruszyna

6

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnika

Stopień zagęszczenia gruntów gruboziar-

nistych jest podstawowym parametrem

określanym in situ podczas każdej inwestycji

budowlanej. Oceny jego wartości można do-

konać kilkoma technikami sondowań dyna-

micznych oraz sondowaniami statycznymi. W

przypadku sondowań dynamicznych pomiar

i interpretacja jest skokowa co 10 lub 20 cm,

natomiast w przypadku sondowań statycz-

nych stożkiem elektrycznym pomiar i inter-

pretacja jest niemal ciągła co 2 cm. W pracy

porównano wyniki interpretacyjne stopnia

zagęszczenia ustalone techniką sondowania

dynamicznego DPH oraz sondowania statycz-

nego CPTU.

Zgodnie z PN [5],[10] wyróżnić można 4

rodzaje sondowań dynamicznych (DPL, DPM,

DPH, DPSH). Dobór rodzaju sondowania dy-

namicznego odbywa się zgodnie z rodzajem

badanego gruntu. Im grunt zawiera więcej

grubszych frakcji tym cięższy młot dobierany

jest do wykonania badania. W pracy zastoso-

wano sondowania DPH rejestrujące N’10 DPH na

każde 10 cm wpędu sondy pogrążanej przez

swobodne uderzenia 50 kg młota z wysoko-

ści 50 cm w kolumnę żerdzi zakończoną znor-

malizowaną końcówką stożkową [5],[10].

Sondowania statyczne CPTU wykonano

samojezdną sondą typu GEOTECH 220-04

rejestrując z głębokością w czasie rzeczywi-

stym opory stożka qc, opory tarcia fs i ciśnie-

nie porowe u2 zgodnie z zaleceniami [9] (rys.

2). Zwykle podczas sondowań statycznych

w gruntach gruboziarnistych powstają bar-

dzo duże opory wpędu qc, które mogą spo-

wodować uszkodzenie sondy pomiarowej.

Ryzyko uszkodzenia piezostożka jest bardzo

duże i dlatego warto poszukiwać możliwości

zamiennego wykonywania tych badań, nie

tylko w przypadku oceny stanu zagęszczenia.

Temat ten podjęto już w pracy [1] porów-

nując statyczne opory penetracji stożka qc

(CPTU) z dynamicznymi oporami penetracji qd

(DPH) oraz jednostkowym oporem penetracji

rd (DPH). Aktualnie skupiono się na określeniu

stopnia zagęszczenia korzystając jednocze-

śnie z obu technik pomiarowych na pod-

stawie DPH (ID  DPH) oraz na podstawie CPTU

(ID  CPTU). Rzadko bowiem dla wyznaczenia tej

cechy używane są obie techniki zakładając

równoważność obu interpretacji. Analiza po-

równawcza ma za zadanie sprawdzenie tej

tezy.

Charakterystyka obszaru badań

oraz gruntu poddanego rozpoznaniu

Pod względem morfologicznym teren badań

stanowi fragment Niziny Środkowopolskiej

w południowo-zachodnim skraju Wzgórz Dal-

kowskich stanowiących Wzgórza Polkowickie.

Najpłycej występujące utwory reprezentowa-

ne są przez osady piaszczysto-żwirowe zali-

czane do utworów zlodowacenia południo-

wo-, środkowo- i północno-polskiego.

Na obszarze poddanym badaniom wyko-

nano do głębokości 15 m p.p.t. wiercenia w

osi każdego z dziesięciu sondowań DPH oraz

sondowanie CPTU w rozstawach punktów

badawczych większych niż minimalne do-

puszczalne odległości ustalone w normach

branżowych wynikające z wzajemnych nieko-

rzystnych oddziaływań [7],[9],[10]. Do analizy

wybrano cztery sondowania DPH najbliższe

punktu badawczego CPTU. Maksymalna odle-

głość punktów badawczych DPH względem

CPTU wynosiła około 10 m.

W sąsiedztwie terenu badań znajdował

się bardzo duży obiekt posadowiony bezpo-

średnio na głębokości 3,5 m p.p.t. Na pod-

stawie materiałów archiwalnych ustalono, że

posadowienie wykonywane było w wykopie

szerokoprzestrzennym, a po pracach funda-

mentowych wykop zasypano gruntem ro-

dzimym. Potwierdziły to wiercenia i badania

granulometryczne oraz zarejestrowane opory

wpędu z sondowań statycznych i dynamicz-

nych. Na głębokości 4,7 m p.p.t. ustalono wy-

stępowanie swobodnego zwierciadła wody

gruntowej, co uwzględniono w interpretacji

zarówno badań CPTU jak i DPH.

Ocenie granulometrycznej poddano 3

próby powyżej poziomu posadowienia obiek-

tu i 7 prób pobranych poniżej poziomu posa-

dowienia. Badanie przeprowadzono metodą

sitową zgodnie z normą [4]. Wykazano wystę-

powanie w podłożu pospółki (grSa) oraz na

mniejszych głębokościach piasku średniego

(MSa). Dla gruntu zasypowego średnia war-

tość wskaźnika różnoziarnistości Cu wynosiła

3,29, natomiast dla rodzimego 3,27. Wskaźnik

krzywizny uziarnienia Cc wynosił odpowied-

nio dla gruntu zasypowego 1,11 i dla gruntu

rodzimego 1,15. Na podstawie uzyskanych

wyników grunt sklasyfi kowano jako jedno-

frakcyjny, czyli słabo uziarniony (SP wg [10]).

Przykładowy wykres składu granulometrycz-

nego przedstawiono na rys. 1.

Ocenę rodzaju gruntu z pomiaru granu-

lometrycznego porównano z oceną rodzaju

gruntu na podstawie sondowania CPTU ko-

rzystając z dwóch nomogramów klasyfi ka-

cyjnych Robertsona 2010 [11] oraz Młynarka

i innych [3] zwanej klasyfi kacją normową [5].

Ostatecznie przyjęto profi l geologiczny bliż-

szy rozpoznaniu z wierceń otrzymany z kla-

syfi kacji Młynarka i innych [3]. Ocena rodzaju

Ocena stopnia zagęszczenia gruntu sondą dynamiczną DPH i sondą statyczną CPTUIrena Bagińska

dr inż. Irena Bagińska

Politechnika Wrocławska,Katedra Geotechniki, Hydrotech-niki, Budownictwa Podziemnego i Wodnego

irena.baginska@pwr.edu.pl

1. Przykładowy wykres składu granulometrycznego badanego gruntu

7

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnika

gruntu wykazała występowanie pospółek

(grSa) do piasków drobnych (FSa). Rozpozna-

nie przedstawiono na profi lu wraz z wielko-

ściami pomiarowymi badania CPTU (rys. 2).

Pomiary z czterech sondowań DPH (rys.

3a) zostały uśrednione i otrzymano przebieg

N’10DPHśr z głębokością bez uwzględnienia

zwiększonej liczby uderzeń poniżej zwiercia-

dła wody gruntowej (rys. 3b).

Ocena stanu zagęszczenia

na podstawie badań DPH

Do momentu zatwierdzenia normy europej-

skiej dla geotechniki, zwanej Eurokodem 7 [7],

wytyczne metodologii wykonania i interpreta-

cji sondowań dynamicznych (DPL, DPM, DPH,

DPSH) zawierała norma PN-B-04452:2002 [5].

Ocenę stopnia zagęszczenia ID gruntów gru-

boziarnistych o wskaźniku różnoziarnistości

Cu >3 na podstawie liczby uderzeń N10 dla

sondowań dynamicznych DPH określano z

korelacji (1).

271,0log441,0 10DPHD NI (1)

gdzie: N10DPH to liczba swobodnych uderzeń

młota na każde 0,10 m wpędu końcówki son-

dy DPH po uwzględnieniu zwiększonej licz-

by bić w obrębie występowania zwierciadła

wody gruntowej [5].

Zgodnie z zaleceniami PN zwiększenie liczby

bić o 50% należało uwzględnić w przedziale

1m powyżej i od 2m do 3m poniżej zwiercia-

dła wody, gdy stan gruntu w tym obszarze był

średnio zagęszczony.

W części 2 Eurokodu 7 w załączniku D znaj-

dują się korelacje służące do ustalenia stopnia

zagęszczenia osobno dla gruntów źle uziar-

nionych o Cu ≤ 3 oraz dla gruntów dobrze

uziarnionych - Cu ≥ 6. Norma nie podaje z

jakich korelacji korzys tać, jeśli poddany bada-

niu jest grunt posiadający wskaźnik jednorod-

ności (różnoziarnistości) Cu z przedziału od 3

do 6.

Ostatecznie w omawianym przypadku

do ceny stopnia zagęszczenia wykorzysta-

no (zgodnie z [7]) powyżej zwierciadła wody

gruntowej korelację daną równaniem (2), a

poniżej korelację daną równaniem (3) dla Cu

≤ 3.

10,0log435,0 10DPHD NI (2)

23,0log380,0 10DPHD NI (3)

gdzie: N10DPH to liczba swobodnych uderzeń

młota na każde 0,10 m wpędu końcówki son-

dy DPH po uwzględnieniu zwiększonej liczby

uderzeń poniżej występowania zwierciadła

wody gruntowej zgodnie z zależnością (4) [7].

210110 ' aNaN DPHDPH (4)

W powyższej zależności N’10 DPH to wartość

pomiarowa przed uwzględnieniem wpływu

wody gruntowej, a wartości a1 i a2 to przy-

jęte odpowiednio wielkości 1,3 oraz 2,0 dla

słabo uziarnionych gruntów guboziarnistych

o Cu ≤ 3.

Na rys. 4 zaprezentowano zmienność stop-

nia zagęszczenia względem wartości N10DPH

dla wszystkich trzech korelacji prezentowa-

nych w pracy (równania (1), (2), (3)). Wykresy

uzyskane z korelacji Eurokodu 7 (równania (2),

(3)), zarówno dla sytuacji powyżej, jak i po-

niżej zwierciadła wody gruntowej są bardzo

zbliżone względem siebie. Korelacja z wy-

cofanej normy PN podaje znacznie wyższe

wartości stopnia zagęszczenia przy tej samej

liczbie N10 DPH niż korelacje z Eurokodu 7.

Bazując na wynikach przedstawionych na

rys. 4 w tabeli 1 zestawiono dla poszczegól-

nych stanów zagęszczenia gruntów grubo-

ziarnistych przedziały zmienności ID i odpo-

wiadające im przedziały N10 DPH dla wszystkich

cytowanych korelacji. Widoczne jest, że stosu-

jąc korelację z normy PN wystarczy dla uzy-

skania stanu zagęszczonego wykonać w ba-

danym gruncie ponad dwukrotnie mniejszą

liczbę uderzeń N10 DPH niż w przypadku za-

stosowania korelacji z Eurokodu 7. Różnice

są bardzo znaczące i sprawiają, że powyżej

zwierciadła wody gruntowej nowe wytyczne

Eurokodu 7 są bardzo rygorystyczne, a okre-

ślany w ten sposób stopień zagęszczenia bę-

dzie znacznie niższy od określanego dotych-

czas stopnia wg normy PN [5].

0 5 10 15 20 25 30

0 5 10 15 20 25 30

qc [MPa]

qc [MPa]

0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

3.0

3.5

4.0

4.5

5.0

5.5

6.0

6.5

7.0

7.5

8.0

8.5

9.0

9.5

10.0

10.5

11.0

11.5

12.0

12.5

13.0

13.5

14.0

14.5

15.0

Gbo

ko: [

m]

4.7

0 0.05 0.10 0.15 0.20 0.25

0 0.05 0.10 0.15 0.20 0.25

fs [MPa]

fs [MPa]

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90100

0 10 20 30 40 50 60 70 80 90100

u2 [kPa]

u2 [kPa]

Classification byPN-B-04452

Piaski rednie do piaskow pylastych (7)

Pospó ki, piaski drobne (8)

2. Profi l geologiczny wraz z wielkościami pomiarowymi CPTU

8

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnika Mając na uwadze powyższe spostrzeże-

nia przeprowadzono równolegle dwie oceny

stanu zagęszczenia dla analizowanego prze-

biegu N’10DPHśr (rys. 3b). Raz dla rozwią-

zania zgodnego z PN, a raz dla rozwiązania

zgodnego z Eurokodem 7, przy czym w obu

rozwiązaniach stosowano konsekwentnie

różne techniki uwzględnienia wpływu wody

gruntowej zgodne z przytoczonymi powyżej

zaleceniami normowymi [5],[7].

Zgodnie z rys. 5b na całym przebiegu głę-

bokości ID wyznaczone zgodnie z PN (1) do-

starczyła stopnie zagęszczenia były większe

niż ID wyznaczone zgodnie z Eurokodem 7

(2), (3). Największe różnice występują powy-

żej głębokości 6,7 m p.p.t., gdzie dodatkowo

uwzględniono zgodnie z PN wzrost wartości

N10DPHśr ze względu na zwierciadło wody

gruntowej. Poniżej tej głębokości rozwiąza-

nia są porównywalne i nieznacznie wzrasta-

ją wraz z głębokością od wartości średniej

ID=0,65 do wartości średniej ID=0,77 i w tej

strefi e jednoznacznie można określić, iż grunt

gruboziarnisty jest w stanie zagęszczonym.

Ocena stanu zagęszczenia na podstawie

badań CPTU

Do oceny stanu zagęszczenia na podstawie

pomiaru sondą statyczną CPTU posłużono się

korelacjami wg Borowczyka [12] oraz Lancel-

lotta [2].

Metoda Borowczyka przytoczona jest w

PN [5] i opisana jest wzorem:

165,0log709,0 cD qI (5)

gdzie: qc - opór na stożku [MPa].

Metoda przeznaczona jest do oceny stanu

zagęszczenia piasków drobno-, średnio- i gru-

boziarnistych o wskaźniku różnoziarnistości

Cu>3. W trakcie obliczeń ID uwzględniono róż-

nice wskazań oporów stożka qc na poziome

1,3 pomiędzy końcówka elektryczną, a me-

chaniczną, dla której ustalona została korela-

cja (5) [5].

Stopień zagęszczenia wg zależności Lan-

cellotta [2] opisany jest następującą zależno-

ścią:

o

cD

qI log6698 [%] (6)

gdzie: qc - opór na stożku [MPa], 0'v� - składo-

wa pionowa naprężenia efektywnego [MPa],

dla którego ciężar objętościowy gruntu wy-

znaczony został zgodnie z klasyfi kacją Robert-

sona SBT [2].

Zgodnie z rys. 6b na całym przebiegu

głębokości obie korelacje (5) i (6) dostarcza-

ją zbieżnych wyników. Do głębokości 8 m

p.p.t. większe wartości ID określono korelacją

Lancellotta, a poniżej korelacją Borowczyka.

Największe różnice występują do głęboko-

ści około 4,5 m. Poniżej tej głębokości wyni-

ki zwiększają się rozwiązania wzrastają wraz

z głębokością od wartości średniej ID=0,76

do wartości średniej ID=0,88 na głębokości

15 m p.p.t. W strefi e tej jednoznacznie można

określić, iż grunt gruboziarnisty jest w stanie

zagęszczonym zgodnie z PN/EN ISO [8].

Bazując na rozwiązaniu przedstawionym

na rys. 6 wykonano wykres 7 przedstawiając

grafi cznie zmienność stopnia zagęszczenia ID

w względem oporu stożka qc. Szarymi punk-

tami zaznaczone są wielkości otrzymane dla

omawianego przykładu zgodnie z (6). Drob-

nym wykropkowaniem zaprezentowano linę

trendu ustalającą korelację pomiędzy ID i qc (7)

uzyskaną wtórnie z rozwiązania Lancellotta

przy współczynniku determinacji R2 równym

0,881.

354,0ln164,0 cD qI (7)

Korelacje Borowczyka (5) i Lancellotta (7)

wykorzystują pomiary oporu penetracji stoż-

ka qc. Nie uwzględniają wpływu na mierzoną

wielkość qc ciśnienia porowego wody rejestro-

wanego podczas badania w postaci wartości

u2. W sposób pośredni w równania (7) jest

jednak uwzględniony wpływ na rejestrowaną

wielkość qc naprężeń pierwotnych efektyw-

nych (0

'v� ), przy których ustaleniu uwzględ-

nione zostało hydrostatyczne ciśnienie wody

gruntowej. Dodatkowo, chcąc uchwycić

wpływ wody na wyznaczaną wartość ID, za-

chodzi możliwość użycia we wzorach (5) i (7)

w miejsce wartości qc wartości skorygowa-

nego oporu penetracji 2)1( uaqq ct ��� ,

3. a) Przebieg rejestracji N’10DPH dla czterech pomiarów DPH; b) Średnia wartość pomiarów bez

uwzględnienia wpływu wody gruntowej N’10DPHśr

a)

bb)

4. Przebieg zmienności stopnia zagęszczenie względem N10 DPH

IDStan zag szczeniawg PN/EN ISO

N10 DPH

wg Eurokod 7równanie (2)

N10 DPH

wg Eurokod 7równanie (3)

N10 DPH

wg PN-B-04452:2002równanie (1)

0 ÷ 0,15 bardzo lu ny 0 ÷ 1,3 0 ÷ 0,6 0 ÷ 0,50,15 ÷ 0,35 lu ny 1,3 ÷ 3,8 0,6 ÷ 2,1 0,5 ÷ 1,50,35 ÷ 0,65 rednio zag szczony 3,8 ÷ 18,4 2,1 ÷ 12,7 1,5 ÷ 7,20,65 ÷ 0,85 zag szczony 18,4 ÷ 53,0 12,7 ÷ 42,8 7,2 ÷ 20,60,85 ÷ 1,00 bardzo zag szczony 53,0 ÷ 117,2 42,8 ÷ 106,2 20,6 ÷ 45,0

Tab. 1. Zestawienie stanów zagęszczenia z odpowiadającymi im przedziałami N10DPH

9

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnika

gdzie a to parametr uzależniony od budowy

piezostożka. Uwzględnienie tej zmiany spo-

woduje wzrost klasycznie określanych warto-

ści ID dla metody Borowczyka o 0,023%, nato-

miast dla metody Lancellotta o 0,002%.

Wnioski i analiza porównawcza oceny

stopnia zagęszczenia

Do oceny stanu zagęszczenia gruntu wyko-

rzystano zarówno sondowania dynamiczne

DPH jak i sondowania statyczne CPTU. Za-

stosowano korelacje interpretacyjne zgodne

z Eurokodem 7 [7] i PN [5] dla badania DPH

oraz zgodne z PN [5] i korelacją Lancellotta [2]

dla CPTU. Na rys. 8 zaprezentowano zmienne

z głębokością średnie wartości ID otrzymane

osobno różnymi technikami dla badań DPH i

CPTU. W całym przekroju głębokości stopień

zagęszczenia uzyskany za pomocą badania

CPTU jest większy od stopnia zagęszczenia

z badania DPH.

Do głębokości około 3,5 m p.p.t. w strefi e

gruntu zasypowego stopień zagęszczenia

szybko wzrasta z głębokością. Poniżej głębo-

kości posadowienia wartość ID nadal rośnie,

lecz już łagodniej. W tym obszarze do głębo-

kości 15 m p.p.t. średnia wartość ID DPH wynosi

0,71 wraz z odchyleniem standardowym 0,04,

natomiast ID CPTU wynosi 0,86, a odchylenie

standardowe 0,05. Grunt gruboziarnisty w po-

staci pospółek można ostatecznie zakwalifi -

kować do gruntów w stanie zagęszczonym, a

lokalnie na pograniczu stanu zagęszczonego i

bardzo zagęszczonego.

Rozbudowana analiza stanu zagęszczenia

z sondowań dynamicznych DPH oraz statycz-

nych CPTU pozwoliła określić korelację po-

między stopniami zagęszczenia uzyskanymi z

obu technik pomiaru in situ (rys. 9). Najlepsze

wpisanie w wyniki uzyskała funkcja potęgowa

(8) przy współczynniku determinacji R2 wyno-

szącym 0,73.

12,182,0 CPTUDDPHD II (8)

Chcąc uchwycić korelację pomiędzy ID DPH i

ID CPTU określono również współczynnik korela-

cji liniowej Pearsona, który w tym przypadku

wyniósł 0,82, a funkcja regresji liniowej uzy-

skała postać:

CPTUDDPHD II 84,003,0

(9)

Wynik ten pozwala wnioskować, że stopnie

zagęszczenia otrzymane różnymi technikami

są w zadowalającym stopniu ze sobą skorelo-

wane, czyli maja podobny charakter wzrostu

wraz z oporami zagłębiania stożków pomia-

rowych. Dodatkowo dla rozpatrywanego

przypadku ustalono, iż wartości stopnia za-

gęszczenia wyznaczone z badania statyczne-

go CPTU są średnio o 20% większe od stopnia

zagęszczenia otrzymanego z badania DPH.

Różnice interpretacyjne wartości stopnia

zagęszczenia ID wyznaczonego na podstawie

sondowania dynamicznego oraz statycznego

wykazali również Ura i Tarnawski [13]. W ich

przypadku stopień zagęszczenia ustalony z

sondowań statycznych CPT był większy od

stopnia zagęszczania z badania dynamiczne-

go DPSH powyżej wartości ID równej około

0,6. Poniżej tej wartości większe wartości ID

określone zostały na podstawie sondowania

dynamicznego. Rozwiązanie to różni się od

otrzymanych wyników, gdzie dla całego za-

kresu wartości stopnia zagęszczenia ID CPTU > ID

DPH (rys. 9). Należy jednak zwrócić uwagę, że

różne wnioski mogą wynikać z zastosowania

różnych technik pomiarowych sondowania

dynamicznego ciężkiego DPH i bardzo cięż-

kiego DPSH. Podobnie w stosunku do son-

dowań statycznych CPT oraz sondowania

z zastosowaniem piezostożka CPTU. Różnice

pomiarowe konsekwentnie musiały bowiem

wpłynąć na uzyskanie zróżnicowanych wnio-

sków interpretacyjnych.

Stosowanie różnych technik pomiarowych

determinuje zastosowanie konkretnych zależ-

ności interpretacyjnych. Rzadko dla rozpozna-

6. a) Przebieg z głębokością wartości qc; b) Przebieg zmienności z głębokością stopnia zagęszczenia ID

wg badania CPTU

a) bb)

5. a) Przebieg z głębokością średniej wartość pomiarów N10DPHśr z uwzględnieniem wpływu wody

gruntowej; b) Przebieg zmienności z głębokością stopnia zagęszczenie ID wg badania DPH

a) bb)

10

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnikania konkretnej cechy gruntu stosowanych jest

kilka technik pomiarowych. Rodzi to bezkry-

tyczną akceptację wyniku interpretacyjnego

wykonanego z użyciem konkretnej techniki

pomiarowej. W pracy wykazano jak bardzo

mogą się od siebie różnic wartości stopnia

zagęszczenia ustalone na podstawie pomiaru

sondą dynamiczną DPH oraz statyczną CPTU.

Dlatego wskazane jest, aby dla uniknięcia

błędów interpretacyjnych, stosować różne

techniki pomiarowe jednocześnie. Czyli dla

uściślenia wartości stopnia zagęszczenia po-

winno się zastosować bądź dwa sondowa-

nia dynamiczne o różnej masie młota, bądź

sondowania statyczne i dynamiczne. Reguła

ta powinna obowiązywać również przy wy-

znaczaniu innych cech gruntu określanych

pośrednio na podstawie badań geotechnicz-

nych.

Rzetelne wyniki pomiarowe i interpretacyj-

ne nie powinny podlegać ingerencji poprzez

ich zawyżanie lub zaniżanie. W ten sposób

zgodnie z zaleceniem Eurokodu 7 otrzyma-

ne wyprowadzone parametry geotechniczne

mogą posłużyć pozyskaniu wartości charak-

terystycznych, jako ostrożne oszacowanie wartości decydującej o wystąpieniu stanu granicznego [6]. Projektant, otrzymując do-

kumentację geotechniczną, sam dokonuje

wyboru charakterystycznych wartości pa-

rametrów geotechnicznych. Czasami są to

wartości minimalne, a czasami maksymalne.

Podczas wyboru najniekorzystniejszych war-

tości powinien kierować się głównie bezpie-

czeństwem obiektu budowanego i dołożyć

wszelkich starań rzetelnej oceny sytuacji geo-

technicznej. �

Materiały źródłowe

[1] Bagińska I.: Analiza rozpoznania geotech-

nicznego gruntu sondą statyczną CPTU i

sondą dynamiczną DPH, Inżynieria Morska

i Geotechnika – Zgłoszony do druku w

2014.

[2] Lunne T., Robertson P.K., Powell J.J.M.:

Cone Penetration Testing in Geotechnical

Practice, 1997.

[3] Młynarek Z., Tschuschke W., Wierzbicki J.:

Klasyfi kacja gruntów podłoża budowla-

nego metodą statycznego sondowania. XI

Krajowa Konferencja Mechaniki Grintów

i Fundamentowania. Geotechnika w bu-

downictwie i transporcie. 25-27 czerwca

1997.

[4] PKN_CEN ISO/TS 17892-4:2009 Badania

geotechniczne - Badania laboratoryjne

gruntów - Część 4: Oznaczanie składu gra-

nulometrycznego

[5] PN-B-04452:2002. Geotechnika-Badania

polowe.

[6] PN-EN 1997-1:2008 Eurokod 7 Projektowa-

nie geotechniczne - Część 1: Zasady ogól-

ne

[7] PN-EN 1997-2:2009 Eurokod 7 Projektowa-

nie geotechniczne - Część 2: Rozpoznanie

i badanie podłoża gruntowego

[8] PN EN ISO 14688-2:2006. Badania geo-

techniczne - Oznaczenie i klasyfi kowanie

gruntów-Część 2: Zasady klasyfi kowania.

[9] PN-EN ISO 22476-1:2013-03 Rozpoznanie i

badania geotechniczne. Badania polowe.

Część 1: Badania sondą statyczną ze stoż-

kiem elektrycznym oraz piezo-elektrycz-

nym

[10] PN-EN ISO 22476-2:2005 Rozpoznanie i

badania geotechniczne -- Badania polowe

-- Część 2: Sondowanie dynamiczne

[11] Robertson P. K.: Soil behaviour type from

the CPT: an update. 2nd International

Symposium on Cone Penetration Testing,

USA, 9-11 may 2010.

[12] Sikora Z.: Sondowanie statyczne metody

i zastosowanie w geoinżynierii, Wydaw-

nictwo Naukowo-Techniczne, Warszawa

2006.

[13] Ura M. Tarnawski M.: Porównanie wyników

sondowań statycznych CPT i dynamicz-

nych DPSH w gruntach niespoistych, Inży-

nieria Morska i Geotechnika, nr 1/2012.

7. Przebieg zmienności stopnia zagęszczenia ID względem qc

8. Przebieg z głębokością wartości stopnia zagęszczenia ustalonego z badań DPH i CPTU

9. Korelacja pomiędzy stopniem zagęszczenia ustalonym z badań DPH i

CPTU

11

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnika

W artykule przedstawiono wpływ uwarun-

kowań geotechnicznych na stan budowli

zabytkowych na przykładzie XIV- wieczne-

go kościoła znajdującego się w miejscowo-

ści Dobroszów, powiat strzeliński na Dol-

nym Śląsku. Kościół otacza od dolnej części

zbocza zdewastowany mur kamienny z

budynkiem bramnym, stanowiący niegdyś

konstrukcję oporową. Również otaczająca

z dwóch stron kościoła skarpa gruntowa

podlega deformacjom wywołanym min.

przenikaniem do podłoża wód opadowych

z uszkodzonego odwodnienia obiektu oraz

będącą skutkiem podcięcia skarpy wyko-

pem pod wodociąg. Obserwowany proces

osuwiskowy zagraża budowli sakralnej,

konstrukcji oporowej jak i prowadzącym do

kościoła ciągom komunikacyjnym.

Podjęcie właściwego i skutecznego pro-

gramu zabezpieczenia eksploatacji zabyt-

kowych budowli i ich infrastruktury komu-

nikacyjnej wymaga m.in. dokonania oceny

geotechnicznych warunków posadowienia

a także, w świetle najnowszych przepisów

prawnych [6], opracowania projektu geo-

technicznego oraz dodatkowo dokumen-

tacji geologiczno - inżynierskiej.

Biegła znajomość technik konserwator-

skich w przypadku budowli zabytkowych

w warunkach III kategorii geotechnicznej

nie jest wystarczająca dla zapewnienia bez-

pieczeństwa ich użytkowania [1]. W wielu

przypadkach konieczne jest ustalenie wa-

runków posadowienia budowli, wpływu

warunków gruntowych na nośność podło-

ża fundamentów a w przypadku budowli

zlokalizowanych na zboczach, niezbędne

jest przeprowadzenie analiz stateczności

masywów gruntowych. Ocena tych zagad-

nień aktualnie mieści się w zakresie opinii

geotechnicznej i projektu geotechniczne-

go, traktowanych jako samodzielne opraco-

wania techniczne, których autorem winien

być uprawniony geotechnik lub doświad-

czony geolog inżynierski we współpracy z

inżynierem konstruktorem.

W artykule przedstawiono sposób prze-

prowadzenia analizy złożonych warunków

gruntowych, mających wpływ na powsta-

nie uszkodzeń zabytkowej budowli sakral-

nej i otaczającego ją masywu gruntowego

wraz z ciągami komunikacyjnymi. Przedsta-

wiono także propozycje działań napraw-

czych wykorzystujących współczesne

techniki w geoinżynierii.

Historia i konstrukcja kościoła

Kościół znajduje się w miejscowości Do-

broszów położonej na terenie gminy Prze-

worno w powiecie strzelińskim, którego

lokalizację podano na rysunku 1. Powstanie

kościoła sięga roku 1319, został on założo-

ny przez biskupa Pawła. Jego pierwotna

forma nie jest znana, ponieważ został nie-

mal całkowicie zniszczony podczas wojny

30-letniej. W roku 1750 został odbudowany

w stylu barokowym i w takiej formie prze-

trwał do chwili obecnej. W między czasie

był dwukrotnie restaurowany w latach

1856 i 1910. Ostatni remont kościoła, który

odnotowano w dokumentach wykonany

został w roku 1959. Największą ciekawostkę

kościoła stanowi ambona w kształcie wielo-

ryba z otwartą paszczą – fotografi a 2. Inne

zabytki to barokowy prospekt organowy i

kilka rzeźb świętych z XVII i XIX wieku.

Prosta bryła budowli długości 26,1 m i

szerokości 11,40 m jest zakończona półkoli-

stym prezbiterium, posiada sześć przypór -

cztery przy prezbiterium oraz dwie znajdu-

jące się na ścianach bocznych. Wysokość

kościoła, bez uwzględnienia sygnaturki wy-

nosi 15,20 m.

Obiekt został posadowiony na ławach

fundamentowych, murowanych z kamienia

i cegły. Fundamenty stanowią przedłużenie

ścian nośnych, od strony zewnętrznej ich

szerokość jest równa szerokości ścian. Po-

przez wykonanie odkrywek fundamentów

Wpływ warunków geotechnicznych na stan budowli zabytkowych na przykładzie kościoła Św. Jadwigi w DobroszowieAndrzej Batog, Maciej Hawrysz

Dr inż. Andrzej Batog

Politechnika WrocławskaKatedra Geotechniki, Hydrotech-niki, Budownictwa Podziemnego i Wodnego

Andrzej.Batog@pwr.edu.pl

1. Plan sytuacyjny kościoła oraz lokalizacja geotechnicznych otworów badawczych

Dr inż. Maciej Hawrysz

Politechnika WrocławskaKatedra Geotechniki, Hydrotech-niki, Budownictwa Podziemnego i Wodnego

Maciej.Hawrysz@pwr.edu.pl

12

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnika

z dwóch przeciwległych stron przy ścianie

podłużnej, ustalono ich zagłębienie na 115

cm i 135 cm poniżej powierzchni terenu.

Ściany murowane z kamienia łamanego

i cegły, większość jednak stanowi kamień

łamany na zaprawie, przy więźbie dacho-

wej widoczne są ceglane przymurówki.

Szerokość ścian budynku wynosi 120 cm.

Sklepienia kamienno-ceglane, kolebkowe

z żebrami wykonanymi z cegły oraz luneta-

mi.

Stan techniczny obiektu

Według karty technicznej obiektu, w la-

tach 1939, 1945 oraz 1959 oceniono stan

zachowania budowli oceniono jako dobry.

Natomiast w chwili obecnej występują

uszkodzenia ścian w postaci licznych spę-

kań. Pęknięcia ścian, na całej ich wysokości

można zaobserwować po obu stronach

prezbiterium, a także na ścianach bocz-

nych budynku. Miejsca pęknięć konstruk-

cji uzależnione są od kierunku spływu

wód przypowierzchniowych a także wód

opadowych. Półkolista ściana od strony

prezbiterium jest elementem, który uległ

największym uszkodzeniom. Ten element

konstrukcji usytuowany został od strony

niezabezpieczonej skarpy, co wskazuje

powiązanie z postępem degradacji obiek-

tu. Rozluźnianie ośrodka gruntowego spo-

wodowane istnieniem niezabezpieczonej

skarpy najprawdopodobniej przyczynia się

do powstania uszkodzeń budowli.

Budynek został posadowiony na grun-

tach łatwo ulegających uplastycznieniu, w

sytuacji intensywnego dopływu wód przy-

powierzchniowych z wyżej położonego

terenu, a także infi ltracji wód opadowych i

roztopowych w miejscu posadowienia ko-

ścioła.

Wokół budynku znajdowała się opaska

betonowa, została jednak rozebrana w roku

2013. Była na tyle zniszczona i spękana, że

nie spełniała już swoich funkcji. Wody opa-

dowe spływając z rur spustowych na popę-

kaną opaskę przyczyniły się do podmycia

fundamentów konstrukcji oraz rozluźnienia

gruntu w ich otoczeniu.

Od strony południowej wzniesienia zo-

stał wybudowany kamienny mur oporowy.

Jego przeznaczeniem było zabezpieczenie

stateczności skarpy wzdłuż drogi dojazdo-

wej do położonej dalej posesji. Konstrukcja

oporowa mogłaby znacznie ograniczyć

dalsze deformacje podłoża gruntowego

oraz związane z nimi nierównomierne osia-

dania obiektu. W chwili obecnej stan tech-

niczny konstrukcji oporowej znajdującej się

od strony południowej jest na tyle zły, że

nie spełnia ona swoich pierwotnych funkcji

– fotografi a 3. Część skarpy od strony po-

łudniowo-zachodniej nie posiada żadnego

wzmocnienia. Dalej zachował się fragment

murowanego, kamiennego muru oporo-

wego o grubości 60 cm.

Rozpoznanie geotechniczne

podłoża oraz posadowienia kościoła

Teren, na którym został posadowiony

obiekt to zbocze lokalnego wzniesienia. Na

powierzchni występują liczne uszkodzenia

spowodowane przez intensywny spływ

wód powierzchniowych a także podmy-

wanie obiektu przez wody opadowe i

roztopowe. Podłoże gruntowe, na którym

kościół został bezpośrednio posadowiony,

stanowią w głównej mierze mało spoiste

pyły (lessy). Jest to sytuacja wyjątkowo nie-

korzystna, ponieważ grunt ten jest bardzo

wrażliwy na zawilgocenie. Warstwa pyłów

jest mocno zróżnicowana, występują one

o konsystencji od twardoplastycznej przez

plastyczną do miękkoplastycznej (wskaź-

nik konsystencji IC > 0,44. Poniżej warstwy

2. Unikatowa ambona w Kościele Św. Jadwigi w Dobroszowie

3. Fragment kamiennego muru oporowego oraz zbocza z niestateczną

skarpą wzdłuż lokalnej drogi

4. Przekrój geotechniczny przedstawiający warunki posadowienia kościoła

13

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnikapyłów zalega warstwa nośna w postaci

zwietrzeliny, której uziarnienie odpowiada

mieszaninie piasku i fragmentów skały oraz

gliny (sagrCo/clgrCo). Przekrój geotechnicz-

ny przedstawiający warunki geotechniczne

posadowienia kościoła przedstawiono na

rysunku 4.

Konstrukcja fundamentów jest charak-

terystyczna dla kościołów budowanych w

XVIII w. [3], są one murowane z kamienia i

cegły - fotografi a 5. Fundamenty stanowią

przedłużenie ściany nośnej budynku.

Ustalenie przyczyn uszkodzeń

konstrukcji budowli

Istotnym dla stanu technicznego obiektu

jest jego posadowienie na zboczu lokal-

nego wzniesienia. Związany z tym spływ

wód przypowierzchniowych i ich infi ltra-

cja w podłoże dodatkowo pogarszają ist-

niejące warunki gruntowe. Długotrwały

spływ wody z dachu budynku przy bra-

ku odpowiedniego odprowadzenia wód

opadowych również przyczynił się do po-

gorszenia stanu technicznego fundamen-

tów kościoła poprzez podmywanie oraz

wypłukanie zaprawy. Widoczne spękania

ścian kościoła są dowodem przemieszczeń

pionowych badanego obiektu, będących

wynikiem osiadań fundamentów. W anali-

zowanym przypadku, można przypuszczać

że duży wpływ na zachowanie stateczno-

ści obiektu ma przepływ wód gruntowych

infi ltracyjnych. Świadczy o tym lokalizacja

miejsc największych uszkodzeń budynku

manifestujących się w postaci pionowych

rys i spękań.

Występujące rozluźnienie podłoża grun-

towego w sąsiedztwie ścian fundamento-

wych budowli jest spowodowane rozwi-

jającym się procesem osuwiskowym oraz

niekorzystnymi skutkami infi ltracji wód

opadowych i roztopowych, dopływających

z wyższych partii wzniesienia, które inicjują

sufozję gruntach przepuszczalnych. Zjawi-

ska te należy uznać za główną przyczynę

powstania uszkodzeń murów, przedstawio-

nych na fotografi i 6.

Brak systemu odprowadzającego wody

z dachu kościoła oraz ujęcia i odprowadze-

nia wód powierzchniowych spływających

z wyższych partii wzniesienia, powodu-

je infi ltrację wód do podłoża. Skutkiem

tego zjawiska jest zmiana konsystencji

gruntu, wpływająca na znaczące obniże-

nie nośności podłoża fundamentów i ich

niekontrolowane osiadanie. Dodatkowo

rozwojowi niekorzystnych zjawisk sprzyja

brak konstrukcji oporowej przy skarpie od

strony południowej, jak również zniszczo-

na konstrukcja oporowa, uformowana z

kamieni usypanych od strony wschodniej.

Prowadzi to do pogłębiania się istniejących

i powstania nowych uszkodzeń. Widoczne

są pionowe rysy powstałe na całej wyso-

kości ścian po dwóch stronach. Ponadto

widocznym efektem braku skutecznego

odprowadzenia wód z połaci dachowej jest

postępujące zawilgocenie murów budowli,

co jest widoczne na fot. 6.

Rozwiązanie problemu zabezpieczenia

stateczności konstrukcji kościoła

Najważniejszym celem działań napraw-

czych jest zapewnienie stateczności obiek-

tu przy jednoczesnym zachowaniu walo-

rów kulturowych analizowanego obiektu

zabytkowego. Biorąc pod uwagę przyczyny

uszkodzeń oraz ich mechanizm powstawa-

6. Pionowe pęknięcia i zarysowania widoczne na ścianie

od strony prezbiterium

5. Odkrywka fundamentów

14

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnikania, należy podjąć równolegle trzy rodzaje

działań naprawczych:

• kluczowe znacznie w analizowanym

przypadku ma ujęcie i odprowadzenie

wód opadowych dopływających z wyżej

położonych obszarów, co będzie możliwe

poprzez wykonanie drenażu opaskowego

wokół budynku. Kościół posadowiony zo-

stał na gruntach pylastych (lessowych), któ-

re charakteryzują się znacznym pogorsze-

niem parametrów mechanicznych podczas

kontaktu z wodą;

• równie istotnym zadaniem jest wzmoc-

nienie posadowienia obiektu. Biorąc pod

uwagę niekorzystne warunki gruntowe, a

także uszkodzenia konstrukcji budynku w

postaci licznych spękań na powierzchni

ścian, wskazane jest wykonanie wzmocnie-

nia podłoża pod fundamentem budowli;

• w dalszej kolejności należy powstrzymać

rozwój procesu osuwiskowego na skar-

pie znajdującej się od strony południowej

obiektu. Możliwe jest to poprzez wykona-

nie odpowiedniej konstrukcji oporowej.

Zabezpieczenie obiektu przed infi ltra-

cją wód powierzchniowych w podłoże

powinno zostać wykonane w pierwszej

kolejności. Pozwoli to na wyeliminowanie

bezpośredniej przyczyny postępu defor-

macji podłoża konstrukcji obiektu zabyt-

kowego. Wody roztopowe i opadowe z

terenu wyżej położonego, powinny zostać

ujęte za pomocą drenów oraz odprowa-

dzone do pobliskiego potoku. Zalecane

jest wykonanie systemu odwodnienia te-

renu, w tym drenażu opaskowego, w celu

trwałego obniżenia poziomu wód grun-

towych. Ponadto zalecane jest ułożenie

korytek ściekowych o minimalnej długości

1,2 m, które zapewnią odprowadzenie wód

deszczowych na odległość znajdującą się

w zasięgu projektowanego drenażu opa-

skowego. Wody opadowe zostaną przejęte

przez sączki drenażowe a następnie odpro-

wadzone do pobliskiego cieku.

Z pośród analizowanych metod wzmoc-

nienia podłoża najkorzystniejsze w danym

przypadku będzie zastosowanie wysoko-

ciśnieniowej iniekcji strumieniowej jet gro-

uting. Jest ona powszechnie stosowana

do zabezpieczania fundamentów istnieją-

cych obiektów zabytkowych. W przypad-

ku występowania gruntów pylastych pale

wykonane w systemie jednomediowym

uzyskują średnice w zakresie 400-600 mm

[4]. Proponowane rozwiązanie techniczne

wykonania wzmocnienia przedstawiono

na rysunku 7.

Konieczność wykonania wzmocnienia

podłoża fundamentów kościoła należy

ostatecznie rozważyć po wykonaniu od-

wodnienia. Należy w tym celu dokładnie

monitorować obiekt, bo może bowiem

okazać się, że odwodnienie terenu oraz wy-

konanie ściany oporowej będą w tym przy-

padku wystarczającym zabezpieczeniem.

Jeśli nie będzie widocznych śladów postę-

pu degradacji obiektu, wykonanie wzmoc-

nienia posadowienia nie będzie konieczne.

W celu zabezpieczenia budowli przed

ruchami osuwiskowymi proponuje się

wykonanie konstrukcji oporowej z koszy

siatkowo kamiennych, zgodnie z kon-

9. Schemat obliczeniowy rozkładu sił wewnętrznych przyjęty do analizy stateczności

8. Koncepcja zapewnienia stateczności skarpy oraz ciągów komunikacyjnych ścianą oporową

z koszy siatkowo- kamiennych

7. Propozycja wzmocnienia fundamentów oraz konstrukcji kościoła palami jet-grounting

15

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnikacepcją podaną na rysunku 8. Taki rodzaj

muru oporowego byłby w analizowanym

przypadku najmniej inwazyjny, biorąc pod

uwagę zabytkowy charakter obiektu moż-

na ją łatwo dopasować do otoczenia pod

względem estetycznym i architektonicz-

nym. Ważną zaletą ścian oporowych wy-

konanych z koszy siatkowo-kamiennych

jest samoczynne odwadnianie budowli, nie

powodują one retencji wody. Nie występu-

je więc konieczność zastosowania dodat-

kowego odwodnienia konstrukcji. Ponad-

to elastyczność takich ścian oporowych

zapewnia odporność na uszkodzenia pod

wpływem osiadań i odkształceń. Propo-

nowane rozwiązanie konstrukcji oporowej

przedstawiono na rysunku 8. Sprawdzenie

globalnego warunku stateczności kon-

strukcji oraz podłoża przeprowadzono za

pomocą metody Szachunianca [2], jednej z

wersji metody dużych brył dla zdetermino-

wanej powierzchni poślizgu. Schemat obli-

czeniowy przedstawiono na rysunku 9. Ob-

liczenia stateczności wykonano zgodnie z

podejściem obliczeniowym PO 3 zawartym

w Eurokodzie 7 [5]. Wartość wskaźnika sta-

teczności FOS, rozumianego jako stosunek

wartości obliczeniowej efektu oddziaływań

destabilizujących zbocze do wartości obli-

czeniowej oporu gruntu przed utratą sta-

teczności wynosi FOS = 1,24 i jest większa

od wartości wymaganej, równiej jedności.

Podsumowanie

W artykule przedstawiono przykład prze-

prowadzenia, zgodnej z aktualnymi prze-

pisami, oceny wpływu warunków geo-

technicznych na stan techniczny budowli

zabytkowej. Na podstawie przeprowadzo-

nej analizy warunków gruntowo – wod-

nych rejonu posadowienia obiektu oraz

uszkodzeń jego konstrukcji określone

zostały przyczyny pogarszania się stanu

technicznego obiektu oraz otaczającej

go z dwóch stron skarpy drogowej. Oce-

ny dokonano na podstawie dokumentacji

badań geotechnicznych podłoża grunto-

wego rejonu posadowienia obiektu a także

na podstawie bezpośrednich obserwacji.

Zaproponowane zostało kompleksowe

rozwiązanie zapewniające powstrzymanie

dalszej degradacji budowli w postaci wy-

konania odwodnienia za pomocą drenażu

opaskowego, zabezpieczenia skarpy wraz

z ciągami pieszymi i jezdnymi konstrukcją

oporową z koszy siatkowo kamiennych oraz

w przypadku, gdyby rozwiązania te nie były

wystarczające – wzmocnienia podłoża pa-

lami jet-grounting. �

Materiały źródłowe

[1] Batog A., Hawrysz M., Projektowanie

budowli ziemnych w skomplikowa-

nych i złożonych warunkach geotech-

nicznych, Geoinżynieria Drogi, Mosty,

Tunele, 2013, nr 3, str. 34-43

[2] Dmitruk S., Suchnicka H., Geotechnicz-

ne zabezpieczenie wydobycia, Wy-

dawnictwo Politechniki Wrocławskiej,

Wrocław, 1976

[3] Jasieńko J., Łodygowski T., Rapp P.,

Naprawa, konserwacja i wzmacnianie

wybranych, zabytkowych konstrukcji

ceglanych, Dolnośląskie Wydawnictwo

Edukacyjne, Wrocław 2006

[4] Kłosiński B., Mikropale - stan techniki i

perspektywy, Nowoczesne Budownic-

two Inżynieryjne, 2011, nr 3, str. 72-76

[5] PN-EN 1997-1 Eurokod 7, Projektowanie

geotechniczne Część 1: zasady ogólne

[6] Rozporządzenie Ministra Transportu,

Budownictwa i Gospodarki Morskiej z

25 kwietnia 2012 r. w sprawie ustalania

geotechnicznych warunków posada-

wiania obiektów budowlanych. Dz.U. z

dn. 25.04.2012 poz. 463

REKLAMA

16

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Inżynieria mostowa

.Konstrukcje gruntowo-powłokowe to bu-

dowle, w których istotną rolę odgrywa za-

sypka gruntowa. Podczas układania zasypki

istnieje wysokie ryzyko awarii ze względu

na możliwość przekroczenia maksymalnych

naprężeń w kluczu powłoki konstrukcji.

Naprężenia te możemy zredukować dzięki

zabiegowi nazywanemu balastowaniem

konstrukcji. Balastowanie powłoki obiek-

tów gruntowo-powłokowych jest zabie-

giem technologicznym, mającym na celu

zredukowanie wypiętrzenia oraz wcześniej

wspomnianych naprężeń w kluczu powło-

ki. Zabieg ten wykonuje się w momencie,

gdy podczas układania zasypki gruntowej

zauważono zbyt duże deformacje powłoki,

które znacząco odbiegają od założeń pro-

jektowych. Obecnie stosowane metody do

wyznaczania wpływu balastu na powłokę

zostały wyprowadzone na podstawie sche-

matów prętowych nie uwzględniających

oddziaływania gruntu na konstrukcję. W tym

artykule opracowano nomogram służący

do określenia wpływu balastu na powłokę

obiektów gruntowo-powłokowych na pod-

stawie analizy w programie Plaxis3D.

Metody balastowania konstrukcji

Obciążenie „balast” Q zostaje przyłożone w

koronie powłoki podczas układania zasyp-

ki oraz zostaje zdjęte, gdy poziom zasypki

osiągnie poziom korony. Od tego momentu

rolę balastu pełni zasypka układana ponad

koroną powłoki. Jedną z najczęściej stoso-

wanych możliwości jest obciążenie kon-

strukcji w koronie powłoki za pomocą m.in.

płyt drogowych układanych w kluczu po-

włoki (Rys. 1). Inną możliwością jest wykona-

nie koryta z blachy i ułożenie w nim zasypki

gruntowej (balastowanie zasypką gruntową)

(Rys. 2). Wykonanie balastu możliwe jest

także poprzez budowę betonowego żebra

usztywniającego.

Rysunek 3 przedstawia zmierzone prze-

mieszczenia w kluczu powłoki podczas ukła-

dania zasypki na wybudowanym obiekcie.

Obiekt ten miał rozpiętość 12.02m oraz wy-

sokość 9,89m. Możemy zauważyć, że gdyby

nie wykonano balastowania powłoki, mogło

by dojść do awarii konstrukcji. Proporcja wy-

piętrzenia do rozpiętości podczas układania

zasypki osiągnęła wartość 2,7% (gdy zasyp-

ka była ułożona na wysokości 8m), dzięki ba-

lastowaniu osiągnięto w/L na poziomie 3,2%

w końcowej fazie budowy obiektu.

Metoda analityczna

Dotychczasowy sposób wyznaczania wpły-

wu balastowania na powłokę oparty był na

poniższym wzorze (1):

(1)

gdzie:

� – parametr odczytywany z nomogramu

(rys. 4.),

D – rozpiętość konstrukcji [m],

EI – sztywność powłoki [kPa*m4],

Q – obciążenie od balastu [kN/m].

Balastowanie powłok mostów gruntowo-powłokowychMarcin Mumot

mgr inż. Marcin Mumot

Politechnika Wrocławska, Katedra Mostów i Kolei

marcin.mumot@wp.pl

1. Balastowanie powłoki za pomocą płyt drogowych. 2. Balastowanie powłoki za pomocą zasypki gruntowej.

3. Wykres wypiętrzenia powłoki podczas układania zasypki gruntowej przy

zastosowaniu balastowania.

P – wypiętrzenie powłoki w kluczu przed balastowaniem, W- wypiętrzenie

powłoki w kluczu po wykonaniu balastowania

0

0.005

0.01

0.015

0.02

0.025

0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2

4. Nomogram służący do wyznaczenia parametru �.

Gdzie α opisuje wysokość ułożenia zasypki gruntowej patrz wzór nr 2

17

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Inżynieria mostowaParametr opisuje wysokość ułożenia za-

sypki gruntowej, który wyznacza się ze wzo-

ru:

(2)

gdzie:

H – wysokość powłoki [m],

zg – wysokość ułożenia zasypki gruntowej

[m],

R – promień powłoki w kluczu konstrukcji

[m].

Niestety wadą tej metody jest sposób wy-

znaczenia parametru �, ponieważ został

on określony na podstawie obliczeń bazu-

jących na płaskich schematach ramowych

nie uwzględniających współpracy powłoki

z zasypką gruntową. W następnym rozdziale

przedstawiono zatem obliczenia zagadnie-

nia w układzie trójwymiarowym uwzględ-

niającym współpracę stalowej konstrukcji z

zasypką gruntową.

Modele obliczeniowe i analiza wyników

z obliczeń numerycznych

Na potrzeby badań opracowano trzy mode-

le obliczeniowe w programie Plaxis3D, któ-

re różniły się rodzajem powłoki oraz siłą Q

imitującą balast. Wspólnym parametrem dla

rozpatrywanych modeli była rozpiętość kon-

strukcji (10m), kształt powłoki (kołowy) oraz

rodzaj zasypki. Każdy model obliczeniowy

podzielony został na kilkadziesiąt etapów

obciążania powłoki. Zamodelowano efekt

sprężenia zasypką gruntową, który wystę-

puje w rzeczywistości. Przyjęto następujące

modele obliczeniowe:

„A” powłoka MP150x50x7mm, obciążenie li-

niowe Q=1kN/m,

„B” powłoka MP200x55x4mm, obciążenie li-

niowe Q=10kN/m,

„C” powłoka MP150x50x7mm, obciążenie li-

niowe Q=10kN/m.

Ze względu na wymagania specyfi kacji dla

tego typu obiektów inżynieryjnych nie ana-

lizowano przypadków uwzględniających

różne ośrodki gruntowe. Wytyczne bowiem

nakazują używanie do budowy mostów

gruntowo-powłokowych gruntu niespoiste-

go o wysokim stopniu zagęszczenia, dużym

kącie tarcia wewnętrznego oraz o wysokim

stopniu fi ltracji. Zasypka w takich obiektach

traktowana jest jako materiał konstrukcyjny

[4, 5]. Nie brano pod uwagę modelowa-

nia strefy kontaktu zasypki gruntowej ze

stalową powłoką, umożliwiono poślizg w

modelu pomiędzy tymi elementami. W rze-

czywistości na powłokę układana jest folia

a następnie grunt. Takie rozwiązanie powo-

duje brak zjawiska tarcia pomiędzy dwoma

materiałami konstrukcyjnymi. [1,4,5].

Pierwszy model obliczeniowy wykonano

na powłoce o kształcie kołowym, średnicy

10m. Powłoka zamodelowana została z bla-

chy MP150x50x7mm, co daje parametr po-

datności powłoki � o wartości 26000 [1,2,3].

Tak dobrany parametr �, umożliwił zaob-

serwowanie znacznych deformacji powłoki

(powłoka nie jest przesztywniona). Zasypkę

gruntową wykonano w 24 etapach, gdzie

pojedyncza warstwa gruntu ma grubość

30cm. Ze względu na znaczne deformacje

model obliczeniowy uwzględnia nielinio-

wość geometryczną badanej konstrukcji.

Parametry zasypki gruntowej to Eg = 100

000kPa, �g = 18kN/m, = 30o. Obciążenie

balastem przyjęto jako liniowe, przyłożo-

ne w kluczu powłoki o wartości Q=1kN/m,

przykładano je na każdym etapie układania

zasypki, następny poziom układania zasypki

odnosił się do wcześniejszego z pominię-

ciem etapu z balastem.

Kolejny model obliczeniowy został opra-

cowany w oparciu o pierwszy za wyjątkiem

sztywności powłoki oraz wartości obciąże-

nia balastem Q. Analizę tą wykonano w celu

sprawdzenia wpływu zmiany sztywności

powłoki oraz wartości obciążenia balastem

na współczynnik �.

Zauważono, że zmiana sztywności po-

włoki oraz wartości obciążenia w jej kluczu

nie ma znaczącego wpływu na zmianę pa-

rametru �. Zauważono również znaczące

różnice pomiędzy wynikami analizy nume-

rycznej a danymi zawartymi w literaturze. Na

rysunku 6 przedstawiono różnicę w warto-

ściach. Zaobserwowano dwukrotne różnice

w parametrze �. Różnice te wynikają naj-

prawdopodobniej z braku uwzględnienia

współpracy zasypki gruntowej z powłoką w

obliczeniach zawartych w literaturze pod-

czas wyznaczania parametru � (bark parcia

czynnego i biernego zasypki gruntowej na

powłokę w � z literatury).

0.00000

0.00500

0.01000

0.01500

0.02000

0.02500

0.00 0.50 1.00 1.50 2.00

pierwszy modeldrugi modelliteratura

6. Różnica w parametrze � pomiędzy analizą numeryczną a danymi z

literatury.

0.000

0.001

0.002

0.003

0.004

0.005

0.40 0.60 0.80 1.00 1.20 1.40 1.60

pierwszy model

drugi model

model porównawczy

7. Wykres porównawczy dla parametru �.

hz=1,3

hz =3,

hz =7,

hz =10

3m

,7m

,3m

0,0m

Konstrukcjaa nieobci ona Q KKonstrukcja obcci ona Q

5. Etapy układania zasypki gruntowej i balastowania konstrukcji

18

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Inżynieria mostowa

Aby mieć pewność, że wyniki numerycz-

nej analizy nie są błędne postanowiono

wykonać optymalizację modelu oblicze-

niowego, w którym zwiększono liczbę ele-

mentów skończonych zmniejszając ich roz-

miar. Wykonano to w celu wyeliminowania

ewentualnych zaburzeń lokalnych. Model

sprawdzający posiadał ok. 300000 elemen-

tów skończonych w porównaniu z ok. 60000

w dwóch poprzednich. Wyniki obliczeń nu-

merycznych pozwoliły na wyrysowanie no-

mogramu porównawczego (wyk. 7).

Z powyższego wykresu można zaobser-

wować, że różnice pomiędzy wynikami z

analizy uproszczonej a numerycznej anali-

zy o zagęszczonej siatce są mało znaczące.

Można więc stwierdzić, iż przeprowadzone

obliczenia zostały wykonane prawidłowo

i dalsza optymalizacja badań nie jest ko-

nieczna. Współczynnik � wykorzystywany

do określenia zmiany wypiętrzenia od ba-

lastowania został prawidłowo określony. W

celu wyrysowania nomogramu parametru

� posłużono się wartościami z obliczeń nu-

merycznych oraz przekształconym wzorem

nr [1], gdzie niewiadomą był �.

Otrzymana krzywa utworzona została na

podstawie analizy wyników z badań nume-

rycznych. Obliczenia te uwzględniły współ-

pracę zasypki gruntowej ze stalową powło-

ką, dlatego więc można uznać je za bardziej

wiarygodne. Zarówno krzywa zamieszczona

w literaturze [1,2,3] jak i przeprowadzone

badania nie zawierają sprawdzenia w ba-

daniach terenowych. W celu skorzystania z

podanego wyżej nomogramu parametr

określamy według wzoru nr (2). Odczytując

wartość � w prosty sposób określamy ugię-

cie powłoki w koronie korzystając ze wzoru

nr (3). Wykonano również linię trendu dla

otrzymanego nomogramu na podstawie

funkcji wielomianu, pomocną przy oblicze-

niach komputerowych dzięki zapisowi funk-

cyjnemu zależności parametru � od :

(3)

Wnioski

W przedstawionych rozważaniach zwró-

cono uwagę na niedoskonałość obecnego

sposobu wyznaczania ugięcia powłoki od

balastowania. Przedstawiono sposób analizy

numerycznej w celu określenia współczyn-

nika �. Opracowane numeryczne modele

uwzględniają współpracę powłoki z zasyp-

ką gruntową. Uwzględniono parcie bierne

i czynne zasypki gruntowej, jak i również

etapowe układanie zasypki gruntowej, co

powoduje efekt sprężenia powłoki obiek-

tów gruntowo-powłokowych. W artykule

zaprezentowano nomogram, który może

posłużyć do określenia ugięcia powłoki przy

zastosowaniu balastu. Zauważono, iż współ-

czynnik � przedstawiany w dotychczasowej

literaturze, nie uwzględniający współpracy

gruntu z konstrukcją jest dwukrotnie więk-

szy (przy = 1,7) niż opracowany podczas

badań. Zaprezentowane wyniki należy

sprawdzić na istniejącym obiekcie. �

Materiały źródłowe

[1] Machelski Cz.: Modelowanie mosto-

wych konstrukcji gruntowo-powłoko-

wych, DWE, Wrocław 2008.

[2] Petterson L., Sundquist H.: Design of soil

steel composite Bridges, TRITA – BKN

Rep. No. 112, Dept. of Civil and Archi-

tectural Engineering, Div. of Structural

Design and Bridges, Royal Institute of

Technology (KTH), Stockholm 2007

[3] Pettersson L.: Full Scale Tests and Struc-

tural Evaluation of Soil Steel Flexible Cu-

lverts with low Height of Cover, Docto-

ral Thesis, KTH , Sweden 2007.

[4] Janusz L., Madaj A.: Obiekty inżynierskie

z blach falistych. Projektowanie i wyko-

nawstwo, WKiŁ, Warszawa, 2007.

[5] Wiłun Z.: Zarys geotechniki, WKiŁ, War-

szawa 1987.

0.000

0.001

0.002

0.003

0.004

0.005

0.006

0.007

0.00 0.20 0.40 0.60 0.80 1.00 1.20 1.40 1.60 1.80

8. Wykres zależności parametru η względem parametru

Siedziba Firmy: Adres Korespondencyjny: tel: 42 672 44 91; 42 672 44 92 ul. Gorkiego 95/2 ul. Niciarniana 47 fax: 42 672 44 36 92-517 Łódź 92-320 Łódź biuro@elinstal.eu www. elinstal.eu

- Budowa stacji transformatorowych- Budowa sieci i instalacji SN i nn- Prace pomiarowo-kontrolne- Uliczna sygnalizacja świetlna- Prefabrykacja rozdzielnic- Technologia lotniskowa

REKLAMA

19

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Transport drogowy

Obszar Polski znajduje się w obszarze kli-

matu umiarkowanego o charakterze przej-

ściowym pomiędzy klimatem morskim i

lądowym. Na skutek zmiennych cyrkulacji

oraz ścierania się wilgotnego morskiego

powietrza z suchym euroazjatyckim po-

wstają w konsekwencji znaczne wahania

temperatury i ciśnienia w skali roku i doby.

Na skutek zmian termicznych płyty beto-

nowe w nawierzchni drogowej ulegają

nagrzaniu i ochłodzeniu wielokrotnie w

ciągu dnia. Powoduje to cykliczną zmianę

kształtu płyty (rys. 1). W konsekwencji po-

wstają zmienne naprężenia w górnej i dol-

nej części płyty (ściskające i rozciągające).

Pierwsze analizy naprężeń od tempe-

ratury w sztywnych nawierzchniach be-

tonowych przeprowadził Westergaard [1].

Autor zwrócił uwagę na wolne sezonowe

zmian temperatury oraz szybkie zmiany

termiczne, występujące w ciągu doby.

W dalszym etapie rozwoju nauki ana-

lizowano charakter rozkładu (liniowy lub

nieliniowy) temperatury w płycie betono-

wej, wskazując na charakter nieliniowy [2],

[3].

Mohamed i Hansen [4] również opra-

cował model uwzględniający wpływ nieli-

niowego rozkładu temperatury. Stwierdzili

oni m.in., że rzeczywisty rozkład tempera-

tury wzdłuż głębokości płyty jest istotny

w analizie wpływu zmiany temperatury,

ale różnica temperatur pomiędzy górną i

dolną powierzchniami płyty, jest podsta-

wowym czynnikiem w analizie liniowego

rozkładu temperatury.

W niniejszym artykule dane do rozkła-

du temperatury przyjęto na podstawie

pomiarów in situ na nawierzchni jednego

z lotnisk w Polsce. Do obliczeń zastosowa-

no pomiary dobowe z wybranego dnia

lipca. W miesiącach letnich obserwuje się

największe różnice temperatur pomiędzy

górną i dolną powierzchni ą płyty. Na rys. 2

pokazano zmianę temperatury dla różnych

punktów pomiarowych w płycie betono-

wej oraz zaznaczono największe różnice

temperatur, które wy stąpiły w godzinach

nocnych ( ΔT- = -4.7°C) i południowych

(ΔT+ = +7.4°C). W przypadkach incydental-

nych można jednak spodziewać się więk-

szych wartości różnic temperatur. Problem

różnych zmian temperatur w ciągu roku

oraz ich oddziaływanie na nawierzchnie

betonowe przedyskutowano w pracach:

[5], [6]. Na rys. 3 pokazano rozkład tem-

peratur na grubości płyty dla wybranych

godzin. W godzinach przedpołudniowych

i popołudniowych wyraźnie widać charak-

ter nieliniowy rozkładu temperatury. Takie

przebiegi uwzględniono w dalszym etapie

przy opracowywaniu modelu nawierzchni

betonowej.

Modelowanie nawierzchni betonowej

w warunkach obciążeń termicznych

Modelowanie z wykorzystaniem elemen-

tów skończonych pozwala dość skutecz-

nie symulować i badać zachowanie się

nawierzchni sztywnych dla różnych pa-

rametrów. W ostatnich dekadach opra-

cowano wiele modeli dedykowanych dla

nawierzchni betonowych: ILLI-SLAB [7],

JSLAB [8], WESLAYER [9] and ISLAB2000

[10]. Istotnym problemem jest odpo-

wiednie przyjęcie warunków brzegowych

(zamocowania i szczepności płyty beto-

nowej z podłożem) oraz uwzględnienie

wpływu grawitacji mającej istotny wpływ

przy deformacji płyty betonowej. Pewne

złożenia i analizy zawarto w [11] analizując

wpływ różnych właściwości materiału na

zachowanie się nawierzchni. Wykazano, że

zmniejszenie modułu sprężystości podło-

ża wywołuje zwiększenie kontaktu pomię-

dzy zginaną płytą i podbudową. Proble-

mami tarcia i kontaktu między warstwami

nawierzchni uwzględnieniem obciążeń

termicznych zajmował się także [12].

Pomimo znacznej liczby prac badaw-

czych zgromadzonych w ciągu ostatnich

lat w dziedzinie nawierzchni betonowych,

Oddziaływanie drogowej płyty betonowej na podbudowę i podłoże w warunkach zmiennej temperatury dobowejPiotr Mackiewicz, Antoni Szydło

Dr inż. Piotr Mackiewicz

Politechnika Wrocławska, Zakład Dróg I Lotnisk

piotr.mackiewicz@pwr.edu.pl

Prof. dr hab. inż. Antoni Szydło

Politechnika Wrocławska, Zakład Dróg I Lotnisk

antoni.szydlo@pwr.edu.pl

ciskanie

T

ciskanie

rozci ganie

T+

rozci ganie

1. Wyginanie płyty betonowej w zależności od warunków termicznych

0

5

10

15

20

25

30

0 2 4 6 8 10 12 14 16 18 20 22 24

tempe

ratura

[°C]

czas [h]

temperatura górnej powierzchni p ytytempertaura w rodku p ytytemperatura dolnej powierzchni p yty

TT+

2. Zmiana temperatury dla różnych punktów pomiarowych w płycie

betonowej

0

5

10

15

20

25

30

10 12 14 16 18 20 22 24 26 28

grub

ocpytybe

tono

wej[cm]

temperatura [°C]

2:00

6:0010:00

14:00

18:0024:00

8:00

3. Rozkład temperatur na grubości dla wybranych godzin

20

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Transport drogowyocena zachowania wpływu warunków

środowiskowych na nawierzchnie wciąż

powinna być analizowana, szczególnie je-

śli dotyczy to zróżnicowanych warunków

klimatycznych jakie występują w Polsce.

Problem interakcji płyty betonowej – pod-

łoże powinien być rozpoznany także w wa-

runkach kiedy nie występuje obciążenie

od pojazdów, a tylko samo oddziaływanie

termiczne.

Niniejszy artykuł uwzględnia wpływ ro-

dzaju dolnych warstw nawierzchni i pod-

łoża na zachowanie się płyty betonowej w

warunkach zmiennej temperatury. Autorzy

kontynuują powszechne stosowanie Me-

tody Elementów Skończonych z uwzględ-

nieniem kontaktu, tarcia i grawitacji w celu

lepszego analizowania zachowania się pły-

ty od zmiany temperatu ry.

Przeanalizowano 12 typów różnych

konstrukcji z uwzględnieniem różnej gru-

bości płyty betonowej (0.25 m i 0.30 m),

różnych warstw podbudowy (z mieszanki

niezwiązanej oraz z mieszanki związanej

spoiwem) oraz różnych typów podłoża

(G1 oraz G2/G3). W analizach przyjęto wy-

miary p łyty betonowej: szerokość 4.5 m,

długość 5 m. Schematy nawierzchni beto-

nowej zamieszczono w tab. 1.

Obliczenia numeryczne przeprowa-

dzono z wykorzystaniem programu Co-

smos/m [13], [14] w tym termicznego

modułu obliczeniowego HSTAR. W celu

przeprowadzenia odpowiednich obliczeń

z uwzględnieniem temp eratury, przyję-

to dodatkowe parametry dla płyty beto-

nowej: przewodność cieplna 2.5 W/m°C,

ciepło właściwe: 700 J/kg°C, współczynnik

rozszerzalności cieplnej: 0.00001 m/(m°C),

gęstość: 2400 kg/m3. W celu ustabilizowa-

nia przepływu ciepła w modelu i uzyskaniu

pełnych, zamkniętych cykli, wystarczyło

przeprowadzić obliczenia dla dwóch okre-

sów dobowych. W obliczeniach uwzględ-

niono przewodzenie ciepła pomiędzy gór-

ną i dolna powierzchnią płyty zgodnie z

równaniem (1):

QtTk

ztTk

ytTk

xtTC zyx

(1)

gdzie: T – temperatura [°C],t – czas [s],� - g�sto�� [kg/m3],C - ciep�o w�a�ciwe [J/kg °C],Q - obj�to�ciowe nat��enie generowane-go ciep�a [W/m3],kx, ky, kz,- przewodno�� cieplna [W/m °C],

Model nawierzchni betonowej z podzia-

łem na elementy skończone pokazano na

rys. 4. W zakresie modelu uwzględniono

trzy płyty w celu szczegółowych analiz

oddziaływania w obszarze ich styku krawę-

dzi z podbudową. Analizowano głównie

zmianę naprężeń na górnej i dolnej po-

wierzchni płyty (punkty „A” i „B”) oraz prze-

mieszczenia na podbudowie pod płytą be-

tonową w obszarze styku płyt (punkt „C”).

W modelu zapewniono możliwość

swobodnego przemieszczania bocznego

płyt betonowych modelując odpowiednie

szczeliny dylatacyjne na brzegach. W mo-

delu uwzględniono odpowiednie warunki

brzegowe oraz współpracę płyty beto-

nowej z podbudową. Tutaj zastosowano

odpowiednie dwuwęzłowe elementy kon-

taktowe GAP. Uwzględniono oddziaływa-

nie grawitacji, natomiast oddziaływanie

termiczne uwzględniono stosując odpo-

wiednie wartości temperatur (zgodne z

badaniami) w wybranych węzłach płyty

uzyskując odpowiednie wartości różni-

ozn. rodzaj warstwygrubość

[m]moduł sztywności

[MPa]współczynnikPoissona [-]

S1-25 płyta betonowa 4.5x m5 0.25 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka związana spoiwem C8/10 0.20 10 000 0.30

podłoże 2.50 120 0.35

S2-25 płyta betonowa 4.5x m5 0.25 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka związana spoiwem C8/10 0.20 10 000 0.30

podłoże 2.50 50 0.35

S1-30 płyta betonowa 4.5x m5 0.30 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka związana spoiwem C8/10 0.20 10 000 0.30

podłoże 2.50 120 0.35

S2-30 płyta betonowa 4.5x m5 0.30 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka związana spoiwem C8/10 0.20 10 000 0.30

podłoże 2.50 50 0.35

BA1-25 płyta betonowa 4.5x m5 0.25 35 000 0.20

podbudowa: beton asfaltowy 0.15 3 000 0.30

podłoże 2.50 120 0.35

BA2-25 płyta betonowa 4.5x m5 0.25 35 000 0.20

podbudowa: beton asfaltowy 0.15 3 000 0.30

podłoże 2.50 50 0.35

BA1-30 płyta betonowa 4.5x m5 0.30 35 000 0.20

podbudowa: beton asfaltowy 0.15 3 000 0.30

podłoże 2.50 120 0.35

BA2-30 płyta betonowa 4.5x m5 0.30 35 000 0.20

podbudowa: beton asfaltowy 0.15 3 000 0.30

podłoże 2.50 50 0.35

K1-25 płyta betonowa 4.5x m5 0.25 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka niezwiązana 0.25 400 0.30

podłoże 2.50 120 0.35

K2-25 płyta betonowa 4.5x m5 0.25 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka niezwiązana 0.25 400 0.30

podłoże 2.50 50 0.35

K1-30 płyta betonowa 4.5x m5 0.30 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka niezwiązana 0.25 400 0.30

podłoże 2.50 120 0.35

K2-30 płyta betonowa 4.5x m5 0.30 35 000 0.20

podbudowa: mieszanka niezwiązana 0.25 400 0.30

podłoże 2.50 50 0.35

Tab. 1. Schematy analizowanych nawierzchni betonowej

21

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Transport drogowy

5 m5 m 5 m

pod o e

p yta betonowapodbudowa

AB C

4. Model MES nawierzchni betonowej z uwzględnieniem analizowanych miejsc

cy temperatur między górną i dolną po-

wierzchnią płyty. W analizach czasowych

zastosowano iteracyjną procedurę obli-

czeniową Newton - Raphsona.

Wyniki obliczeń M ES

Na rys. 5a i 5b pokazano typową deforma-

cję nawierzchni w wyniku oddziaływania

termicznego. Na rys. 5a widoczne są prze-

mieszczenia dla temperatury o godzinie

2:00 kiedy to występuje największa ujem-

na różnica temperatur (ΔT- = -4.7°C), nato-

miast na rys. 5b pokazano przemieszcze-

nia dla temperatury o godzinie 14:00 kiedy

to występuje największa dodatnia różnica

temperatur (ΔT+ = +7.4°C).

Warto zauważyć wyginanie się płyty w

kierunku większych wartości temperatur.

W przypadku wyginania się płyt dla dodat-

niej różnicy temperatur płyta (5b) wspiera

krawędziami na dolnych warstwach na-

wierzchni i pod wpływem ciężaru wywołu-

je przemieszczenia na górnej powierzchni

podbudowy.

Na rys. 6 pokazano zmianę przemiesz-

czeń pionowych uy w ciągu doby na gór-

nej powierzchni podbudowy (dla punktu

„C” – zgodnie z ozn. na rys. 4), na rys. 6a

dla konstrukcji z podbudową z betonu

asfaltowego, na rys. 6b dla konstrukcji z

podbudową z kruszywa oraz na rys. 6c dla

konstrukcji z podbudową stabilizowaną

cementem.

Zaprezentowane przemieszczenia są

przemieszczeniami względnymi. Wyliczo-

no je odejmując wartość początkowego

ugięcia, które występuje o godzinie 2:00.

Pominięto w ten sposób wpływ wstępne-

go obciążenia układu warstw wynikające-

go z ciężaru płyty i uwzględnionej w mo-

delu grawitacji.

Warto zauważyć, że największe prze-

mieszenia pionowe obserwuje się w go-

dzinach południowych, a w szczególności

o godzinie 14:00 kiedy to występuje naj-

większa różnica dodatnia temperatury. Dla

tej godziny przeprowadzono dalsze anali-

zy przemieszczeń.

Niewątpliwie grubsza i o większej ma-

sie płyta betonowa (0.30 m) wywołuje

większe przemieszczenia niż płyta cieńsza

o grubości 0.25 m. Dla podbudowy z be-

tonu asfaltowego wpływ grubości płyty

(z 0.30 m na 0.25 m) powoduje zmianę w

przemieszczeniach o 10 % dla BA2 (podło-

że 50 MPa), natomiast dla konstrukcji BA1

(podłoże 120 MPa), aż o około 32 %. W tym

przypadku stosunkowo cienka, podatna

warstwa podbudowy 0.15 m wykazuje

znaczną wrażliwość na deformacje.

Natomiast dla podbudowy z kruszywa

(grubość 0.25 m) jest mniejszy ten wpływ

i wynosi odpowiednio 13 % (K1-podłoże

120 MPa) natomiast dla konstrukcji K2, na

podłożu 50 MPa zaledwie 6 %. Spowodo-

wane jest to najmniejszą różnicą między

modułami tej podbudowy i podłoża. Dla

słabego podłoża przy dużych przemiesz-

czeniach widać małą wrażliwość zmiany

grubości płyty na przemieszczenia.

Dla sztywnej podbudowy uzyskano naj-

mniejsze przemieszczenia. Zmiana grubo-

ści płyty z 0.25 m na 0.30 m na sztywnej

podbudowie (mieszanka C8/10) powo-

5. Przemieszczenia nawierzchni betonowej a) godzina 2:00, b) godzina 14:00, skala x 200

a)

b)

22

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Transport drogowyduje, taką samą względną zmianę prze-

mieszeń zarówno dla słabego podłoża (50

MPa) (S2), jaki mocnego (120 MPa) (S1) i

wynosi ona około 20 %.

Zmiana rodzaju podłoża (ze 120 MPa na

50 MPa) na każdej typie podbudowy i dla

danej grubości płyty, wywołuje zwiększe-

nie przemieszczeń o około 30 %. Wyjątek

stanowi konstrukcja z podbudową z beto-

nu asfaltowego i z płytą 0.30 m (BA1-30 i

BA2-30). W tym przypadku różnica w prze-

mieszczeniach w zależności od zmiany

podłoża wynosi tylko 11 %. Stosunkowo

cienka podbudowa z betonu asfaltowego

(0.15 m) nie jest w stanie ograniczyć prze-

mieszczeń od ciężkiej płyty niezależnie od

wartości modułów podłoża.

Niewątpliwie największe wartości prze-

mieszczeń powstają na słabym podłożu 50

MPa dla podbudowy z kruszywa, która po-

siada najmniejszy moduł (400 MPa). Jednak

warto zwrócić na fakt, że dla konstrukcji

BA1-30 powstają większe przemieszczenia

niż dla K1-30 (rys. 6). Na rys. 7 zestawiono

przemieszczenia dla trzech typów podbu-

dów, dla płyty o grubości 30 cm i podłożu

o module 50 MPa. Dla podbudowy z be-

tonu asfaltowego, która charakteryzuje się

cechami lepkosprężystymi i jest podatna

na trwałe deformacje, zarejestrowano war-

tość przemieszczenia całkowitego 5.48e-4

m. Zaś największe przemieszczenie wystą-

piło dla konstrukcji z podbudową z kruszy-

wa i płytą 0.30 m, 6.06e-4 m. Dla sztywnej

podbudowy powstaje przemieszczenie

prawie o połowę mniejsze.

Warto zaznaczyć, że w niniejszym mo-

delu analizowano układy sprężyste. Jed-

nak w rzeczywistości można spodziewać

się, dla podbudów podatnych, znacznych

kumulacji przemieszczeń. Dobowe prze-

mieszczenia od temperatury będą się su-

mować z przemieszczeniami wywołanymi

oddziaływaniem pojazdów. W konsekwen-

cji w takich niekorzystnych warunkach ter-

micznych działających na płyty betonowe

pojawią się pod szczelinami płyt obszary o

ograniczonej nośności podbudowy. Nad

tymi obszarami płyta zacznie pękać na kra-

wędziach.

W przypadku podbudów z kruszywa

przy przekroczeniu dopuszczalnego po-

ziomu naprężenia mogą pojawić defor-

macje plastyczne, które także spowodują

powstanie pustek pod krawędziami płyt.

Temat materiałowych analiz nieliniowych

będzie rozważany w dalszych publikacjach

autorów.

Im cięższa i grubsza płyta tym większe

przemieszczenia i większa czasza oddziały-

wania na dolne warstwy konstrukcji. Wraz

ze wzrostem wartości modułów podbudo-

wy wartości przemieszczeń maleją. Jednak

w przypadku płyty 0.30 m zaobserwowano

charakter nieliniowy. Na rys. 8 pokazano

zmianę przemieszczeń znormalizowanych

dla różnych grubości płyty, wartości mo-

dułów podbudowy oraz podłoża. Warto

zaznaczyć, że występują tutaj także różne

grubości podbudów, dlatego też obser-

wuje się z uwagi na cienką warstwę pod-

budowy z betonu asfaltowego wynoszącą

0.15 m i stosunkowo małą wartość modułu

3000 MPa, lokalne ekstremum.

Innym problemem związanym z oddzia-

ływaniem temperatury jest powstawanie

naprężeń rozciągających w płycie betono-

wej. Na rys. 9 pokazano dla konstrukcji S1-

25 rozkład wartości naprężeń powstałych

7.00E 04

6.00E 04

5.00E 04

4.00E 04

3.00E 04

2.00E 04

1.00E 04

0.00E+000 5 10 15 20

przemieszczen

iapion

oweuy

[m]

czas [h]

S1 25

S1 30

S2 25

S2 30

6. Zmiana przemieszczeń w ciągu doby na górnej powierzchni podbudowy

(w punkcie „C”), a) - dla konstrukcji z podbudową z betonu asfaltowego, b)

- dla konstrukcji z podbudową z kruszywa, c) - dla konstrukcji z podbudową

stabilizowaną cementem. Oznaczenie typów konstrukcji zgodnie z tab. 1

a)

7.00E 04

6.00E 04

5.00E 04

4.00E 04

3.00E 04

2.00E 04

1.00E 04

0.00E+000 5 10 15 20

przemieszczen

iapion

oweuy

[m]

czas [h]

BA1 25

BA1 30

BA2 25

BA2 30

7.00E 04

6.00E 04

5.00E 04

4.00E 04

3.00E 04

2.00E 04

1.00E 04

0.00E+000 5 10 15 20

przemieszczen

iapion

oweuy

[m]

czas [h]

K1 25

K1 30

K2 25

K2 30

b)

c)

7.00E 04

6.00E 04

5.00E 04

4.00E 04

3.00E 04

2.00E 04

1.00E 04

0.00E+000 5 10 15 20

przemieszczen

iapion

oweuy

[m]

czas [h]

S2 30

BA2 30

K2 30

7. Zmiana przemieszczeń w ciągu doby dla trzech typów podbudów, dla

płyty o grubości 30 cm i podłożu o module 50 MPa

23

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Transport drogowy

w wyniku oddziaływania termicznego na

płytę betonową dla godziny 2:00 (9a) oraz

14:00 (9b). Dla tej konstrukcji uzyskano naj-

większe wartości naprężeń rozciągających.

Warto zwrócić uwagę, że większe napręże-

nia powstają w płycie o mniejszej grubości

dodatkowo bezpośrednio spoczywającej

na sztywnej podbudowie i podłożu. W tym

przypadku na podbudowie z mieszanki

C8/10 o module 10 000 MPa i podłożu 120

MPa.

Na rys. 10 zaprezentowano zmianę na-

prężeń rozciągających sx w płycie betono-

wej dla różnych grubości płyty, wartości

modułów podbudowy oraz podłoża. Rys.

10a pokazuje wartości naprężeń w punk-

cie „A” o godzinie 2:00 natomiast 10b w

punkcie „B” o godzinne 14:00, w której

płyta wyginając się ku górze opiera się na

podbudowie. Dla tej godziny powstają

największe wartości naprężeń rozciągają-

cych. Dla płyty poddanej oddziaływaniu

ujemnej różnicy temperatur jaka występu-

je w godzinach nocnych występuje małe

zróżnicowanie wartości naprężeń od mo-

dułów dolnych warstw i grubości płyty be-

tonowej. Naprężenia oscylują w granicach

0.6 MPa. Jest to oczywiste z uwagi na je-

den punkt podparcia płyty o podbudowę

w tej sytuacji termicznej.

Warto zwrócić także uwagę (rys. 9b), że

dla dodatniej różnicy temperatur, w obsza-

rze podbudowy, w którym opiera się płyta

betonowa powstają naprężenia ściskające

około 1.2 MPa oraz rozciągające 0.8 MPa.

Miejsce te jest niewątpliwie narażone (jak

wskazano przy analizie przemieszczeń pio-

nowych uy) na utratę nośności przy wielo-

krotnych cyklicznych zmianach dobowych

temperatury. Taką sytuację zaobserwowa-

no także dla konstrukcji o podbudowie z

betonu asfaltowego. W przypadku podbu-

dowy z kruszywa nie występuje koncentra-

cja naprężeń rozciągających w tym obsza-

rze.

Podsumowanie

Metoda elementów skończonych jest przy-

datnym narzędziem, które może być wyko-

rzystane do zbadania wpływu temperatury

na naprężenia w płycie betonowej i jej od-

działywanie na dolne warstwy konstrukcji

nawierzchni drogowej.

Mimo iż w niniejszym artykule uwzględ-

niono sprężyste parametry materiałowe,

analiza obciążenia termicznego przyjęta

dla wybranego dnia lipca, pozwoliła wska-

zać słabe punkty konstrukcji nawierzchni

jakie mogą pojawić się przy oddziaływaniu

ujemnej, a przede wszystkim dodatniej róż-

nicy temperatur między górną i dolną po-

wierzchnią płyty.

Wyniki obliczeń w modelu pokazu-

ją, że w obszarze szczelin poprzecznych

płyt betonowych na skutek cyklicznych

oddziaływań płyty na podbudowę mogą

pojawić się skumulowane przemieszcze-

nia pionowe oraz naprężenia rozciągające

prowadzące do destrukcji podbudowy w

tym obszarze. W następstwie tego mogą

powstawać pustki, w których może zalegać

7.00E 04

6.00E 04

5.00E 04

4.00E 04

3.00E 04

2.00E 04

1.00E 04

0.00E+000 2000 4000 6000 8000 10000

przemieszczen

iapion

oweuy

[m]

modu podbudowy [MPa]

pod o e 120 MPa, p yta 0.30 m

pod o e 50 MPa, p yta 0.30 m

pod o e 120 MPa, p yta 0.25 m

pod o e 50 MPa, p yta 0.25 m

8. Zmiana przemieszczeń dla różnych grubości płyty, wartości modułów podbudowy oraz podłoża

9. Rozkład wartości naprężeń powstałych w wyniku oddziaływania termicznego na płytę betonową

dla godziny 2:00 (9a) oraz 14:00 (9b) (dla konstrukcji S1-25)

a)

b)

24

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Transport drogowywoda gruntowa i opadowa dodatkowo

ograniczająca nośność. Podczas oddziały-

wań pojazdów będzie dochodzić do pęka-

nia płyt na krawędziach.

W artykule zwrócono uwagę, że stoso-

wanie sztywnych podbudów prowadzi

do powstawania większych naprężeń roz-

ciągających w płycie niż dla podbudów

podatnych. Z kolei w podbudowach po-

datnych o małym module sztywności i do-

datkowo o małej grubości będą pojawiać

się skumulowane przemieszczenia.

Z jednej strony stosowanie grubszych

płyt betonowych pozwala na zmniejsze-

nie termicznych naprężeń rozciągających,

z drugiej jednak zwiększony ciężar płyty

wywołuje większe deformacje w podbu-

dowie. Istotne jest zatem zwrócenie uwagi

na stosowanie grubych płyt na cienkich

warstwach podatnych.

Niniejsze analizy przeprowadzono dla

płyty o grubości 25 cm i 30 cm. Podatne na

wpływy temperaturowe są płyty cieńsze.

Pojawiające się rozciągające naprężenia

mogą być wystarczające do zainicjowania

lokalnych uszkodzeń w betonie. Szczegól-

nie duże wartości naprężeń rozciągających

mogą pojawiać się dla płyt dłuższych niż

analizowano, powyżej 5 m.

Autorzy w dalszych opracowaniach

przeprowadzą analizy numeryczne z

uwzględnieniem cech lepkosprężystych

oraz plastycznych w wybranych podbudo-

wach. Także tematem dalszych prac będzie

analiza wpływu zmiennej szczepności po-

między płytą a podłożem oraz obciążenia

pojazdów i ich niekorzystnej lokalizacji. �

Materiały źródłowe

[1] Westergaard H.M. (1927). Analysis of

stresses in concrete due to variations

of Temperature, Proceedings of the

6th Annual. Meeting Highway Rese-

arch Board, National Research Coun-

cil, Vol. 6, pp 201-215.

[2] Teller L.W., Sutherland E.C. (1935). The

structure design of concrete pave-

ments, part 2: observed eff ects of va-

riations in temperature and moisture

on the size, shape, and stress resistan-

ce of concrete pavement slabs. Public

Roads, 16(9), 169-197.

[3] Thomlinson L. (1940). “Temperature

variations and consequent stresses

produced by daily and seasonal tem-

perature cycles in concrete slabs.”

Concrete Constructional Engineering,

36(6).

[4] Mohamed A.R., Hansen W. (1997).

Eff ect of Nonlinear Temperature Gra-

dient on Curling Stress in Concrete

Pavements. Transportation Research

Record, 1568, pp. 65 – 71.

[5] Mackiewicz P. (2014). “Thermal stress

analysis of jointed plane in concrete

pavements.” Applied Thermal Engine-

ering, 73 (2014), 1167-1174

[6] Mackiewicz P., Szydło A. (2013). Wpływ

temperatury na nośność betonowych

nawierzchni lotniskowych. Przegląd

Komunikacyjny 7/2013.

[7] Tabatabai A.M., Barenberg E.J. (1978).

“Finite-element analysis of jointed or

cracked concrete pavements.” Trans-

portation Research Record., 671,

Transportation Research Board, Wa-

shington, D.C.

[8] Tayabji S.D., Colley B.T. (1986). Analysis

of Jointed Concrete Pavements. Tech-

nical Report FHWA-RD-86-041, Fede-

ral Highway Adminstration, McLean,

Virginia.

[9] Chou Y.T. (1981). Structural Analysis

Computer Programs for Rigid Mul-

ticomponent Pavement Structures

with Discontinuities: WESLIQUID and

WESLAYER. Technical Report GL-81-

6. Vicksburg, MS: U.S. Army Engineer

Waterways Experiment Station.

[10] Khazanovitch L., Yu H.T., Beckemeyer

C. (2000). Application of ISLAB2000 for

Forensic Studies. Proceeding of the

2nd International Symposium of 3D

Finite Element for Pavement Analy-

sis, Design, and Research, Charleston,

West Virginia, pp. 433-450.

[11] Beegle D.J., and Sargand S.M. (1995).

Three-Dimensional Finite Element

Modeling of Rigid Pavement. Final

Report No. ST/SS/95-002, Ohio De-

partment of Transportation, Federal

Highway Administration, Columbus,

Ohio.

[12] Zokaei-Ashtiani A., Carrasco C., Naza-

rian S. (2014). Finite element mode-

ling of slab–foundation interaction on

rigid pavement applications. Compu-

ters and Geotechnics 62, 118–127.

[13] COSMOS/M. (1993). Advanced modu-

les user guide, Santa Monica, CA.

[14] Rusiński, E. (1994). Metoda elemen-

tów skończonych. System COSMO-

S/M, Wydawnictwo Komunikacji i

Łączności, Warszawa

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

1.2

0 2000 4000 6000 8000 10000napr

eniarozcigajce

sx[M

Pa]

modu podbudowy [MPa]

pod o e 120 MPa, p yta 0.30 m

pod o e 50 MPa, p yta 0.30 m

pod o e 120 MPa, p yta 0.25 m

pod o e 50 MPa, p yta 0.25 m

B

b)

10. Zmiana naprężeń rozciągających sx w płycie betonowej dla różnych grubości płyty, wartości

modułów podbudowy, a) godzina 2:00, b) godzina 14:00

0.0

0.2

0.4

0.6

0.8

1.0

1.2

0 2000 4000 6000 8000 10000napr

eniarozcigajce

sx[M

Pa]

modu podbudowy [MPa]

pod o e 120 MPa, p yta 0.30 m

pod o e 50 MPa, p yta 0.30 m

pod o e 120 MPa, p yta 0.25 m

pod o e 50 MPa, p yta 0.25 m

A

a)

25

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnika

Posadowienia obiektów infrastruktury trans-

portu lądowego stanowią istotny problem, w

związku z realizowanymi w kraju budowami

oraz modernizacjami sieci dróg i autostrad.

Budowle ziemne są nieodłącznym ich elemen-

tem. Podejmowane są na szeroką skalę bada-

nia nośności, trwałości i wrażliwości konstrukcji

jezdni drogowych. Niezwykle często wystę-

pują jednak problemy zniszczeń konstruk-

cji nawierzchni spowodowanych awariami

nasypów drogowych. Ma na to wpływ wiele

czynników: złożone i skomplikowane warunki

geologiczno-inżynierskie podłoża, nieodpo-

wiedni dobór materiału korpusu nasypu, nie-

prawidłowe wykonawstwo i zabezpieczenie

korpusu, brak monitoringu, powodzie, wpływy

czynników atmosferycznych.

Istnieje potrzeba prawidłowego rozpo-

znania podłoża gruntowego, projektowania i

wykonania nasypów z zastosowaniem odpo-

wiednich sposobów wzmocnienia podłoża i

zabezpieczenia samej budowli ziemnej. Male-

jące zapasy naturalnych gruntów do budowy

nasypów stwarzają konieczność korzystania

z gruntów antropogenicznych co sprawia, że

istnieje potrzeba indywidualnego potraktowa-

nia takich budowli w zakresie projektowania i

kontroli jakości, ponieważ nie ma w tym zakre-

sie stosownych zapisów normowych.

W pracy zasygnalizowano niektóre z waż-

nych współczesnych problemów inżynierii

transportowej występujących na nowo bu-

dowanych oraz modernizowanych obiektach

drogowych. Przeprowadzono dyskusję na

temat sposobów dokonywania ocen statecz-

ności skarp nasypów drogowych, otrzymywa-

nych zapasów stateczności oraz interpretacji

uzyskanych wyników w konkretnych przypad-

kach posadowień nasypów komunikacyjnych

w aspekcie procedur wprowadzonych przez

Eurokod 7. Oceniono możliwości stosowa-

nia gruntów antropogenicznych do budowy

nasypów komunikacyjnych. Przedstawione

spostrzeżenia są wynikiem analiz ocen statecz-

ności skarp nasypów drogowych, przeprowa-

dzonych na wielu obiektach komunikacyjnych,

charakteryzujących się dużą zmiennością wa-

runków posadowienia.

Zapasy stateczności skarp i nasypów

Dążąc do optymalnego projektowania oraz

przewidywania zachowania się skarp i zboczy

wykorzystuje się wiele propozycji metod obli-

czeniowych ich oceny stateczności.

W grupie teoretycznych metod wymiaro-

wania zboczy opartych na teorii plastyczności

dominują metody granicznego stanu napręże-

nia oraz inżynierskie metody równowagi gra-

nicznej. Teoria stanów granicznych w ujęciu

statycznym umożliwia określenie związków

między kształtem skarpy, granicznym obcią-

żeniem naziomu i stanem naprężenia w ca-

łym masywie. Metoda kinematyczna polega

na poszukiwaniu dozwolonych pól prędkości

odkształcenia, odpowiadających różnym me-

chanizmom płynięcia [9].

Metody równowagi granicznej zaliczane są

do fundamentalnych metod analizy statecz-

ności skarp i zboczy, stosowanych w praktyce

inżynierskiej. Zakłada się w nich występowanie

stanu granicznego na pewnych powierzch-

niach zlokalizowanego poślizgu. Przyjmując

pewien mechanizm odkształcenia lub znisz-

czenia wzdłuż powierzchni poślizgu, analizuje

się układ sił związany z tym mechanizmem.

Współczesny rozwój metod numerycznych

(metody różnic skończonych MRS, elementów

brzegowych MEB, a przede wszystkim metody

elementów skończonych MES) oraz modeli

konstytutywnych gruntu, stawia analizy obli-

czeniowe na czele narzędzi badawczych, sto-

sowanych do rozwiązywania wielu zagadnień

brzegowych geotechniki, w tym stateczności

skarp i zboczy.

Pomimo wielu badań brak jest przepisów

normowych i wytycznych dotyczących projek-

towania budowli ziemnych posadowionych

w złożonych i skomplikowanych warunkach

geologiczno-inżynierskich. Duża liczba trud-

nych do ustalenia niewiadomych sprawia, że

brakuje pewności zachowania stateczności

nasypów drogowych.

We wcześniejszej pracy [3] Autorzy przed-

stawili szczegółową dyskusję na temat stoso-

wanych do niedawna w praktyce inżynierskiej

zasad sprawdzania stateczności drogowych

budowli ziemnych, wymieniając m.in.:

- przyjmowanie zachodzenia określonego

prawdopodobieństwa wystąpienia osuwiska,

jako: bardzo mało prawdopodobnego (F >

1,5), mało prawdopodobnego (1,3 < F < 1,5),

prawdopodobnego (1,0 < F < 1,3) oraz bardzo

prawdopodobnego (F < 1,0) – [12], [18];

- postanowienia polskiej normy PN/B-

03010:1983 [13], zawierające jedynie zalecenia

odnoszące się do sprawdzenia stateczności

ogólnej ściany oporowej lub uskoku naziomu

(potencjalnego osuwiska) – przy uwzględnia-

nych wartościach charakterystycznych obcią-

żeń i parametrów geotechnicznych wartości

współczynnika korekcyjnego m (będącego

odwrotnością współczynnika bezpieczeństwa

F) wynoszą: m = 0,90 ÷ 0,85; F =1,11 ÷ 1,18 –

zależnie od obciążenia naziomu uskoku i są-

siedztwa zabudowy;

- postanowienia Rozporządzeń Ministra Trans-

portu i Gospodarki Morskiej [19], [20], wymaga-

jące zachowania współczynnika stateczności F

nie mniejszego niż 1,5 (z przyjęciem oblicze-

niowych wartości obciążeń - oraz parametrów

geotechnicznych);

oraz postanowienia Eurokodu 7 w zakresie sto-

sowania metody „pasków”.

Projektowanie zgodnie z Eurokodem 7 wy-

maga wykazania, że obliczeniowe skutki od-

działywań Ed są nie większe niż odpowiadający

im obliczeniowy opór Rd

:

dR dE lub 1d

d

ER (1)

Analiza stateczności prowadząca do wyzna-

czenia minimalnej wartości wskaźnika sta-

teczności Fmin

powinna uwzględniać wartości

obliczeniowe parametrów geotechnicznych,

oddziaływań i oporów, uzyskiwanych poprzez

zastosowanie współczynników częściowych.

W powszechnie stosowanych, inżynierskich

metodach analizy stateczności (tzw. meto-

dach „pasków”) moment obracający należy

traktować jako skutek oddziaływań Med

, a od-

powiadający mu moment utrzymujący – jako

opór wobec tych oddziaływań MRd

. Wskaźnik

stateczności w ujęciu Eurokodu 7 defi niuje za-

leżność:

1

sin1

,,

1,

n

iiidid

n

iied

Ed

Rd

QW

R

MM

F

(2)

Stateczność nasypów komunikacyjnych posadowionych w złożonych warunkach gruntowychAndrzej Batog, Elżbieta Stilger-Szydło

Prof. dr hab. inż. Elżbieta Stilger--Szydło

Politechnika Wrocławska,Katedra Geotechniki, Hydrotech-niki, Budownictwa Podziemnego i Wodnego

elzbieta.stilger-szydlo@pwr.edu.pl

Dr inż. Andrzej Batog

Politechnika Wrocławska,Katedra Geotechniki, Hydrotech-niki, Budownictwa Podziemnego i Wodnego

Andrzej.Batog@pwr.edu.pl

26

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnikagdzie:

Red,i

– obliczeniowy opór gruntu na ścinanie

wzdłuż podstawy i-tego bloku (paska),

i– kąt nachylenia podstawy i-tego bloku do

poziomu,

Wd,i

– obliczeniowy ciężar i-tego bloku,

Qd,i

– obciążenie zewnętrzne przyłożone do i-

-tego bloku.

Przy takim podejściu minimalny wskaźnik

stateczności powinien być nie mniejszy od

jedności. Warunek (1) implikuje diametral-

nie odmienne (od tradycyjnie stosowanego)

podejście do oceny stateczności, w którym

obliczenia wykonywano z uwzględnieniem

charakterystycznych wartości oddziaływań i

reakcji gruntu, a wymagany zapas stateczności

osiągano poprzez przyjmowanie odpowiednio

wysokiej wartości dopuszczalnej Fdop

.

Zapisy Eurokodu 7 pośrednio wprowadza-

ją warunek, że nie jest dopuszczalne w obli-

czeniach stateczności przyjmowanie braku

sił poziomych między blokami. Wyklucza to

stosowanie do analizy stateczności skarp po-

pularnej metody Felleniusa, jak również wersji

metody Janbu, w której rozpatruje się tylko

pionowe reakcje między blokami [8]. Z uwagi

na to ograniczenie, do przeprowadzania ana-

liz inżynierskich stateczności skarp drogowych

nadaje się popularna metoda Bishopa (uprosz-

czona) [6], która spełnia warunek równowagi

momentów sił oraz rzutów sił poziomych (rys.

1). W metodzie tej, wskaźnik stateczności po

wprowadzeniu stosownych współczynników

częściowych opisuje uogólniony wzór (3):

gdzie:

ck,i

– wartość charakterystyczna spójności grun-

tu zalegającego w podstawie i-tego bloku,

�k,i

– wartość charakterystyczna kąta tarcia we-

wnętrznego gruntu zalegającego w podsta-

wie i-tego bloku,

bi – szerokość i-tego bloku,

i – kąt nachylenia podstawy i-tego bloku do

poziomu,

Wk,i

– charakterystyczna wartość ciężaru i-tego

bloku,

Gk,i

– charakterystyczna wartość obciążenia sta-

łego działającego na i-ty blok,

Qk,i

– charakterystyczna wartość obciążenia

zmiennego działającego na i-ty blok.

Do chwili wprowadzenia w 2011 roku Za-

łącznika Krajowego [17], rekomendującego

stosowanie podejścia obliczeniowego 3 w

przypadku oceny stateczności ogólnej skarp,

Eurokod 7 nie podawał kryteriów doboru po-

dejść obliczeniowych. Do analizy stateczności

można było zatem zastosować jedno z trzech

(a faktycznie czterech) podejść obliczenio-

wych, różniących się sposobem przyjmowania

wartości poszczególnych współczynników

częściowych (tabela 1):

W podejściu obliczeniowym 1 kombinacja

1 (DA1-1) zwiększano wartości sił destabilizują-

cych oraz obciążeń zewnętrznych, mnożąc je

przez stosowne wartości częściowych współ-

czynników �G i �

Q, natomiast wartości sił oraz

oddziaływań utrzymujących nie były mody-

fi kowane, podobnie jak wartości charaktery-

styczne parametrów wytrzymałości gruntów

nie były również redukowane.

- podejściu 1 kombinacja 2 (DA1-2) zwiększano

wartości obciążeń zewnętrznych oraz zmniej-

szano wartości parametrów wytrzymałości, re-

dukując je przy zastosowaniu współczynników

częściowych �tan� i �c

.

- w podejściu 2 (DA2), podobnie jak w podej-

ściu 1 kombinacji 1, stosowane były odmien-

ne parametry częściowe do oddziaływań oraz

sił utrzymujących i destabilizujących, ale nie

zmniejszano charakterystycznych wartości pa-

rametrów wytrzymałości. Redukcji podlegały

opory ścinania na powierzchni poślizgu (dzie-

lono je przez współczynnik �R;e

).

- podejście 3 (DA3) jest bardzo podobne do

podejścia 1 kombinacji 2. Jedyną różnicą jest

traktowanie wszystkich oddziaływań na pod-

łoże jako oddziaływania geotechniczne, co

sprowadza się do przyjmowania charaktery-

stycznych wartości stałych obciążeń zewnętrz-

nych, stosując �G = 1,0. Obciążenia zmienne

zewnętrzne należy przemnożyć przez współ-

czynnik �Q = 1,3.

Autorzy w publikacjach [4], [5] wskazywa-

li na konsekwencje wyboru poszczególnych

podejść obliczeniowych, które znacząco wpły-

wały na wartość współczynnika stateczności,

a w konsekwencji na ocenę bezpieczeństwa

eksploatacji nasypu drogowego.

Załącznik Krajowy [17] zalecając stosowa-

nie podejścia 3 znacząco ułatwił wykonywanie

analiz stateczności ogólnej skarp, w szczegól-

ności osobom z mniejszym doświadczeniem.

Wszystkie oddziaływania na podłoże są trakto-

wane jako oddziaływania geotechniczne, co

sprowadza się do stosowania charakterystycz-

nych wartości stałych obciążeń zewnętrznych

poprzez przyjęcie �G = 1,0. Z kolei obciążenia

zmienne zewnętrzne działające na bryłę osu-

wiskową należy przemnożyć przez współ-

czynnik �Q = 1,3 oraz zmniejszyć wartości pa-

rametrów wytrzymałości gruntów na ścinanie,

redukując je za pomocą stosownych wartości

współczynników częściowych �tan� i �c

.

Jak wskazują przedstawione w dalszej czę-

ści pracy wyniki przeprowadzonych ocen sta-

teczności wybór podejścia 3 w wielu przypad-

R

bi

ui

Ti

Xi

Xi+1

Wi

i

H

Qi

Gi

O

1 2

i

n

Ni

1. Schemat metody Bishopa (uproszczonej)

n

iiikQikGikG

n

ii

iki

ikiikikQikGikG

c

iik

eR

QGW

F

buQGWbc

F

1,,,

1 ,

,,,,,

,

;

sin

costan

tan1

tan1

(3)

Współczyn-niki

częściowe

Podejścia obliczeniowe

12 3

kombinacja 1 kombinacja 2

A

�G

1,35 1,0 1,35 1,0*

�Gfa� 1,0 1,0 1,0 1,0

�Q

1,5 1,3 1,5 1,3*

M

�tan�'

1,0 1,25 1,0 1,25

�c'

1,0 1,25 1,0 1,25

�� 1,0 1,0 1,0 1,0

R �R;e

1,0 1,0 1,1 1,0*/ oddziaływania te traktuje się jako oddziaływania

geotechniczne

Tab. 1. Wartości współczynników częściowych

zalecanych do stosowania

w analizie stateczności skarp

27

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnikakach obliczeniowych może być dyskusyjne, w

szczególności w warunkach słabego rozpo-

znania warunków podłoża gruntowego. Jed-

nym z argumentów za wprowadzeniem tego

podejścia była łatwość zastosowania do obli-

czeń numerycznych, w szczególności w meto-

dzie elementów skończonych z uwagi na brak

konieczności stosowania różnych współczyn-

ników częściowych dla oddziaływań utrzy-

mujących i destabilizujących, co występuje w

podejściu 1 kombinacja 1 oraz w podejściu 2.

Dyskusja ocen stateczności skarp nasypów

komunikacyjnych (według Eurokodu 7)

Do dyskusji dotyczącej doboru sposobu prze-

prowadzania oceny stateczności skarp nasy-

pów drogowych oraz interpretacji uzyskanego

zapasu stateczności przeprowadzonych na

podstawie zaleceń Eurokodu 7 wykorzystano

wyniki obliczeń przeprowadzone w kilkudzie-

sięciu przekrojach nasypu modernizowanej (w

latach 2009/2011) Drogi Ekspresowej S-8 (na

odcinku Wrocław-Syców), charakteryzującego

się dużą zmiennością warunków posadowie-

nia. Uzyskane oceny odniesiono do wymagań

dotyczących stateczności skarp stawianych

przez przepisy krajowe [19, 20]. Prace zaplano-

wane objęły m.in. budowę nowych nasypów

drogowych na odcinku 22,5 km, o zmiennej

wysokości do 8,6 m nasypów (przy nachyle-

niu skarp 1:1,5). Warunki posadowienia nasy-

pów okazały się zmienne, stopień złożoności

warunków geotechnicznych zmienia się od

prostego do skomplikowanego. W fazie prac

koncepcyjnych nad projektem trasy drogo-

wej rozważano wykonanie nasypów z gruntu

niespoistego w postaci piasku średniego lekko

zaglinionego o niewielkiej spójności.

Do analiz stateczności wykorzystano autorski

program SMB, w którym zastosowano zmo-

dyfi kowaną metodę Bishopa. Jako wartość

wymaganą (dopuszczalną) wskaźnika statecz-

ności przyjęto Fdop

= 1.00 . Uwzględniono obli-

czeniowe wartości parametrów, co według Eu-

rokodu 7 [15] powinno zapewnić odpowiedni

zapas stateczności.

W celach porównawczych przeprowadzo-

no również analizy odnoszące się do „podej-

ścia tradycyjnego” (CA), uwzględniającego

charakterystyczne wartości parametrów geo-

technicznych. Wartość wymaganą wskaźni-

ka stateczności przyjęto w tym przypadku

zgodnie z obowiązującym Rozporządzeniem

MTiGM [20]. Na rysunku 2 pokazano wyniki

obliczeń stateczności w km 7+120 „podejścia

tradycyjnego”.

W obliczeniach stateczności uwzględnio-

no cztery podejścia obliczeniowe Eurokodu 7.

Na rys. 3 przedstawiono przykładowe wyniki

uzyskane w podejściu obliczeniowym 3, przy

każdym z typów podłoża gruntowego. Wykres

przedstawia zależność minimalnej wartości

wskaźnika stateczności Fmin

w danym przekroju

obliczeniowym od wysokości nasypu.

2. Droga Ekspresowa S-8 Wrocław-Syców, przekrój w km 7+120. Wyniki obliczeń stateczności w

podejściu tradycyjnym zgodnie z Rozporządzeniem MTiGM [20]

3. Wyniki oceny stateczności podejścia obliczeniowego 3 przy poszczególnych typach

podłoża (1 – grunty spoiste twardoplastyczne, 1a – grunty spoiste plastyczne i rzadziej

twardoplastyczne, 2 – grunty niespoiste, 3 – nienośne grunty organiczne)

4. Porównanie wyników obliczeń stateczności w przekrojach nasypu projektowanego na

podłożu z gruntów spoistych w stanie plastycznym dla poszczególnych podejść oblicze-

niowych Eurokodu 7 oraz przy podejściu tradycyjnym (CA – Classical Approach)

28

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnika Wyniki uzyskane we wszystkich podejściach

w przekrojach, w których występuje dostatecz-

nie nośne podłoże nośne (typ podłoża 1, 1a i

2) wykazują wyraźną zależność stateczności

nasypu od jego wysokości. Punkty obrazujące

obliczone wartości

Fmin

układają się w krzy-

wą wykładniczą, co wiązać należy głównie ze

spójnością gruntów nasypu i podłoża. Skarpy

nasypu o wysokości powyżej 7,0 m nie wyka-

zują już wyraźnego zmniejszania się wartości

wskaźnika stateczności z dalszym wzrostem

wysokości nasypu. Porównywalne pod wzglę-

dem warunków gruntowych nasypy wysokie

charakteryzują się o około 20% mniejszym za-

pasem stateczności niż w przypadku nasypów

niskich.

Na rys. 4 podano przykład zestawienia wy-

ników przy podłożu gruntowym ukształtowa-

nym z gruntów spoistych w stanie plastycz-

nym. W poszczególnych seriach zamieszczono

wyniki uzyskane w analizowanych podejściach

obliczeniowych oraz w podejściu tradycyjnym.

Porównywanie wyników podejść obliczenio-

wych Eurokodu 7 oraz tradycyjnego może

okazać się mylące, z uwagi na zróżnicowane

wymagania odnośnie do zapasów statecz-

ności nasypów. Podejścia obliczeniowe Euro-

kodu 7 wymagają, aby wartość minimalnego

wskaźnika stateczności była większa od jedno-

ści, natomiast wymagany zapas stateczności

podejścia tradycyjnego wynika z przepisów

krajowych (przy nasypach drogowych o wy-

sokości powyżej 6,0 m wymagana wartość

wskaźnika stateczności wynosi Fmin

=1,50). W

innych krajach europejskich wartość ta zawiera

się w przedziale Fdop

=1,30-1,50. Z powyższego

względu, w podejściu tradycyjnym określono

dodatkowo wartość pomocniczego wskaźnika

stateczności, zwanego współczynnikiem prze-

projektowania ODF (over-design factor):

dopFFODF min (4)

Wartości ODF > 1 oznaczają wyższy od wy-

maganego zapas stateczności. Na wykresie rys.

3 serię wyników ODF podejścia tradycyjnego

oznaczono symbolem CA/1,50.

Porównanie uzyskanych wyników wskazuje

wyraźnie, że w przypadku analizy stateczności

skarp nasypów drogowych poszczególne po-

dejścia obliczeniowe nie były równoważne,

pomiędzy skrajnymi wynikami uzyskanymi w

podejściu obliczeniowym 1 kombinacja 1 (DA1

C1) i podejściu 2 (DA2) – maksymalne różni-

ce wynoszą około 60% wartości dla podejścia

obliczeniowego 2. Wskazane w Załączniku

Krajowym [17] podejście obliczeniowe 3 daje

wyniki mieszczące się w środku między war-

tościami skrajnymi podejścia DA1 C1 oraz DA2.

Zatem dobór podejścia obliczeniowego w

konkretnym zadaniu winien być poprzedzony

dogłębną analizą uwarunkowań geotechnicz-

nych, uwzględniających m.in. kategorię geo-

techniczną zadania, stopień złożoności warun-

ków geotechnicznych i stopień rozpoznania

podłoża gruntowego. W przypadkach słabego

stopnia rozpoznania warunków podłoża, przy

dużej zmienności gruntów występujących

w analizowanym masywie gruntowym, bądź

przy występowaniu nasypów niekontrolowa-

nych zastosowanie podejścia obliczeniowego

3 może nie zapewnić wymaganego zapasu

stateczności, w takim przypadku należałoby

dodatkowo sprawdzić spełnienie warunku sta-

teczności dla najbezpieczniejszego podejścia

2, w którym uzyskuje się najmniejsze wartości

wskaźnika stateczności. Również sprawdzenie

stateczności według podejścia obliczeniowe-

go 2 byłoby korzystne w przypadku ustalania

wartości parametrów wytrzymałości metoda-

mi pośrednimi (na przykład wyłącznie na pod-

stawie zależności korelacyjnych).

Najwyższe wartości wskaźników stateczno-

ści daje podejście DA1-1, w którym co bardzo

istotne, analizę stateczności przeprowadza się

z uwzględnieniem tylko charakterystycznych

wartości parametrów wytrzymałości. To po-

dejście może być wybierane w przypadku, gdy

wartości parametrów wytrzymałości gruntów

zostały wyznaczone metodami laboratoryjny-

mi i polowymi, zapewniającymi wysoki sto-

pień rozpoznania warunków geotechnicznych

całego analizowanego masywu gruntowego.

Wówczas analiza przeprowadzona w oparciu

tylko o podejście 3 może prowadzić do prze-

projektowania skarpy nasypu.

Analizując wyniki ocen stateczności Euro-

kodu 7 pod kątem zgodności z kryteriami do-

tychczas stosowanymi w praktyce inżynierskiej

(Fdop

=1,50), podano na wykresie rys. 4 wartości

współczynnika przeprojektowania ODS, obli-

czone w podejściu tradycyjnym (oznaczone

symbolem CA/1.5). Mogą one stanowić od-

niesienie do wartości wskaźników stateczności

określonych w poszczególnych podejściach

obliczeniowych, w których wartość wymaga-

na wskaźnika stateczności wynosi Fdop

=1,00.

Z porównania wynika spostrzeżenie, że jedy-

nie podejście obliczeniowe 2 pozwala na uzy-

skanie wartości wskaźników stateczności nie

większych (czyli bezpieczniejszych) od warto-

ści ODS, zatem tylko podejście obliczeniowe

2 spełnia wymagania dotyczące stateczności

wysokich nasypów drogowych w świetle pol-

skich przepisów.

Stateczność nasypów komunikacyjnych

posadowionych na podłożu słabonośnym

Na wybór sposobu posadowienia oraz techno-

logii wykonawstwa nasypów drogowych po-

sadowionych na słabym podłożu gruntowym,

wpływa:

- położenie niwelety drogi względem istnie-

jącego terenu, warunkującej przyjęcie odpo-

wiedniej wysokości nasypu;

- usytuowanie stropu gruntów słabonośnych

względem powierzchni terenu oraz ich rodzaj,

miąższość i układ warstw w poprzecznym i po-

dłużnym profi lu nasypu;

- przeznaczenie nasypu (kategoria drogi, klasa

obciążenia);

- dostępność terenu budowy do wykorzysta-

nia sprzętu budowlanego, czas i koszty realiza-

cji inwestycji.

Powyższe czynniki decydują o wyborze

właściwej, w danym przypadku, technologii

posadowienia i budowy nasypów na grun-

tach słabonośnych. Rysunek 5 ilustruje je-

den z przykładów spękania nawierzchni, na

skutek nierównomiernego osiadania nasypu

drogowego. Podczas modernizacji istniejącej

drogi dokonano poszerzenia i podwyższenia

nasypów. Lewy nasyp poszerzono o 3 m, zaś

prawy – o 1÷1,5 m. Nasyp istniejącej drogi był

ustabilizowany ale zawieszony w pozostawio-

nej warstwie torfu w podłożu. Zalegające tor-

fy należały do torfów zwartych (wn

< 500 %).

Woda gruntowa występowała w podstawie

nasypu na głębokości 0,2÷1,3 m p.p.t., podle-

gając wahaniom, średnio o 0,5 m. Poszerzenie

nasypu opierało się na starym nasypie drogo-

wym, a jego korona w skrajnym przypadku

sięgała około 0,5 m powyżej korony starego

nasypu. Ze względów oszczędnościowych nie

wzmocniono podłoża pod nasypem. Stary na-

syp związano z nowym za pomocą półek oraz

systemu geosyntetyków.

Na rys. 6 pokazano wykres osiadania na-

sypu po 43 miesiącach eksploatacji drogi.

Prognozowane końcowe osiadanie nasypu

wyniosło 41 cm, zaś analiza wyników pomia-

rów wykazała maksymalne osiadanie nasypu,

na przestrzeni około 43 miesięcy, wynoszące

~ 25 cm. Największe wartości osiadania za-

obserwowano w osi oraz na lewej krawędzi

jezdni, a znacznie mniejsze – na prawej krawę-

dzi. Oznacza to możliwość dalszego osiadania

nasypu jeszcze w przeciągu około czterech

lat. Po okresie stabilizacji nasypu zostanie za-

projektowany docelowy remont nawierzchni,

5. Pęknięcie podłużne nawierzchni wskutek

nierównomiernego osiadania nasypu

29

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnika

natomiast w międzyczasie wykonywane będą

zabiegi utrzymaniowe.

Przedstawiony przykład pokazuje z jednej

strony wpływ skutków osiadania nasypu na

stan nawierzchni drogowej, a z drugiej – stra-

tegię Inwestora, który ze względu na znaczne

koszty nie zdecydował się na wzmocnienie

podłoża. Dodatkowym czynnikiem utrudniają-

cym wzmocnienie podłoża była niemożliwość

zorganizowania objazdów przedmiotowej

drogi. Widzimy też, jak istotne jest uwzględ-

nianie stanu granicznego użytkowalności

w projektowaniu. Jeśli nasyp jest dobrze za-

gęszczony, a obciążenie wywierane na nośne

podłoże gruntowe jest niewielkie, to odkształ-

cenia spowodowane ciężarem własnym na-

sypu lub obciążeniem nie będą przekraczać

wartości dopuszczalnych. Należy przewidzieć

też możliwość wystąpienia odkształceń spo-

wodowanych zmianą warunków wodnych, w

tym osiadań długotrwałych, spowodowanych

zmianami wilgotności gruntu nasypu i podło-

ża.

Nasypy wznoszone na słabonośnych grun-

tach podlegają znacznym deformacjom na

skutek ich ściśliwości oraz plastycznych od-

kształceń podłoża. Podczas ich budowy i eks-

ploatacji, możemy liczyć się z wystąpieniem

utraty nośności granicznej podłoża organicz-

nego, zagłębiania się nasypu i wypierania sła-

bego podłoża oraz utraty stateczności nasypu,

a także znacznych i długotrwałych osiadań

podłoża organicznego [9]. Profi laktyka zapo-

biegania tym niekorzystnym stanom polega

na właściwym projektowaniu, wyborze odpo-

wiedniego sposobu posadowienia i technolo-

gii wykonawstwa nasypów oraz prowadzeniu

monitoringu tych budowli. Stosowane meto-

dy oceny stanu granicznego użytkowania tych

nasypów drogowych powinny wykorzystywać

parametry ściśliwości podłoża organicznego

z odpowiednio prowadzonych badań labora-

toryjnych oraz z opracowywanych zależności

korelacyjnych [9].

Jak ilustruje opisany wyżej przykład (rys. 6)

tylko nasypy o niewielkiej wysokości, wywie-

rających niewielkie obciążenia, mogą być bez-

piecznie posadowione na gruntach słabono-

śnych bez konieczności wzmacniania podłoża.

Licząc się jednak z dużymi wartościami osia-

dań, należy w takich przypadkach przyjmować

odpowiednią metodę formowania nasypu, na

przykład budowę etapową, dostosowaną do

prognozowanej wielkości osiadań końcowych

oraz czasu stabilizacji osiadań podłoża.

W razie konieczności posadowienia wyso-

kich nasypów na słabonośnym podłożu or-

ganicznym, nawet w przypadku stosunkowo

niewielkiej miąższości takiej warstwy, wystę-

pować będzie duże zagrożenie utratą statecz-

ności skarpy nasypu. Na rys. 7a przedstawiono

kolejny przykład analizy stateczności skarpy

nasypu Drogi Ekspresowej S-8 o wysokości 7,0

m, posadowionego na warstwie uplastycznio-

nych namułów gliniastych o miąższości 1,2 m.

Wymiana warstwy słabonośnej na kwalifi ko-

wany materiał gruntowy przewidziany do for-

mowania nasypu (rys. 7b) stanowi najprostszy

i najpewniejszy sposób zapewnienia wymaga-

nej wartość wskaźnika stateczności Fmin

> 1,5

w zagadnieniu stateczności globalnej skarpy.

Przy płytkich powierzchniach poślizgu nadal

jednak nie jest zapewniony wymagany prze-

pisami [19, 20] zapas stateczności. Konieczne

jest zatem uformowanie skarp w technolo-

gii gruntu zbrojonego lub też zmiana gruntu

przewidzianego do wbudowania w nasyp na

małospoisty, w tym przypadku na piasek gli-

niasty o spójności nie niższej niż 12 kPa, co

zapewni osiągnięcie minimalnego wskaźnika

stateczności Fmin

> 1,5.

Zastosowanie gruntów

antropogenicznych do budowy nasypów

drogowych

Istotnym problemem, nasilającym się w ostat-

nich latach podczas realizacji wielu inwestycji

drogowych, stanowi niedobór kwalifi kowane-

go materiału gruntowego. Na terenach zur-

banizowanych ulegają wyczerpaniu złoża do-

brego materiału gruntowego. Równocześnie

lokalnie są dostępne materiały pochodzenia

antropogenicznego o charakterze odpadów

przemysłowych, które mogą być przydatne do

budowy nasypów drogowych bez zastrzeżeń

lub zastrzeżeniami (wg normy PN-B-06050

[14]), takie jak żużle, iłołupki przepalone i nie-

przepalone, czy mieszaniny popiołowo-żużlo-

we. Stosunkowo łatwo dostępnymi materia-

łami są odpady paleniskowe lub budowlane

(po ich odpowiednim przetworzeniu [2]), które

mogą być wykorzystane jako składniki miesza-

nek z gruntami mineralnymi do formowania

nasypów komunikacyjnych.

Jako przykład przedstawiono wykorzystanie

do budowy nasypów drogowych w rejonie

Wrocławia materiału antropogenicznego w

postaci mieszaniny naturalnego gruntu piasz-

czystego, pochodzącego z budowanego lo-

kalnego zbiornika retencyjnego oraz odpadu

paleniskowego (mieszaniny popiołowo-żuż-

lowej), zdeponowanego na składowisku miej-

scowej Elektrociepłowni [1].

Do przeprowadzenia miarodajnej analizy

stateczności skarp nasypów uformowanych z

materiałów antropogenicznych bardzo ważne

jest poprawne wyznaczenie wartości parame-

trów wytrzymałości na ścinanie, które mogą

znacząco odbiegać od typowych („normo-

wych”) wartości podawanych dla naturalnych

gruntów mineralnych [9] i są mocno zależne

od rodzaju oraz proporcji mieszanych skład-

ników. Na rys. 8. przedstawiono wykres przed-

stawiający zakres zmienności wytrzymałości na

ścinanie kilku mieszanek popiołowo-piasko-

wych odniesiony do wysokości projektowane-

go nasypu.

Przeprowadzono analizy parametryczne

stateczności skarp nasypu formowanego z

mieszanek popiołowo-piaskowych. W obli-

czeniach analizowanych rodzajów mieszanek

i wysokości nasypu poszukiwano wielkości

nachylenia skarp, zapewniającego osiągnię-

cie wymaganego przez Rozporządzenie [20]

wskaźnika stateczności Fdop

= 1,50. Przykład

wyników obliczeń wykonanych przy nasypie o

wysokości 12 m i nachyleniu skarp 1 : 1 przed-

stawiono na rys. 9.

Określone w obliczeniach bezpieczne na-

chylenia skarp nasypu drogowego wykona-

nego z mieszanek popiołowo-piaskowych

przedstawiono na rys. 10. Na wykresie widać,

że przy najniższych wartościach parametrów

wytrzymałości mieszanki uzyskano niezależnie

od wysokości nasypu stałe bezpieczne na-

chylenie 1 : 2,5. Wynika to z położenia najnie-

-30

-25

-20

-15

-10

-5

0

5

10

25.300 25.340 25.380 25.420 25.460 25.500 25.540 25.580 25.620odleg o ci [km]

osia

dani

e [c

m]

O Lewa kraw d Prawa kraw d

6. Porównanie wyników obliczeń stateczności w przekrojach nasypu

projektowanego na podłożu z gruntów spoistych w stanie plastycznym dla

poszczególnych podejść obliczeniowych Eurokodu 7 oraz przy podejściu

tradycyjnym (CA – Classical Approach)

30

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Geotechnikabezpieczniejszej powierzchni poślizgu, która

niezależnie od wysokości nasypu, przechodzi

przez najpłytsze partie skarpy.

W dalszej kolejności postawiono sobie

pytanie, czy tak wyznaczone bezpieczne na-

chylenia skarp według kryterium Fmin

= 1,50 z

Rozporządzenia MTiGM [20] również spełniają

kryteria zawarte w Eurokodzie 7 przy zastoso-

waniu podejścia obliczeniowego 3. Po wyko-

naniu obliczeń weryfi kujących we wszystkich

analizowanych schematach stwierdzono, że

minimalny wskaźnik stateczności według

Eurokodu 7 Fmin EC

> 1,20. Wobec wymaganej

przez Eurokod 7 wartości wskaźnika Fmin EC

= 1

analizowane skarpy mają zatem zbyt łagodne

nachylenia. Uzyskane wyniki stanowią kolejną

przesłankę wskazującą na to, że w Rozporzą-

dzeniu [20] wprowadzono wymóg zbyt duże-

go zapasu stateczności dla skarp projektowa-

nych nasypów drogowych.

Podsumowanie

Ocena stateczności skarp i zboczy w bu-

downictwie drogowym jest jednym z głów-

nych zagadnień w procesie projektowania,

zapewniającym bezpieczeństwo eksploatacji

dróg. Wskaźnik stateczności F, stosowany jako

podstawowy parametr do oceny zapasu sta-

teczności, może przyjmować różne wartości w

zależności od zastosowanej metody oblicze-

niowej oraz przyjętego podejścia obliczenio-

wego.

Poradnik ITB nr 424/2011 [18] podaje m.in.,

że bezpieczne wartości wskaźnika stanu rów-

nowagi przy parametrach średnich należy

przyjmować nie mniejsze niż F = 1,3.

Zbliżone są wymagania normy niemiec-

kiej DIN 4084:1981 zalecające przyjmowanie

współczynnika bezpieczeństwa (w przypadku

zsuwu równoległego do powierzchni zbocza)

w zależności od układu obciążeń od 1,3 (układ

podstawowy obciążeń) do 1,1 (stan wyjąt-

kowy, działania obciążeń sejsmicznych). Przy

dużej spójności gruntu (c > 20 kPa) stosuje się

odpowiednio F = 1,73 do 1,47. Nowsze wyda-

nie normy E DIN 4084: 2002, dostosowane do

wersji ENV Eurokodu, dla trzech układów ob-

ciążeń podaje wartości F = 1,25; 1,15 oraz 1,1.

Autorzy wykazali, że poszczególne podej-

ścia oceny stateczności skarp wprowadzone

przez Eurokod 7 [14], nie są równoważne, a

wskazanie w Załączniku Krajowym [16] podej-

ścia obliczeniowego 3 do oceny stateczności

wymaga dobrego rozpoznania warunków

geotechnicznych – odpowiedzialnego przy-

gotowania programu badań geotechnicznych

projektowanej inwestycji.

W Polsce zalecane jest podejście oblicze-

niowe 3, w którym współczynniki częściowe

stosuje się tylko do parametrów wytrzymało-

ści gruntu i obciążeń zmiennych. Wynikowe

wartości zapasu stateczności są generalnie

mniejsze od wymaganego w obowiązującym

Rozporządzeniu MTiGM [19]. Jedynie podej-

ście obliczeniowe 2 według Eurokodu 7 po-

zwala na uzyskanie porównywalnego zapasu

stateczności. Biorąc pod uwagę trwającą od lat

szeroką dyskusję (por. [7]), dotyczącą nadmier-

nie dużego zapasu stateczności wymaganego

przez przywołane Rozporządzenie, weryfi kacja

obliczeń stateczności z wykorzystaniem po-

dejścia 3 wydaje się konieczna w przypadkach

słabego stopnia rozpoznania warunków pod-

łoża, przy dużej zmienności gruntów występu-

jących w analizowanym masywie gruntowym,

bądź przy występowaniu nasypów niekontro-

lowanych.

Przedstawione wybiórcze problemy zwią-

zane z posadowieniem obiektów infrastruk-

tury transportowej wskazują, że budowa sieci

dróg samochodowych nastręcza wiele pro-

blemów z racji liniowego charakteru tych bu-

dowli. Jednakże należy stwierdzić, że w zakre-

sie badań dotyczących rozpoznania podłoża

gruntowego dostępna jest w kraju aparatura i

sprzęt, który zapewnia dobre rozeznanie pod-

7b. Droga Ekspresowa S-8 Wrocław-Syców, przekrój w km 14+630.

Obliczenia stateczności wykonane zgodnie z Rozporządzeniem MTiGM [20]

- wymiana warstwy namułów

7a. Droga Ekspresowa S-8 Wrocław-Syców, przekrój w km 14+630.

Obliczenia stateczności wykonane zgodnie z Rozporządzeniem MTiGM [20]

- nasyp posadowiony bezpośrednio na warstwie namułów

31

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y3 / 2015

Geotechnika

łoża gruntowego zarówno w warunkach in situ

jak również w laboratorium. W zakresie rozpo-

znania podłoża gruntowego w laboratorium

niezbędne będzie wdrożenie procedur oceny

mrozoodporności gruntów z wykorzystaniem

badań CBR.

W przypadku formowania nasypów dro-

gowych z materiałów antropogenicznych klu-

czową rolę przy zapewnieniu bezpieczeństwa

ich eksploatacji stanowi prawidłowa ocena

wartości parametrów charakteryzujących ich

wytrzymałość na ścinanie. Niezbędne jest

opracowanie procedur pozwalających na

lepszą i efektywniejszą kontrolę zagęszczenia

nasypów formowanych z gruntów antropoge-

nicznych.

Pilne wydaje się podjęcie prac w celu wpro-

wadzenia metod i algorytmów oceny statecz-

ności skarp nasypów i przekopów drogowych

opartych na zaleceniach Eurokodu 7, w tym

również wzmacnianych geosyntetykami.

Przedstawione wyniki stanowią kolejny głos

w szerokiej, krytycznej dyskusji [7] dotyczącej

zbyt wysokich wymaganych zapasów statecz-

ności w obowiązujących przepisach [19, 20]. �

Materiały źródłowe

1. Batog A., Hawrysz M., Stateczność nasy-

pów drogowych formowanych z mie-

szanek piaskowo- popiołowych w rejonie

Wrocławia. Biuletyn PIG 2011, nr 446/2, s.

445-452.

2. Batog A., Hawrysz M., Wykorzystanie do

budowy nasypów drogowych kruszyw z

recyklingu odpadów budowlanych. Geo-

inżynieria, drogi, mosty, tunele 3/2011.

3. Batog A., Stilger-Szydło E., Analiza zapasów

stateczności nasypów komunikacyjnych.

Przegląd Komunikacyjny, 2014, nr 5, s. 31-

34.

4. Batog A., Stilger-Szydło E., Stateczność

skarp nasypów drogowych w ujęciu Euro-

kodu 7. Drogownictwo 2010, nr 1, s. 18-21.

5. Batog A., Stilger-Szydło E., Stateczność

skarp nasypów modernizowanej drogi

ekspresowej S-8 w ujęciu Eurokodu 7 i

aktualnych przepisów krajowych. Drogo-

wnictwo 2010, nr 2, s. 39-44.

6. Bishop A. W., The use of the slip circle in

the stability analysis of slopes, Geotechni-

que, 1955, no 5, pp. 7-17.

7. Kłosiński B., O wymaganiach dotyczących

stateczności skarp i zboczy, Zeszyty Na-

ukowo-Techniczne SITK Oddział Kraków,

Problematyka osuwisk w budownictwie

komunikacyjnym, seria Materiały Konfe-

rencyjne, Nr 88, Zeszyt 144, Kraków 2009.

8. Simpson B., Driscoll R., Eurocode 7 a com-

mentary. CRC Ltd., London, 1998.

9. Stilger-Szydło E., Posadowienia budowli

infrastruktury transportu lądowego. Teo-

ria – Projektowanie – Realizacja. Wrocław,

Dolnośląskie Wydawnictwo Edukacyjne,

2005.

10. Wiłun Z., Zarys geotechniki, Wyd. Komuni-

kacji i Łączności, Warszawa 2000.

11. Wysokiński L., Zabezpieczanie stateczno-

ści skarp i zboczy, XVI Konferencja PZITB

„Warsztat Pracy Projektanta Konstrukcji”,

Ustroń 2001, t. 2, s. 225-236.

12. Wysokiński L., Zasady poprawnej analizy

obliczeń stateczności zboczy. W pracy:

Problematyka osuwisk w budownictwie

komunikacyjnym. Mat. Ogólnopolskiej

Konf. Nauk, Techn., Zakopane 2000, s. 171-

186.

13. Norma PN/B-03010:1983 Ściany oporowe.

Obliczenia statyczne i projektowanie.

14. Norma PN-B-06050:1999 Geotechnika. Ro-

boty ziemne. Wymagania ogólne.

15. Norma PN-EN 1997-1: 2008/AC: 2009 Eu-

rokod 7 – Projektowanie geotechniczne –

Część 1: Zasady ogólne.

16. Norma PN-EN 1997-2: 2009 Eurokod 7 –

Projv ektowanie geotechniczne – Część

2: Rozpoznanie i badanie podłoża grunto-

wego.

17. Norma PN-EN 1997-1:2008/NA:2011. Eu-

rokod 7 – Projektowanie geotechniczne –

Część 1: Zasady ogólne. Załącznik Krajowy.

18. Poradnik ITB nr 424. Ocena stateczności

skarp i zboczy. Warszawa 2011.

19. Rozporządzenie Ministra Transportu i Go-

spodarki Morskiej z dnia 14 maja 1997 r.

w sprawie przepisów techniczno-budow-

lanych dotyczących autostrad płatnych.

Dz. U. z dnia 19 czerwca 1997 r., Nr 62, poz.

392.

20. Rozporządzenie Ministra Transportu i Go-

spodarki Morskiej w sprawie warunków

technicznych, jakim powinny odpowiadać

drogi publiczne i ich usytuowanie. Dz. U.

Nr 43/1999 r.

0 4 8 12Wysokos skarpy [m]

0

40

80

120

160

200

240

53

104

154

205

35

69

104

135

f [kPa]

dolny zakresparametrów

górny zakresparametrów

8. Zależność granicznego oporu na ścinanie

mieszanek popiołowo-piaskowych w zależno-

ści od wysokości nasypu [1]

2 4 6 8 10 12Wysokos skarpy [m]

10

20

30

40

50

60

Nac

hyle

nie

skar

py [s

top.

]

nachylenie 1 : 1,5

'

Mieszanka 1,5 : 1 param. wysokie

Mieszanka 1 : 1parametry niskie

nachylenie 1 : 2,5

Mieszanka 1 : 1 param. wysokie

Mieszanka 1,5 : 1 param. niskie

10. Bezpieczne nachylenia skarp nasypu

drogowego uformowanego z mieszanek

popiołowo-piaskowych w funkcji wysokości

nasypu – wyniki uzyskane dla wskaźnika

stateczności Fmin

= 1,5 [1]

9. Nasyp wysokości 12 m z mieszanki popiołowo-piaskowej.

Obliczenia stateczności wykonane zgodnie z Rozporządzeniem MTiGM [20]

Podstawowe informacje dla Autorów artykułów

„Przegląd Komunikacyjny” publikuje artykuły związane z szeroko rozumianym transportem oraz infrastrukturą transportu. Obejmuje to zagadnienia

techniczne, ekonomiczne i prawne. Akceptowane są także materiały związane z geografią, historią i socjologią transportu.

W celu usprawnienia i przyspieszenia procesu publikacji prosimy o zastoso-

wanie się do poniższych wymagań dotyczących nadsyłanego materiału:

1. Tekst artykułu powinien być napisany w jednym z ogólnodostępnych pro-

gramów (na przykład Microsoft Word). Wzory i opisy wzorów powinny być

wkomponowane w tekst. Tabele należy zestawić po zakończeniu tekstu. Ilu-

stracje (rysunki, fotografi e, wykresy) najlepiej dołączyć jako oddzielne pliki.

Można je także wstawić do pliku z tekstem. Możliwe jest oznaczenie miejsc

w tekście, w których autor sugeruje wstawienie stosownej ilustracji lub ta-

beli. Obowiązuje odrębna numeracja ilustracji (bez rozróżniania na rysunki,

fotografi e itp.) oraz tabel.

2. Całość materiału nie powinna przekraczać 12 stron w formacie Word (zale-

cane jest 8 stron). Do limitu stron wlicza się ilustracje załączane w odrębnych

plikach (przy założeniu że 1 ilustracja = ½ strony).

3. Format tekstu powinien być jak najprostszy (nie stosować zróżnicowanych

styli, justowania, dzielenia wyrazów, podwójnych i wielokrotnych spacji itp.).

Dopuszczalne jest pogrubienie, podkreślenie i oznaczenie kursywą istot-

nych części tekstu, a także indeksy górne i dolne. Nie stosować przypisów.

4. Nawiązania do pozycji zewnętrznych - cytaty (dotyczy również podpisów

ilustracji i tabel) oznacza się numeracją w nawiasach kwadratowych [...].

Numeracja odpowiada zestawieniu na końcu artykułu (oznaczonego jako

„Materiały źródłowe”). Zestawienie powinno być ułożone alfabetycznie. Nie

należy zamieszczać informacji o materiałach źródłowych w przypisach.

5. Jeżeli Autor wykorzystuje materiały objęte nie swoim prawem autorskim,

powinien uzyskać pisemną zgodę właściciela tych praw do publikacji (nie-

zależnie od podania źródła). Kopie takiej zgody należy przesłać Redakcji.

Po akceptacji ZGŁOSZENIA PUBLIKACJI należy dosłać: artykuł (bez danych

identyfi kujących autora) z materiałami dodatkowymi, takimi jak tabele, ilustracje

(wkomponowane w tekst lub w oddzielnych plikach) oraz „Oświadczenie Autora

korespondencyjnego”.

Do przygotowania załączników można wykorzystać pliki (do pobrania ze strony:

przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl):

• „Wzór artykułu” – plik edytora Word, który może być podstawą formatowa-

nia własnego artykułu;

• „Oświadczenie Autora korespondencyjnego”.

Dodatkowo można skorzystać z następujących plików:

• "Przyład zgłoszenia artykułu" i „Przykładowy artykuł w wersji nadesłanej

przez Autora” – prosimy o przygotowanie własnego materiału w zbliżonej

formie;

• „Przykładowy artykuł w wersji publikowanej w Przeglądzie Komunikacyj-

nym” – jest to ta sama pozycja jak w pliku wyżej, z tym że już po składzie i

druku, prosimy o porównanie obu wersji.

Uwaga!

Duże rozbieżności pomiędzy nadesłanym materiałem, a powyższymi wymaga-

niami spowodują odesłanie całości do autorów z prośbą o autokorektę.

W przypadku pytań prosimy o kontakt:

redakcja@przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

Artykuły wnoszące wkład naukowy podlegają rozbudowanym procedurom re-

cenzji merytorycznych zgodnie z wytycznymi MNiSW, co pozwala zaliczyć je, po

opublikowaniu, do dorobku naukowego (z punktacją przyznawaną w toku oceny

czasopism naukowych – aktualnie są to 4 punkty):

1. Do oceny każdej publikacji powołuje się co najmniej dwóch niezależnych

recenzentów spoza jednostki.

2. W przypadku tekstów powstałych w języku obcym, co najmniej jeden z re-

cenzentów jest afi liowany w instytucji zagranicznej innej niż narodowość

autora pracy.

3. Rekomendowanym rozwiązaniem jest model, w którym autor(zy) i recen-

zenci nie znają swoich tożsamości (tzw. "double-blind review process").

4. W innych rozwiązaniach recenzent musi podpisać deklarację o nie wystę-

powaniu konfl iktu interesów; za konfl ikt interesów uznaje się zachodzące

między recenzentem a autorem:

a) bezpośrednie relacje osobiste (pokrewieństwo, związki prawne, konfl ikt),

b) relacje podległości zawodowej,

c) bezpośrednia współpraca naukowa w ciągu ostatnich dwóch lat poprze-

dzających przygotowanie recenzji.

5. Recenzja musi mieć formę pisemną i kończyć się jednoznacznym wnio-

skiem co do dopuszczenia artykułu do publikacji lub jego odrzucenia.

6. Zasady kwalifi kowania lub odrzucenia publikacji i ewentualny formularz

recenzencki są podane do publicznej wiadomości na stronie internetowej

czasopisma lub w każdym numerze czasopisma.

7. Nazwiska recenzentów poszczególnych publikacji/numerów nie są ujaw-

niane; raz w roku (w ostatnim numerze oraz na stronie internetowej) czaso-

pismo podaje do publicznej wiadomości listę recenzentów współpracują-

cych.

Szczegóły powyższych procedur dostępne są na stronie internetowej MNiSW.

Artykuły pozostałe podlegają recenzjom merytorycznym jednego recenzenta

(ewentualnie spoza jednostki). Proces ich publikacji jest szybszy. Autorom nie

przysługuje punktacja do dorobku naukowego.

Przygotowany materiał powinien obrazować własny wkład badawczy autora. Re-

dakcja wdrożyła procedurę zapobiegania zjawisku Ghostwriting (z „ghostwriting”

mamy do czynienia wówczas, gdy ktoś wniósł istotny wkład w powstanie publi-

kacji, bez ujawnienia swojego udziału jako jeden z autorów lub bez wymienienia

jego roli w podziękowaniach zamieszczonych w publikacji). Tekst i ilustracje mu-

sząbyć oryginalne i niepublikowane w innych miejscach (w tym w internecie).

Możliwe jest zamieszczanie artykułów, które ukazały się w materiałach konferen-

cyjnych i podobnych (na prawach rękopisu) z zaznaczeniem tego faktu i po przy-

stosowaniu do wymogów publikacyjnych „Przeglądu Komunikacyjnego”.

Redakcja nie zwraca nadsyłanych materiałów. Na życzenie możliwa jest autoryza-

cja materiału przygotowanego do druku.

Autorzy otrzymują bezpłatnie numer w którym ukazała się ich publikacja.

Korespondencję inną niż artykuły do recenzji prosimy kierować na adres:

listy@przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

Artykuły publikowane w „Przeglądzie Komunikacyjnym” dzielimy na: „wnoszące wkład naukowy w dziedzinę transportu i infrastruktury

transportu” i „pozostałe”. Prosimy Autorów o deklarację, do której grupy zaliczyć ich prace.

Materiały do publikacji należy przesyłać w formie elektronicznej na adres redakcji: artykuly@przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

Pierwszym krokiem jest przesłanie ZGŁOSZENIA PUBLIKACJI (do pobrania ze strony: www.przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl). W zgłoszeniu na-

leży podać: imię i nazwisko autora, adres mailowy oraz adres do tradycyjnej korespondencji, miejsce zatrudnienia, zdjęcie (w przypadku większej liczby

autorów konieczne są dane o wszystkich osobach oraz wskazanie autora korespondencyjnego), tytuł artykułu oraz streszczenie i słowa kluczowe (te

informacje także w języku angielskim). Konieczna jest także deklaracja, czy artykuł ma być zaliczony do grupy „wnoszących wkład naukowy...”, czy „po-

zostałe”. Artykuły mogą być napisane w języku angielskim. Możliwe jest przesłanie od razu całego artykułu (zgłoszenie + artykuł + oświadczenie

Autora, opracowanych według zasad jak niżej).

Na podstawie ZGŁOSZENIA PUBLIKACJI Kolegium Redakcyjne podejmuje decyzję odnośnie zaproszenia Autora do nadesłania artykułu lub sugeruje

przesłanie do innego czasopisma.

Redakcja pisma oferuje objęcie patronatem medialnym konferencji, debat, seminariów itp.:

http://przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl/patron.html.

Patronat obejmuje:

• ogłaszanie przedmiotowych inicjatyw na łamach pisma,

• zamieszczanie wybranych referatów / wystąpień po dostosowaniu ich do wymogów redakcyjnych,

• publikację informacji końcowych (podsumowania, apele, wnioski),

• kolportaż powyższych informacji do wskazanych adresatów.

Ceny są negocjowane indywidualnie w zależności od zakresu zlecenia. Możliwe są atrakcyjne upusty.

Powyższe informacje oraz więcej szczegółów dostępne są na stronie:

www.przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

34

SITK-RP

p r z e g l ą d k o m u n i k a c y j n y 3 / 2015

Międzynarodowa Konferencja Naukowo-Techniczna

Nowoczesne technologie w projektowaniu, budowie i utrzymaniu rozjazdów kolejowych

Wrocław, 16 czerwca 2015 r.

CEL KONFERENCJI

1. Przedstawienie nowych technologii w projektowaniu i produkcji rozjazdów kolejowych.

2. Strategia utrzymania rozjazdów w pełnej sprawności technicznej, gwarantującej bezpie-czeństwo ruchu kolejowego.

3. Przedstawienie problematyki utrzymania i użytkowania rozjazdów przy podnoszeniu prędkości jazdy pociągów.

4. Rozpropagowanie nowości technicznych i technologicznych wśród personelu ko-lejowego, pracowników fi rm wykonujących

prace torowe i studentów uczelni technicznych

KOMITET HONOROWY

1. Prof. dr hab. inż. Janusz Dyduch – Przewodniczący Komitetu Transportu PAN, Prezes SITK RP, Uniwersytet Technologiczno--Humanistyczny w Radomiu

2. Prof. dr. Klaus Rießberger –Przewodniczący UEEIV, Dyrektor Graz University of Technology

KOMITET ORGANIZACYJNY

1. Wiesław Murawski – Przewodniczący Komitetu Organizacyj-nego, Członek Zarządu SITK RP Oddział Wrocław

2. Wacław Piątkowski – Sekretarz Zarządu SITK RP Oddział Wro-cław

3. Hanna Kwiatkowska – Kierownik Biura Zarządu Krajowego SITKRP4. Janusz Pasierb - PKP Polskie Linie Kolejowe S.A.5. Jerzy Cieślikiewicz – Członek KSK SITK RP 6. Barbara Borowiec – Prezes Koła SITK RP7. Ewelina Kwiatkowska - Politechnika Wrocławska8. Igor Gisterek – Politechnika Wrocławska

RADA PROGRAMOWA

1. Prof. dr hab. inż. Marek Krużyński –Przewodniczący Rady Pro-gramowej, Prezes Zarządu Oddziału SITK RP we Wrocławiu

2. Prof. dr hab. inż. Jerzy Kisilowski – Uniwersytet Technologicz-no-Humanistyczny w Radomiu

3. Prof. dr hab. Juliusz Engelhardt – Przewodniczący KSK SITK RP4. Prof. dr hab. inż. Henryk Bałuch – Instytut Kolejnictwa5. Prof. dr hab. inż. Władysław Koc – Politechnika Gdańska6. Prof. dr hab. inż. Maria Bałuch – Uniwersytet Technologiczno –

Humanistyczny w Radomiu7. Prof. dr hab. inż. Kazimierz Towpik – Politechnika Warszawska8. Remigiusz Paszkiewicz – Prezes Zarządu PKP Polskie Linie Kolejowe S.A.9. Józefa Majerczak – Członek Zarządu PKP Polskie Linie Kolejowe S.A. 10. Dr inż. Andrzej Żurkowski – Dyrektor Instytutu Kolejnictwa 11. Dr inż. Andrzej Massel – Instytut Kolejnictwa12. Dr inż. Andrzej Gołaszewski – Prezes Honorowy Senior SITK RP

Patronat: Komitet Transportu PAN, Krajowa Sekcja Kolejowa SITK RP

Patronat medialny: Przegląd Komunikacyjny

Teksty referatów prosimy przesłać e-mailem na adresy:

wroclaw@sitkrp.org.pl; redakcja@przeglad.komunikacyjny.pwr.wroc.pl

WARUNKI UCZESTNICTWA

Warunkiem uczestnictwa w konferencji jest przesłanie wypełnionej karty zgłoszenia uczestnictwa (pocztą, faxem lub e-mailem) na adres:

Stowarzyszenie Inżynierów i Techników Komunikacji Rzeczpospolitej Polskiej Oddział we Wrocławiu

50-020 Wrocław, u. M.J.Piłsudskiego 74, tel./fax: 48 71 343 18 74, e-mail: wroclaw@sitkrp.org.pl, www.wroclaw.sitkrp.org.pl

oraz dokonanie wpłaty w wysokości: 200,– zł + 23% VAT –uczestnicy z PKP Polskich Linii Kolejowych S.A., biur projektowych, fi rm produk-

cyjnych i wykonawczych, pracownicy wyższych uczelni, 60,– zł + 23% VAT –studenci, na konto SITK O/Wrocław: Bank Zachodni WBK S.A.,

91 1090 1522 0000 0000 5201 9618, z podaniem Nazwiska Uczestnika i dopiskiem „Konferencja Rozjazdy Kolejowe”.

Karta zgłoszenia znajduje się na stronie internetowej: www.wroclaw.sitkrp.org.pl

Opłata obejmuje: udział w konferencji, catering podczas przerw kawowych i lunchu, wieczór koleżeński na Rynku wrocławskim, wydawnic-

two z referatami, koszt fi rmy tłuma-czącej.

MIEJSCE KONFERENCJI: Hotel IBIS, 50-083 Wrocław, Plac Konstytucji 3

Referaty przygotowane do wygłoszenia na konferencji zostaną opublikowane

w czasopiśmie Przegląd Komunikacyjny