X L V I I I K O N F E R E N C J A N AU K O W A

KOMITETU INŻ YNIERII LĄ DOWEJ I WODNEJ PAN

I KOMITETU NAUKI PZITB

Opole – Krynica

2002

Marian CICHOCKI

1

Arkadiusz SITARSKI

2

Marcin ABRAMSKI

2

BADANIA NOŚ NOŚ CI EKSPLOATOWANYCH

STRUNOBETONOWYCH BELEK MOSTOWYCH TYPU „

P”

1. Wstę

p

Typowe strunobetonowe belki korytkowe BSK (belki typu π ) wprowadzone zostały do
stosowania przez CBSiPDiM w Warszawie w 1972 r w ramach programu typizacji ustrojó w
mostowych. Zaró wno prefabrykaty jak i gotowe prototypowe przęsła poddane zostały
badaniom przez IBDiM [3]. Wykazano pewne niedostatki rozwią zania technologiczno-
konstrukcyjnego. Do zalet rozwią zania zaliczono m.in. stateczność belek podczas montaż u,
małe ilości betonu zuż ytego na miejscu budowy.

W połowie lat 70-tych zwracano uwagę [1] na niski poziom jakościowy produkcji

prefabrykató w i wyposaż enia obiektó w. Problem ten stał się dokuczliwy po kilkunastu
latach. Spora liczba obiektó w wykazywała daleko posuniętą degradację, uniemoż liwiają cą
dalszą ich eksploatację. Wprowadzono w rezultacie zakaz stosowania belek korytkowych.
Jednym z decydują cych czynnikó w przyśpieszonej degradacji była ró wnież niewłaściwa
eksploatacja oraz zaniedbania w zakresie napraw [9], [14-16]. Dodatkowym, niekorzystnym
czynnikiem są ograniczone moż liwości adaptacji ustroju konstrukcyjnego do pogarszają cych
się warunkó w eksploatacji (wzrost intensywności ruchu oraz obcią ż eń). Pomimo, ż e opinie
na temat opłacalności zabiegó w rehabilitacyjnych w odniesieniu do tego rozwią zania są
podzielone, to szereg obiektó w udało się naprawić, a nawet wzmocnić [9].

Pewien poglą d w tym zakresie uzyskano badają c belki strunobetonowe BSK-18 oraz

BSK-15, pozyskane z przęseł wiaduktó w eksploatowanych przez okres 25-30 lat.

2. Charakterystyka badanych belek, zakres pomiaró w, sposó b obciąż ania

Badaniom poddano 4 belki BSK-18/I (oznaczone B-1, B-2, B-3 i B-4), pozyskane
z rozbió rki wiaduktu w cią gu ul. Sucharskiego w Gdańsku oraz 1 belkę BSK-15/II z
wiaduktu położ onego w cią gu Obwodowej Tró jmiasta. Prefabrykaty BSK-18 o rozpiętości

1

Dr inż ., Wydział Inż ynierii Lą dowej Politechniki Gdańskiej

2

Mgr inż ., Wydział Inż ynierii Lą dowej Politechniki Gdańskiej

184

teoretycznej L

t

= 17,5m spręż one były przy uż yciu 44 splotó w odgiętych oraz 28 splotó w

prostoliniowych ze stali klasy I o średnicy Ø 7,8 mm (6 x 2,5 + 1 x 2,8). Spręż enie
prefabrykatu BSK-15 (L

t

= 14,50m) stanowiło 28 splotó w prostych i 36 splotó w odgiętych

ze stali klasy II.

Rys. 1. Widok belek B-2 i B-3 (BSK-18) na stanowisku w rejonie

demontowanego wiaduktu na trasie Mjr. Sucharskiego (luty 2001)

W przypadku belek BSK-18 pomiary przeprowadzono na stanowisku zlokalizowanym

w są siedztwie demontowanego wiaduktu, w terminie narzuconym wymaganiami kontraktu
(Inwestor - ZDiZ w Gdańsku) na roboty rozbió rkowe (połowa lutego 2001, nieprzekraczalny
czas badań 2 dni). Badania belki BSK-15 wykonano na terenie Bazy Materiałowej RDK
GDDP. Przedsięwzięcie zrealizowano dzięki ż yczliwości i pomocy obu instytucji.

Prefabrykaty BSK - 18 oznaczono symbolami B-1, B-2, B-3 i B-4. Część

demontowanych belek składowano obok stanowiska

badawczego, gdzie posłuż yły jako

elementy obcią ż ają ce. W ramach badań wykonano pomiary ugięć, odkształceń w niektó rych
przekrojach dźwigaró w, rejestrację stanu zarysowania oraz kontrolne badania wytrzymałości
betonu. Dźwigary, ustawione parami (jedną parę stanowiły belki o symbolach B-3 i B-4,
drugą parę belki B-1 i B-2) obcią ż ano pozostałymi, zdemontowanymi belkami (rys. 1),
dokonują c uprzednio pomiaru ich cięż aru.

Belkę BSK-15 obcią ż ano płytami drogowymi 0,15 x 1,5 x 3,0 m, realizują c podobny

zakres prowadzonych pomiaró w. Belkę na stanowisku pokazano na rys. 2 .

3. Stan techniczny badanych belek

Belki BSK-18 eksploatowano w obiekcie znajdują cym się w odległości ok. 2 km od brzegu
morskiego na terenie silnie uprzemysłowionym z dużymi zakładami produkcyjnymi emitują cymi
m. in. zwią zki siarki. Prefabrykaty narażone były zaró wno na agresywne oddziaływanie otoczenia
jak ró wnież tzw. ,,agresję chlorkową ”. Dźwigary wykazywały uszkodzenia korozyjne w
typowych miejscach jak np.: szczeliny dylatacyjne (czoła belek), przecieki z powierzchni
pomostu w wyniku uszkodzenia izolacji, źle wypełnione pachwiny będą ce powodem przeciekó w
w stykach i tp. Stwierdzono silną korozję narożnych prętó w zbrojeniowych i skrajnych splotó w
sprężają cych. Ponadto występowały uszkodzenia betonu płyty i mniej groźne uszkodzenia
korozyjne jej zbrojenia. Wyniki przeprowadzonych badań betonu belek wykazały zró żnicowaną
wytrzymałość. Pró bki rdzeniowe betonu z belek B-1, B-2, B-3 i B-4 miały średnią wytrzymałość

185

odpowiednio: f

cm

= 62,6 MPa, 38,56 MPa, 56,2 MPa oraz 47,95 MPa. Zawartość chlorkó w w

betonie dźwigaró w była zró żnicowana, ale na głębokości 2-3 cm w pasach dolnych wykazywała
wartości poniżej 0,4% w odniesieniu do ilości cementu. Głębokość karbonizacji betonu miała
niewielki zasięg w dźwigarach, nie przekraczają c 1,0-1,5 cm .

Rys. 2. Widok belki BSK-15 na stanowisku badawczym

Z kolei belka BSK-15 była w znacznie lepszym stanie technicznym. Występowały tu

uszkodzenia korozyjne np. końcó wek strun na czołach belki, ślady przeciekó w poprzez
płaszczyzny stykó w podłuż nych, nieliczne płytkie odpryski otuliny w pasie dolnym, lecz o
ograniczonym zasięgu. Uszkodzenia nie miały wpływu na obniż enie nośności dźwigara.

4. Wybrane wyniki badań

4.1. Deformacje wstę

pne dźwigaró w

Na rys. 3 przedstawiono pomierzone średnie strzałki wygięcia Y

W(śr.)

prefabrykató w. Wygięcia te

są 2-2,5 raza większe od począ tkowych deformacji sprężystych, wywołanych siłą sprężają cą P

m,∞

i działają cym ciężarem własnym prefabrykatu. Natomiast średnie pomierzone deformacje trwałe
badanych belek (strzałki odwrotne) Y

W(śr)

ró żnią się między sobą 1,35-1,75 raza.

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0,06

0,07

0,08

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

Odleg

łoś ć od lewej krawędzi belki x w [m]

W

y

g

ię

c

ie

Y

W

(ś

r.

)

b

e

lk

i

B

1

,2

,3

,4

k

u

g

ó

rz

e

w

[m

]

Yw(ś r.) B-1

Yw(ś r.) B-2

Yw(ś r.) B-3

Yw(ś r.) B-4

Rys. 3. Wykresy pomierzonych średnich strzałek wygięcia Y

W(śr.)

spręż onych dźwigaró w

korytkowych BSK-18 oznaczonych B-1, B-2, B-3 i B-4

186

Przyrost wygięcia belek i końcowa jego wartość Y

W(śr.)

zależ y m. in. od miary pełzania i

skurczu betonu, chwili spręż enia, warunkó w dojrzewania i pielęgnacji betonu, historii i
intensywności obcią ż enia belki i tp. Duż a liczba nieokreślonych i zmiennych parametró w
utrudnia bą dź wręcz uniemoż liwia dokładną analizę stanu wytęż enia i deformacji
eksploatowanych dźwigaró w w czasie [3, 4], [7, 8], [10-12], [14, 15].

Poglą dowo oszacowano skutki pełzania i skurczu na przyrost strzałki wygięcia

belek [4, 5]. Przyjęto nominalną siłę spręż ają cą P

0

= 3220 kN, moduł spręż ystości

E

c,nom

= 30000 MPa oraz 2 przypadki działania obcią ż enia na belkę :

a) - wyłą cznie cięż aru własnego prefabrykatu g

w

= 9,92 kN/m,

b) - cięż aru własnego wraz z obcią ż eniem dodatkowym nawierzchnią , kapami

i wyposaż eniem g

1

= g

w

+ Δ g = 19,92 kN/m.

0

0,01

0,02

0,03

0,04

0,05

0,06

0,07

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

Odleg

łoś ć od lewej krawędzi belki x [m]

W

y

g

ię

c

ie

b

e

lk

i

B

-3

,4

Y

o

,

Y

t

w

[m

]

Yo(gw)

Yt(gw) (φ=3,5)
Yo(g1)

Yt(g1) (φ=3,5)
Yt(g1-Δg) (φ=3,5)

Yw(ś r.) (B-3)
Yw(ś r.) (B-4)

Rys. 4. Wykresy pomierzonych strzałek wygięcia Y

W(śr.)

oraz przemieszczeń

Y

0

obliczonych w chwili t = 0 , Y

t

w chwili t = ∞ (

f

∞ ,to

= 3,5 ε

cs∞

= 0,0002)

przy obcią ż eniu g

w

= 9,92 kN/m oraz g

1

= g

w

+ Δ g = 19,92 kN/m

Pomierzone i szacowane końcowe deformacje Y w przypadku belek B - 3 i B - 4

zilustrowano na rys. 4. Wyniki wskazują na niż szą od wymaganej projektem, jakość betonu,
niż szy moduł spręż ystości E

c,nom

w chwili spręż enia oraz istotny łą czny wpływ pełzania i

skurczu.

4.2 Ugię

cia belek, zarysowanie, szacowanie siły sprę

ż ającej

Przykładowe wykresy ugięć belki B-3 pomierzonych w poszczegó lnych etapach obcią ż enia
przedstawiono na rys. 5. Moment zarysowania dźwigara B-3 wynosi w przybliż eniu
M

cr

≈ 1120 kNm (pomniejszony o moment od obcią ż enia własnego belki wynoszą cy

M

g

≈ 380 kNm). Rysy w środkowym obszarze belki uwidoczniły się w etapie 3 obcią ż enia.

Na podstawie ugięć w pierwszych 2 etapach (faza I) określono zastępczy moduł spręż ystości
(w przybliż eniu moduł spręż ystości betonu) E

zast

= 36000 MPa (por. [3]).

Ugięcia dźwigara z chwilą powstania rys określono szacują c ubytki sztywności w

obszarach zarysowanych. W przypadku dźwigara B - 3 poró wnano ugięcia pomierzone oraz
obliczone. Ugięcia obliczono dla belki o zmiennej sztywności. Sztywność szacowano na
podstawie deformacji, analizowanych na zarysowanych odcinkach belki.

Stosunek rzeczywistego momentu zarysowania do momentu zakładanego w projekcie

wynosi w przypadku belki B-3:

M

cr

/ M

cr,calc

≈ (1120 + 380)/ 1909 = 0,786

187

Jest to wielkość wyż sza o prawie 13 % od uzyskanej w badaniach [3] dla prefabrykató w
nowych.

-0,18

-0,16

-0,14

-0,12

-0,1

-0,08

-0,06

-0,04

-0,02

0

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

Odleg

łoś ć od lewej krawędzi belki x [m]

P

rz

e

m

ie

s

z

c

z

e

n

ia

Y

o

,

Y

p

w

[m

]

Yo (etap 1)

Yo (etap 2)

Yo (etap 3)

Yo (etap 4)

Yo (etap 5)

Yp (etap 1)

Yp (etap 2)

Yp (etap 3)

Yp (etap 4)

Yp (etap 5)

0

700000

1400000

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

Odleg

łoś ć od lewej krawędzi belki x w [m]

S

z

ty

w

n

o

ść

b

e

lk

i

B

=

E

J

w

[

k

N

m

2

]

EJ (etap 1)

EJ (etap 2)

EJ (etap 3)

EJ (etap 4)

EJ (etap 5)

Rys. 5. Wykresy ugięć i sztywności prefabrykatu B - 3 (BSK-18):
a) ugięcia pomierzone Y

p

i obliczone Y

o

w etapach obcią ż enia 1-5

b) sztywności B = E

c,nom

J przyjęte w obliczeniach przed i po zaryso-

waniu dźwigara, etapy 1-5, sztywność w fazie I B

0

= 1364000 kNm

2

Podczas obcią ż ania belki BSK-15 moment M

cr

≈ 1058 kNm, a wartość

M

cr

/

M

cr,calc.

≈ (1058+230)/1381= 0,93. Jednocześnie stwierdzono w fazie I zdecydowanie

wyż szy moduł zastępczy ró wny E

zast

≈ 40 000 MPa. Ugięcia pomierzone w środku

rozpiętości belki przedstawiono na rys. 6.

Aktualną siłę spręż ają cą P

m,∞

oszacować moż na na podstawie momentu M

cr

i

wytrzymałości betonu na rozcią ganie f

ctm

z zależ ności :

P

m,∞

= ς [(M

cr

+ M

g

) - λ W` f

ctm

] (1)

gdzie: ς = A / ( W

c

` + e A).

A - pole przekroju, e - mimośró d siły spręż ają cej P

m,∞

, W

c

` - dolny wskaźnik wytrzymałości

W przypadku belki B-3 przyjęto następują ce wielkości: ς = 1,732 m

-1

, M

cr

= 1120 kNm,

M

g

= 380 kNm, W

c

` = 0,07 m

3

, λ = 1,7, f

ctm

≈ 2000 kN/m

2

. Siła spręż ają ca wynosi zatem

P

m,∞

≈ 2186 kN.

Błą d oszacowania siły spręż ają cej przy założ eniu: Δ M

cr

= 100 kNm, Δ M

g

= 20 kNm oraz

Δ f

ctm

= 200 kN/m

2

wynosi Δ P

m,∞

= 191 kN, czyli około 9%.

a)

b)

188

0

20

40

60

80

100

0,000

0,050

0,100

0,150

0,200

0,250

0,300

Y [m]

q

[

k

N

/m

]

Y [m]

Rys. 6. Wykresy pomierzonych ugięć Y

p

w środku belki BSK-15

Podobnie oszacowana trwała siła spręż ają ca P

m,∞

w belce BSK-15 ró wna jest w

przybliż eniu P

m,∞

≈ 1830 kN ( przy M

g

= 230 kNm oraz f

ct

≈ 2250 kN/ m

2

).

Straty siły spręż ają cej w stosunku do siły nominalnej wynoszą w belce oznaczonej

symbolem B-3 (BSK-18) około 33%, w przypadku zaś belki BSK-15 sięgają 27%.

4.3 Momenty łamiące

Momenty łamią ce w przypadku belek BSK-18 miały zró ż nicowane wartości. Najsłabszy z
prefabrykató w B-2 uległ zniszczeniu przy M

R

≈ 1800 kNm, belka o symbolu

B-1 przy M

R

≈ 2800 kNm, belki B-3 i B-4 przy M

R

≈ 2380 kNm. Natomiast belka BSK-15

złamała się w przekroju środkowym przy M

R

≈ 2555 kNm. Podane wartości nie

uwzględniają momentu zginają cego od obcią ż enia własnego.

Prefabrykaty BSK-18 uległy zniszczeniu wskutek wyczerpania nośności strefy

ściskanej. Sploty praktycznie nie zostały zerwane. Zerwaniu uległy jedynie te sploty w
najniż szych warstwach, któ re zostały uszkodzone w wyniku korozji. Zniszczenie miało
charakter gwałtowny. Beton płyty uległ zmiaż dż eniu w przekroju środkowym, co w
rezultacie zainicjowało ,,kruche” jego niszczenie na całej wysokości przekroju. W po-
ró wnaniu do wartości obliczeniowych (projektowanych) nośność rzeczywista wynosiła od
ok. 60% w przypadku belki B-2 do około 90% w przypadku belki B-1.

Nośność belki BSK-15 była o ok. 8% większa od wartości projektowanej. Jej

zniszczenie nosiło znamiona jednoczesnego wyczerpania nośności stali cięgien spręż ają cych
i betonu płyty. Zerwaniu uległy 4 dolne rzędy splotó w. Pękanie splotó w w chwili tworzenia
się przegubu plastycznego w środku belki odbywało się kolejno, poczynają c od splotó w
najniż ej położonych.

5. Uwagi końcowe

Wyniki obserwacji wskazują na duż ą wraż liwość strunobetonowych prefabrykató w typu π na
czynniki korozyjne zwłaszcza w przęsłach pozbawionych właściwego utrzymania i napraw.
Dotyczy to głó wnie obiektó w miejskich, znajdują cych się zazwyczaj w gorszym stanie
(opisane tu belki BSK-18) aniż eli obiekty pozamiejskie (belka BSK-15).

Wstępna ocena rezultató w badań prefabrykató w, eksploatowanych w konstrukcji przez

okres około 25 -30 lat pozwala stwierdzić, ż e:

189

1) Momenty zarysowania dźwigaró w BSK - 18 oraz BSK - 15, kształtują się na poziomie

80 - 95 % wartości projektowej. Belki BSK - 18 wykazywały zaniż one zapasy
bezpieczeństwa na zarysowanie. Natomiast prefabrykat BSK - 15 w zasadzie spełniał pod
tym względem warunki techniczne.

2) Zniszczenie dźwigaró w BSK-18 nastą piło w wyniku wyczerpania wytrzymałości betonu

w strefie ściskanej. Praktycznie nie osią gnięto wytrzymałości na rozcią ganie splotó w
spręż ają cych. Jakość betonu belek BSK–18, a szczegó lnie powstałe podczas eksploatacji
uszkodzenia, obniż yły wyraźnie zapasy bezpieczeństwa na złamanie.

Belka BSK - 15 uległa zniszczeniu w wyniku zerwania splotó w i jednoczesnego

zmiaż dż enia betonu płyty. Zaró wno stan techniczny obiektu i pozyskanego zeń dźwigara,
jak ró wnież jakość betonu były lepsze aniż eli w przypadku belek BSK -18. Znaczą cy
wpływ miał tu sposó b eksploatacji obiektu.

3) Moduły zastępcze belek BSK - 18 w fazie I wynoszą około 30000 - 36000 MPa. Jest to

wartość stosunkowo niska, wskazują ca na fakt, ż e w chwili spręż enia prefabrykatu była
jeszcze niż sza.

W belce BSK - 15 w fazie I oszacowano E

zast.

≈ 40000 MPa, co zapewnia

dostateczną sztywność dźwigara ( B

0

= EJ = 984 - 1050 MNm

2

). Wartość ta wskazuje

ró wnież na niż szą markę betonu w chwili spręż enia dźwigara. Podobnie jak w przypadku
belek BSK - 18, chociaż w mniejszym stopniu, fakt ten spowodował relaksację siły
spręż ają cej, wzrost strzałki odwrotnej oraz nieco niż szy w efekcie wspó łczynnik
pewności na zarysowanie belki. Pomimo tego prefabrykat BSK - 15 uznać moż na za
element pełnowartościowy, nadają cy się nawet do wzmocnienia.

4) Badania potwierdziły spostrzeż enia przedstawione m in. w [2], [3], [9], [14, 15] co do

duż ych rozrzutó w jakości produkowanych prefabrykató w. Stwierdzono, ż e beton w
prefabrykatach nie odpowiadał zakładanej klasie betonu B45. Co ciekawe, stal splotó w
poza obszarami, gdzie została odsłonięta w wyniku uszkodzeń otuliny, znajdowała się w
bardzo dobrym stanie technicznym. Powierzchnia splotó w miała barwę srebrzystą , sploty
były dobrze otulone i wypełnione zaczynem , brak było śladó w korozji.

5) Wyniki uzasadniają opinię, ż e w przypadku wielu obiektó w należ ycie eksploatowanych,

celowa jest naprawa lub nawet wzmacnianie przęseł złoż onych z tych prefabrykató w.
Wdrożono w tym zakresie szereg rozwią zań konstrukcyjnych przy zastosowaniu np.
dodatkowej warstwy betonu zespolonego, wzmacniania taśmami CFRP (biernymi lub
spręż anymi) oraz np. ucią glania przęseł (zmiana schematu statycznego) [1], [9], [14].
Wymaga to jednak przeprowadzenia precyzyjnych badań diagnostycznych obiektu i
wyboru najkorzystniejszej metody modernizacji na podstawie wariantowych rozwią zań
techniczno-ekonomicznych.

Literatura

[1] KMITA J, RYBAK M., Kierunki rozwoju prefabrykacji mostó w w Polsce. Inż . i Bud. 8-

9/1975, s. 354-360.

[2] RYBAK M., Weryfikacja doświadczalna przęseł złoż onych z belek strunobetonowych.

Prace IBDiM, 1975, Nr 1, s. 230-238.

[3] RYBAK M., MARECKI A, SKAWIŃ SKI M., Badania strunobetonowych belek

korytkowych i przęseł z nich złoż onych. Prace IBD i M, Mosty i Fundamenty, WKiŁ,
W-wa 1978, Nr 3, s. 66-97.

[4] RÜSCH H., JUNGWIRTH D., Skurcz i pełzanie w konstrukcjach betonowych. Arkady,

W-wa 1979.

190

[5] FREY

J.,

Zur

Berechnung

vorgespannten

Beton-Verbundträgwerken

im

Gebrauchszustand. Beton und Stahlbetonbau, 1980, Nr 11, s. 257-262.

[6] JANDA L., Assessment of the safety of bridge structures damaged by the corrosion of

prestressed reinforcement. 2

nd

Conference ,,Safety of bridge structures”. Wrocław 1982,

s. 203-211.

[7] KAJFASZ S., O interpretowaniu wynikó w badań pełzania i skurczu w betonie

spręż onym. Arch. Inż . Ląd., 1984, T. XXX, z. 2-3, s. 371-377.

[8] JAVOR T., Experimental analysis of the safety of prestressed concrete bridges by help

of repeated load tests after 25 years traffic. 3

rd

Conference ,,Safety of bridge structures”,

Wrocław 1987, s. 163-168.

[9] KOZAKOW Z., CICHOCKI M., BARTNIKOWSKI ZB., Naprawa i modernizacja

estakady z prefabrykowanych belek korytkowych typu BSK-18. Konf. Nauk– Techn.
SITK i Pol. Ś wię tokrzyskiej nt. ,, Naprawa i wzmacnianie betonowych i zespolonych
konstrukcji mostowych”, Kielce 1988, s.101-112.

[10] RYBAK. M., O doświadczalnej i obliczeniowej ocenie nośności istnieją cych obiektó w

mostowych. Konf. N-T. ,,Durability and service life of bridge structures”, Poznań 1989,
s. 292-299.

[11] RYŻYŃ SKI A., Wieloletnie obserwacje efektu pełzania betonu w moście spręż onym.

Konf. N-T. ,,Durability and service life of bridge structures”,. Poznań 1989, s. 316-321.

[12] CIEŚLA J., GERMANIUK K., Comparative analysis of the safety of Grunwaldzki

bridge over Vistula river in Cracow. 4

th

International Conference ,,Safety of Bridge

Structures”, Wrocław 1992, s. 231-236.

[13] RYBAK M., WAWRUSIEWICZ A., Some remarks on calculation models in bridge

design standards. Conference on analytical models and new concepts in mechanics of
structural concrete, Białystok 1993, s. 405-413.

[14] KOZAKOW Z., CICHOCKI M., BARTNIKOWSKI ZB., Factors Causing Decreased

Durability of continuous Spans made from Prefabricated Channel Beams. Proc. 2

nd

International Scientific Conference ,,Durability And Service Life Of Bridge Structures ”,
Poznań 1994, s. 149-154.

[15] BILISZCZUK J., MACHELSKI CZ., MALISZKIEWICZ P., MISTEWICZ M.,

Typowe

uszkodzenia

drogowych

betonowych

mostó w

prefabrykowanych.

Drogownictwo, 1994, Nr 8, s. 186-194.

[16] MISTEWICZ M., (+ZESPÓ Ł), Raport o stanie obiektó w mostowych na drogach

publicznych (lipiec 1994 r.). Drogownictwo, 1995, Nr 1, s. 405-413.

CARRYING CAPACITY INVESTIGATION OF EXPLOITED

PRETENSIONED PRESTRESSED BRIDGE GIRDERS TYPE “

P”

Summary

Some results of investigations of prestressed bridge girders are presented. The girders have
been exploited in bridge spans during the period of 25-30 years. The quality of concrete in
prefabricated beams and also exploitation conditions have the greatest influence on carrying
capacity of bridge girders.