PB_01_2014 - Zimmerman i Wspólnicy Sp. K.

Transkrypt

PL ISSN 0033-2038 INDEKS 37067
85 lat
M I E S I Ę C Z N I K P O LS K I E G O Z W I Ą Z KU I N Ż Y N I E R Ó W I T E C H N I KÓ W B U D O W N I C T WA N R 1
STYCZEŃ 2014
SPIS T RE Ś C I
Tematyka czasopisma:
„Przegląd Budowlany” jest miesięcznikiem naukowo-technicznym o ponad 85-letniej historii. Zawiera opracowania
i przeglądy nowych technologii, specjalistyczne artykuły
z zakresu najnowszych rozwiązań i badań w budownictwie ogólnym, informacje o nowych produktach, materiałach budowlanych
i nowoczesnych technologiach.
Artykuły problemowe są recenzowane.
„Przegląd Budowlany” jest rejestrowany w bazie danych o zawartości polskich czasopism technicznych BazTech, dostępnej
bezpłatnie w Internecie pod adresem http://baztech.icm.edu.pl
oraz Index Copernicus Journals Master List
Redakcja: ul. Świętokrzyska 14 A, 00–050 Warszawa
tel./faks: (22) 826–67–00
Internet: www.przegladbudowlany.pl
Wersja papierowa czasopisma jest wersją pierwotną
e-mail: [email protected]
Redaktor Naczelna: mgr Agnieszka Stachecka-Rodziewicz
[email protected]
Marketing i reklama: mgr inż. Grażyna Furmańczyk-Ziemińska
[email protected]
Korekta: Jacek Grzybowski
Wydawca: Zarząd Główny Polskiego Związku Inżynierów
i Techników Budownictwa, ul. Świętokrzyska 14 A,
00–050 Warszawa, tel./faks: (22) 826–86–34
Kolegium Redakcyjne:
prof. dr hab. inż. M. Abramowicz
prof. dr hab. inż. W. Buczkowski
mgr inż. arch. W. Korzeniewski
prof. dr hab. inż. R. Marcinkowski
mgr inż. J. Tworek
Rada Programowa Czasopism i Wydawnictw PZITB
w kadencji 2012–2016
Przewodniczący: prof. dr hab. inż. Janusz Kawecki
Wiceprzewodniczący: prof. dr hab. inż. Jan Bień
Wiceprzewodniczący: prof. dr hab. inż. Leonard Runkiewicz
Sekretarz: dr hab. inż. Anna Halicka
Członkowie:
Prof. dr hab. inż. Kazimierz Furtak
Prof. dr hab. inż. Józef Jasiczak
Prof. dr hab. inż. Ryszard Kowalczyk
Prof. dr hab. inż. Aleksander Kozłowski
Prof. dr hab. inż. Mieczysław Kuczma
Prof. dr hab. inż. Zbigniew Sikora
Prof. dr hab. inż. Adam Zybura
Dr inż. Roman Gąćkowski
Recenzenci zewnętrzni:
Prof. Dr-Ing. Piotr Noakowski – Exponent Industrial Structures,
Dusseldorf
Dr. hab. inż. Abdrahman Alsabry, Uniwersytet Zielonogórski, Prof. UZ
Mgr inż. arch. Władysław Korzeniewski
Redaktor statystyczny
Mgr inż. Tadeusz Cichoński, Szkoła Główna Handlowa
Redaktor językowy:
Doc. dr inż. Wojciech Roszak – Lund University, Szwecja
Okładka: Budowa Roku 2012 – Nowy Terminal Pasażerski
Międzynarodowego Portu Lotniczego we Wrocławiu
Ogłoszenia krajowe i zagraniczne – zamówienia i przesyłki
kierować na adres redakcji.
Cena 1 egz. 19,00 zł (plus 5% VAT)
Prenumerata i sprzedaż:
tel./faks: (22) 826–67–00
DTP: Fabryka Promocji www.fabryka-promocji.pl
Materiałów niezamówionych redakcja nie zwraca i zachowuje sobie
prawo do skrótów, zmian tytułów i wprowadzania śródtytułów. Nie
ponosi też odpowiedzialności za treść reklam zamieszczonych
na łamach czasopisma.
PR zeglĄ d bu d ow l an y 1/2014
2 Abstrakty – Abstracts
3 List Podsekretarza Stanu Janusza Żbika z Ministerstwa Infrastruktury i Rozwoju
do Ryszarda Trykosko Przewodniczącego Polskiego Związku Inżynierów i Techników
Budownictwa
Wydarzenia
4 Świąteczne posiedzenie Zarządu Głównego Polskiego Związku Inżynierów i Techników
Budownictwa
5 Posiedzenie Komitetu Technicznego ISO/TC98 w Tokio (Japonia) – Andrzej M. Brandt
8 I Konferencja Naukowo-Techniczna TECH-BUD 2013 Problematyka projektowania
i wykonawstwa w aspekcie stosowania nowych technologii, materiałów i nowoczesnej
techniki w budownictwie. Normy europejskie – teoria a praktyka – Maciej Gruszczyński
9 Sprawozdanie z ogólnopolskiego wydarzenia „Czas Inżynierów” na Wydziale
Budownictwa i Architektury Politechniki Lubelskiej – Izabela Gałat
11 Wielka Gala „Polska Przedsiębiorczość 2013” – Orły Polskiego Budownictwa 2013
Aktualności
12 W Krośnicach powstaje basen z ruchomym dnem • Miasteczko ruchu drogowego
w Pile otwarte • Kontrakty za 7,4 miliona złotych • Unibep wybuduje „trzy siódemki” tj.
kolejne 777 mieszkań w Warszawie • Wmurowano kamień węgielny pod wieżę kontroli
lotów • Park Rozwoju zdobył nagrodę
Artykuły sponsorowane
14 Odpowiedzialność reprezentantów upadłej spółki za jej długi
– Piotr Zimmerman, Mateusz Medyński, Zimmerman i Wspólnicy sp.k.
RYNEK BUDOWLANY
Konferencje
15 XXIX Ogólnopolska Konferencja Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji
– Beskidy-Gliwice 2014, Szczyrk
16 XIII Konferencja Naukowo-Techniczna Warsztat Pracy Rzeczoznawcy Budowlanego
– Cedzyna
Artykuły problemowe
TECH-BUD 2013
17 Zastosowanie nowoczesnych betonów specjalnych na przykładzie naprawy falochronu
wyspowego w porcie Gdynia – Maciej Gruszczyński
24 Niezamierzony efekt częściowego zamocowania stropów ze sprężonych płyt kanałowych – Wit Derkowski
AWARIE BUDOWLANE
28 Stan awaryjny trybuny stadionu w Zielonej Górze wywołany synchronicznym tańcem
kibiców – Krzysztof Wilde, Magdalena Rucka, Karol Grębowski
33 Usterki wilgotnościowe w obszarze wewnętrznego patio komunikacyjnego jako następstwo sposobu eksploatacji oraz błędów projektowych i wykonawczych
– Maciej Niedostatkiewicz
38 Błędy na etapie projektowania przyczyną stanu awaryjnego świetlików hali przemysłowej – Bronisław Gosowski, Paweł Lorkowski, Michał Redecki
44 Naprawa stalowych dźwigarów głównych wiaduktu metodą prostowania termicznego
po awarii w trakcie budowy – Dariusz Sobala, Maciej Kulpa, Tomasz Siwowski
Konstrukcje – Elementy – Materiały
51 Nietypowy przypadek oddziaływania termicznego w analizie nośności hali przemysłowej
– Krzysztof Chudoba, Szymon Seręga, Maciej Suchodoła
P R ZEGL Ą D BUDOWLANY 1/ 2 0 1 4
“Przegląd Budowlany” is a scientific and technical magazine with
over 85 years of tradition, addressed to engineers active in the
construction field. “Przegląd Budowlany” (Builders review) presents
elaborates and reviews related to new technologies, specialist
articles devoted to the most recent solutions and research results
from the general construction field, as well as information on new
products, construction materials and technologies. The magazine
is published by Polish Association of Engineers and Construction
Technologists.
RYNEK BUDOWLANY
1
P R ZEGL Ą D BUDOWLANY 1 / 2 0 1 4
S TRES ZCZENIA – ABS TRACT S
Krzysztof Wilde, Magdalena Rucka,
Karol Grębowski,
Stan awaryjny trybuny stadionu w Zielonej
Górze wywołany synchronicznym tańcem
kibiców
str. 28
W artykule przedstawiono badania i naprawy trybuny stadionu żużlowego w Zielonej Górze narażonej
na nadmierne drgania podczas synchronicznego tańca kibiców. W trakcie prac wykonano dwa etapy
wzmocnień: za pomocą dodatkowych słupków (zalecenie zespołu z Uniwersytetu Zielonogórskiego)
oraz wzmocnienie dodatkowymi stężeniami całej konstrukcji zadaszenia trybuny. Przedstawiono wyniki
badań pomiarowych in situ dla dwóch etapów wzmacniania konstrukcji oraz symulacje numeryczne
sprawdzające efektywności przestrzennego wzmocnienia zadaszenia trybuny.
Excessive oscillations of tribune
structure in Zielona Góra under
synchronized crowd-induced excitation
In the paper the dynamic analysis of tribune of speedway arena in Zielona Góra is presented. The
aim of the research is to understand the reason of excessive structure vibrations as well as provide
the method for vibration reduction. The in situ measurements, experimental modal analysis as well as
numerical simulation for conducted structural strengthening are presented.
Maciej Niedostatkiewicz,
Usterki wilgotnościowe w obszarze
wewnętrznego patio komunikacyjnego jako
następstwo sposobu eksploatacji oraz błędów
projektowych i wykonawczych
str. 33
W artykule przedstawiono opis usterek stropu nad podziemną halą garażową budynku mieszkalno –
usługowego który zaprojektowany oraz wykonany został w technologii stropodachu odwróconego.
W pracy przedstawiono analizę wpływu przyjętych rozwiązań projektowych i wykonawczych oraz
dotychczasowego sposobu eksploatacji na stan techniczny stropu oraz zaproponowano koncepcje
rozwiązania projektowego przebudowy jego fragmentu użytkowanego jako wewnętrzne patio komunikacyjne.
Damp-related defects within the area
of a patio as a consequence of manner
of use and errors in design and
workmanship
This article describes defects in the ceiling above the underground garage of a residential and service
building, designed and built using flat roof technology with inverted order of layers. An analysis is
made of how the solutions adopted in design and construction, and the manner of use, have affected
the technical condition of the ceiling, and design concepts are proposed for the reconstruction of that
part of it which is used as a patio.
Bronisław Gosowski, Paweł Lorkowski,
Michał Redecki,
Błędy na etapie projektowania przyczyną stanu
awaryjnego świetlików hali przemysłowej
str. 38
W artykule przedstawiono wadliwą konstrukcję świetlików podłużnych hali przemysłowej, wykonanych
z rur prostokątnych, czego efektem były pękające w nich szyby. Na podstawie analizy pracy statycznej
świetlików jako konstrukcji przestrzennych, współpracujących z konstrukcją przekrycia, a także analizy
zachowania się węzłów z wykorzystaniem MES, wyjaśniono przyczynę pękania szyb w świetlikach.
Artykuł zakończono wnioskami i zaleceniami odnośnie naprawy i poprawnego konstruowania tego
typu świetlików.
Design errors as a cause of emergency
of skylights in industrial building
The faulty design of longitudinal skylights made of rectangular hollow sections have been presented
as a cause of breaking of glass installed in them. On the base of spatial static analysis of skylights and
covering interaction, and also the joints behaviour executed by FEM, the reason for breaking of glass
has been explained. Conclussions and recommendations regarding the repair and proper construction
of this type of skylights have been given at the end.
Dariusz Sobala, Maciej Kulpa, Tomasz Siwowski,
Naprawa stalowych dźwigarów głównych
wiaduktu metodą prostowania termicznego
po awarii w trakcie budowy
str. 44
W artykule przedstawiono zrealizowaną naprawę plastycznie zdeformowanych stalowych dźwigarów
walcowanych metodą prostowania termicznego. Naprawiane dźwigary główne wiaduktu uległy deformacji w wyniku awarii, jaka miała miejsce w trakcie budowy. Zastosowana metoda naprawy i zrealizowane procedury kontrolne pozwoliły na przywrócenie pierwotnego stanu uszkodzonym dźwigarom
i ponowne ich wbudowanie w przęsło wiaduktu drogowego.
Repair of viaduct’s steel girders by heat
straightening after the failure during
construction
This paper presents a realized repair of plastic deformed steel rolled beams using heat straightening
method. Repaired steel girders were deformed due to accident that occurred during construction.
The method used in repair and control procedures carried out made it possible to restore the original
characteristics of the damaged beams and re-assembly into a road viaduct span.
Krzysztof Chudoba, Szymon Seręga,
Maciej Suchodoła,
Nietypowy przypadek oddziaływania
termicznego w analizie nośności hali
przemysłowej
str. 51
W artykule przedstawiono przypadek nietypowego oddziaływania termicznego w analizie nośności
hali grafityzacji, która eksploatowana jest w bardzo trudnym środowisku, ze względu na procesy technologiczne związane z grafityzacją wyrobów zachodzącą w temperaturze około 3000°C.
Dodatkowym czynnikiem wpływającym niekorzystnie na trwałość konstrukcji nośnej obiektu są
incydentalne zjawiska erupcji w trakcie procesu grafityzacji. Opisano sposób szacowania poziomu
temperatury w trakcie wybuchu materiału pieca grafityzacji oraz procedurę przyjętą do analizy
nośności elementów dźwigara stalowego konstrukcji dachu hali. Podsumowano także sformułowane
zalecenia i wnioski odnośnie poziomu bezpieczeństwa użytkowania obiektu oraz wymaganych prac
naprawczych i wzmacniających.
An atypical case of thermal action
in analysis of the load capacity of an
industrial building
This article describes a case of atypical thermal action in an analysis of the load capacity of an
industrial building used for graphitization, which functions in a very difficult environment in view of the
technological processes relating to the graphitization of products, which takes place at a temperature
of around 3000°C. An additional factor having an adverse effect on the durability of the load-bearing
structure involves incidences of the phenomenon of eruption during the graphitization process.
A description is given of a method for estimating the level of temperature during explosion of the
material of the graphitization furnace, and of the procedure adopted for analysing the load capacity
of the steel girder elements of the roof structure. Conclusions and recommendations are also presented regarding the safety of use of the building and required repair and reinforcement works.
2
PRz eg l Ąd bu d owl any 1/2014
R YNE K BUDOWLANY
3
WYDA RZEN I A
R YNE K BUDOWLANY
Świąteczne posiedzenie Zarządu Głównego Polskiego
Związku Inżynierów i Techników Budownictwa
4
W dniu 10 grudnia 2013 roku odbyło się posiedzenie Zarządu Głównego Polskiego Związku Inżynierów
i Techników Budownictwa, na którym
podsumowano rok 2013. Posiedzenie podzielone było na dwie części.
Pierwsza porządkująca prace w starym roku i zamierzenia na nowy rok
oraz druga – uroczysta.
Część merytoryczną Przewodniczący PZITB Ryszard Trykosko rozpoczął od wspomnienia zmarłego 10
września 2013 roku zasłużonego dla
nauki, budownictwa i samego PZITB
profesora dr. inż. Stanisława Kajfasza. Profesor Kajfasz w latach 1972–
1984 był Przewodniczącym Komitetu
Nauki PZITB, w okresie 1984–1993
Przewodniczącym Zarządu Głównego PZITB, zaś od roku 1994 – przez
wiele lat – jego Wiceprzewodniczącym. Zasługi profesora Kajfasza przez
wiele lat dodawały splendoru i chwały naszej Organizacji, dlatego Jego
pamięć uczczono minutą ciszy.
Następnie przyjęto protokół z poprzedniego posiedzenia Zarządu,
omówiono wykonanie budżetu za
ostatni rok. Przyjęto plan budżetowy na rok 2014, biorąc pod uwagę
obchody Jubileuszu 80-lecia PZITB.
Rok Jubileuszowy naszej Organizacji będzie powiązany z Jubileuszem
60-lecia Konferencji Krynickiej.
Sekretarz PZITB – Wiktor Piwkowski
przedstawił program działań ZG PZITB
na lata 2014–2016, zwracając uwagę
na bardzo istotny wątek – zagadnienia dotyczące młodzieży oraz budowanie pozycji społecznej inżyniera
jako zawodu zaufania społecznego.
Wspomniał także, że Komisja Kodyfikacyjna Prawa budowlanego, w której uczestniczy Przewodniczący PZITB
Ryszard Trykosko, daje naszemu Stowarzyszeniu szansę na podkreślenie
swojego głosu i opinii w tworzeniu nowego Prawa budowlanego.
Sekretarz Piwkowski wspomniał
o wielkich budowach, które są wizytówką jakości naszego budownic-
twa; i tak w lutym 2014 roku PZITB
zorganizuje sympozjum naukowe
na temat budowy tunelu pod Martwą Wisłą w Gdańsku, a jesienią tego
roku – na temat warszawskiego wieżowca Warsaw Spire. W przyszłych
latach będą prezentowane kolejne
przedsięwzięcia.
Następnym ważnym zagadnieniem
dla PZITB jest model archiwizowania
dokumentacji historycznej Organizacji liczącej 80 lat oraz taka koordynacja konferencji naukowych w kraju,
aby tematyka nie powtarzała się i pozwoliła na optymalizację ich dorobku
i jak najlepsze ich wykorzystanie. Zadaniem na najbliższe lata jest także
rozwój struktur PZITB na wyższych
uczelniach oraz współpraca z zagranicą: Niemcami, Ukrainą, Białorusią,
Rosją i Skandynawią. Nie należy zapominać także o współpracy z organizacjami inżynierskimi w kraju, a szczególnie ze Związkiem Mostowców RP
i SARP. Propozycja Sekretarza połączenia Zjazdu Nadzwyczajnego ZG
PZITB z obchodami Dnia Budowlanych spotkała się z dużym zainteresowaniem zebranych.
W drugiej części posiedzenia Przewodniczący PZITB Ryszard Trykosko
powitał przybyłych Gości: Janusza
Żbika – Podsekretarza Stanu w Ministerstwie Infrastruktury i Rozwoju,
Krzysztofa Antczaka – Dyrektora Departamentu Gospodarki Przestrzennej i Mieszkalnictwa, Teresę Jakutowicz z Ministerstwa Infrastruktury
i Rozwoju oraz Andrzeja Rocha Dobruckiego – Prezesa Polskiej Izby
Inżynierów Budownictwa.
Podsekretarz Stanu Janusz Żbik zaznaczył, jak bardzo docenia działalność naszego Stowarzyszenia
i jego wkład w środowisko techniczne i naukowe, a także w integrację środowiska budowlanego.
Wspomniał, że ostatnie zmiany, jakie nastąpiły w Ministerstwie, personalne i organizacyjne, wszystkim
wyjdą na dobre. Co prawda struktury dopiero się tworzą, ale zadania mamy wciąż te same.
„Zanim złożę życzenia, chciałbym
serdecznie podziękować władzom
Stowarzyszenia, panom: Ryszardowi Trykosko i Wiktorowi Piwkowskiemu. Taka współpraca z Ministerstwem, jaka prezentowana jest
przez władze Stowarzyszenia, jest
po prostu modelowa. Życzę wszystkim, żebyśmy realizowali swoje zadania, żebyśmy mieli z tego mnóstwo satysfakcji, zapewniam ze swej
strony, że nie będziemy ustawać
w wysiłkach, żeby robić dla naszego środowiska jak najwięcej”
(list Podsekretarza Stanu publikujemy na str. 3).
Ryszard Trykosko podziękował za
wystąpienie oraz wyraził chęć kontynuowania współpracy i działań
dotyczących podniesienia rangi inżyniera. Zaznaczył, że Stowarzyszeniu zależy na takim przygotowaniu
technika i inżyniera do zawodu, aby
stał się fachowcem odpowiedzialnym za konstrukcję, budowę i bezpieczeństwo. Złożył podziękowania
i życzenia dla całego resortu oraz
życzenia świąteczne dla wszystkich
zebranych.
WYDAR ZEN I A
Posiedzenie Komitetu Technicznego
ISO/TC98 w Tokio (Japonia)
Andrzej M. Brandt
1
Krótki opis historii i zadań ISO/TC98 jest opublikowany w Przeglądzie Budowlanym, 2011, nr 1, str. 5 i 6
posiedzeń w Tokio uzgodniono wprowadzenie zmian,
wynikających z ankiety, przeprowadzonej wśród członków Komitetu TC98/SC 2. W dyskusji uczestniczyli także w charakterze obserwatorów delegaci, którzy nie są
formalnie członkami Grupy Roboczej.
W dniu 12 listopada rozpoczęto prace grupy Roboczej
SC3/WG9 nad przygotowaniem nowego wydania Normy ISO 3010:2010 „Oddziaływania sejsmiczne na konstrukcje”. Przewodniczącym tej grupy jest prof. Yuji
Ishiyama z Japonii. Podczas dwóch posiedzeń przygotowano program działania i rozdzielono zadania pomiędzy członków grupy, a termin publikacji Normy przewidziany jest w sierpniu 2017 r.
R YNE K BUDOWLANY
Komitet Techniczny ISO/TC98 „Podstawy projektowania
konstrukcji” prowadzony jest w Polsce od jego powstania w 1961 roku1. Kolejne doroczne zebrania Komitetu,
Podkomitetów i Grup Roboczych zorganizowano w Tokio na zaproszenie Architectural Institute of Japan (AIJ)
w dniach od 11 do 15 listopada 2013 r. Wszystkie posiedzenia odbywały się w Tokio w budynku (AIJ).
W zebraniach uczestniczyli przedstawiciele komitetów
normalizacyjnych następujących krajów: Australia, Chile, Dania, Hiszpania, Japonia, Kanada, Republika Korei,
Polska, Republika Czeska, Republika Południowej Afryki, Stany Zjednoczone A.P., Wielka Brytania, oraz nieoficjalnie Republika Chińska (Taiwan). Ze strony polskiej
w posiedzeniach uczestniczyli prof. Tadeusz Chmielewski i prof. Zbigniew Zembaty z Politechniki Opolskiej,
dr inż. Szymon Imiełowski z Politechniki Warszawskiej
oraz mgr inż. Joanna Warszawska, prowadząca sekretariat i piszący te słowa, jako przewodniczący Komitetu TC98 i Podkomitetu SC2 Niezawodność konstrukcji (fot. 1, 2).
Podobnie jak w latach poprzednich, podczas tego tygodnia odbyły się zarówno plenarne posiedzenia Komitetu i Podkomitetów, jak i dwóch Grup Roboczych, które
przygotowały projekty norm. Posiedzenie Podkomitetu
SC1 „Terminologia i symbole” nie odbyło się ze względu na trudności finansowe, występujące już od kilku
lat w sekretariacie tego Podkomitetu. Co więcej, podczas posiedzeń w Tokio, otrzymano z Holandii oficjalną informację o rezygnacji z prowadzenia sekretariatu
Podkomitetu SC1. Formalnie przez jeden rok SC1 pozostanie pod opieką Holandii, aby umożliwić organizację przejęcia sekretariatu tego Podkomitetu przez innego członka TC.
Podczas pierwszego dnia, w poniedziałek 11 listopada,
odbyły się posiedzenia Grupy Roboczej SC2/WG1, która zakończyła opracowanie projektu nowego wydania
podstawowej normy ISO 2394 „Ogólne zasady niezawodności konstrukcji”. Poprzednie wydanie tej normy
z 1998 roku uznano już w 2009 r. za nieodpowiadające rozwojowi pojęć i wymagań w tej dziedzinie. Grupę
Roboczą prowadzi prof. Michael H. Faber z Uniwersytetu w Lyngby (Dania). Grupa ta spotkała się już dwukrotnie w ciągu roku, prowadząc równocześnie ożywioną wymianę tekstów i uwag przez internet. Podczas
Fot. 1. Delegaci na posiedzenie ISO/TC98 w Tokio w listopadzie 2013 r.
Ważnym uzupełnieniem posiedzeń było zorganizowane
w środę 13 listopada przez delegację japońską Seminarium dla licznie zaproszonych specjalistów japońskich,
które miało na celu przedstawienie zagadnień normalizacyjnych prowadzonych w ISO/TC98 w środowisku technicznym w Tokio. W Seminarium wzięli udział wszyscy
członkowie delegacji krajowych uczestniczących w posiedzeniach. Krótkie referaty kilku delegatów zawierały najważniejsze informacje o celach i zakresie prac prowadzonych w ISO/TC98. Wszystkie referaty i wypowiedzi były
tłumaczone odpowiednio na język angielski i japoński.
W Seminarium uczestniczyło ponad 100 osób, głównie
pracownicy naukowi AIL, a także grupa studentów.
Referat wprowadzający przedstawił prof. A. M. Brandt,
zapoznając uczestników z zakresem prac w ISO/TC98
5
R YNE K BUDOWLANY
WYDA RZEN I A
oraz z formami działania w grupach roboczych i podkomitetach. Prof M. H. Faber (Dania) nakreślił zasady i zakres opracowania nowej edycji Normy ISO 2394:1998
„Podstawy niezawodności konstrukcji”.
Pan Robert Bachman (USA) opisał zakres Normy
ISO13033 „Oddziaływania sejsmiczne na niekonstrukcyjne elementy budynków”.
Prof. Yuji Ishiyama (Japonia) przedstawił zasady opracowywania nowej edycji Normy ISO 3010:2010 „Oddziaływania sejsmiczne na konstrukcje”.
Prof. Milan Holicky (Republika Czeska) zajął się przedstawieniem obecnej sytuacji w normalizacji konstrukcji
budowlanych w Europie.
Dr Jim Harris (USA) omówił rolę i znaczenie normalizacji w projektowaniu konstrukcji w USA.
Pan H. Fukuyama i prof. H. Yokota (Japonia) przedstawili w dwóch oddzielnych referatach normalizację projektowania w Japonii, odpowiednio w budownictwie
i konstrukcjach inżynierskich
Dyskusja panelowa na zakończenie Seminarium pozwoliła na wymianę opinii i objęła wiele dodatkowych wyjaśnień. Po wykładach nastąpiła dyskusja
panelowa, prowadzona przez prof. T. Takada (Japonia) i prof. A. M. Brandta, w której wyjaśniono szereg
Fot. 2. Troje członków delegacji polskiej na posiedzenia
w Tokio
szczegółowych spraw, m.in. zagadnienie wdrożenia
nowych pojęć i zasad w dziedzinie niezawodności
i obciążeń konstrukcji budowlanych, które powodują konieczność tworzenia nowych norm ISO i nowelizacji poprzednio opracowanych. Nowe normy ISO
wpływają na rozwój normalizacji krajowych i regionalnych. Członkowie delegacji na posiedzenia ISO/TC98
odpowiadali na liczne pytania, dotyczące m.in. rozwoju norm międzynarodowych i ich wpływu na normy w poszczególnych krajach. Seminarium zakończył
prof. Jun Kanda z Uniwersytetu w Tokio, podsumowując przedstawione tematy. Seminarium było dobrze
zorganizowane od strony technicznej i niewątpliwie
poszerzyło wiedzę uczestników o celach i formach
działania ISO/TC98. Zbiór wszystkich przedstawia-
6
nych ilustracji wykładów, wydrukowanych w postaci
oddzielnego tomu, rozdano uczestnikom.
W następnym dniu (czwartek, 14 listopada) odbyły się
kolejno posiedzenia Podkomitetów SC2 ”Niezawodność
konstrukcji” i SC3 „Obciążenia i oddziaływania”.
Posiedzenie Podkomitetu SC2 pod przewodnictwem
prof. A. M. Brandta rozpoczęło sprawozdanie sekretariatu, prowadzonego przez Polskę, a obejmujące
stan wszystkich działań w ostatnim roku. Następnie,
prof. M.H. Faber przedstawił wyniki pracy Grupy Roboczej WG1, w której zakończono opracowanie projektu
Normy ISO 2394, bliskiego do postaci końcowej. Wobec zakończenia większości opracowywanych obecnie
norm w Podkomitecie SC2, rozpatrzono propozycje dalszych prac. Sugestie dotyczyły m.in. nowelizacji norm
ISO 22111:2007 „Podstawy projektowania konstrukcji.
Ogólne zasady” oraz ISO 4356:1977 „Odkształcenia budowli w stanach granicznych użytkowania”.
Tego samego dnia po południu, odbyło się plenarne
posiedzenie Podkomitetu SC3 „Obciążenia i oddziaływania”, którego sekretariat prowadzony jest przez Japonię; posiedzenie prowadził przewodniczący SC 3,
prof. Jun Kanda z Uniwersytetu w Tokio. Po sprawozdaniu z działalności w okresie od posiedzenia w Warszawie w ubiegłym roku, które zawierało m.in. informację
o skierowaniu do publikacji nowego wydania Normy ISO
4355:2013 „Obciążenie śniegiem na dachach”, opracowanej przez Grupę Roboczą SC 3/WG 1, którą kierował
prof. T. Thiis (Norwegia).
Zakończona została także praca Grupy Roboczej SC 3/
WG11 pod przewodnictwem Roberta Bachmana (USA).
Nowa Norma ISO 13033:2013 „Oddziaływania sejsmiczne elementów niekonstrukcyjnych budynków” została
opublikowana w bieżącym roku.
Przygotowanie Raportu Technicznego „Przykłady projektowania obiektów w obszarach sejsmicznych na podstawie
ISO 23469:2005” uległo przedłużeniu, a zakończenie przewidziane jest dopiero w przyszłym roku. Raport ten oznaczony jako ISO/DTR 12930 opracowuje Grupa Robocza
WG10 pod przewodnictwem prof. S. Mori (Japonia).
Plenarne posiedzenie Komitetu Technicznego ISO/TC 98
odbyło się 15 listopada pod przewodnictwem prof.
A. M. Brandta. Przedstawione sprawozdania z pracy Komitetu i wszystkich trzech Podkomitetów zostały
przyjęte, przy czym krótkie sprawozdanie z Podkomitetu SC1 przedstawił prof. A. M. Brandt na podstawie
nadesłanego tekstu, wobec nieobecności przedstawicieli tego sekretariatu. Sprawy bieżące obejmowały przegląd programu prac, informację o normalizacji
europejskiej (CEN/TC 250), przedstawioną przez prof.
M. Holický’ego. Omawiano także nową sytuację, powstałą wobec rezygnacji Holandii z prowadzenia sekretariatu
Podkomitetu SC1 „Terminologia i symbole”. Wiadomość
ta nadesłana została w trakcie posiedzenia, chociaż już
poprzednio było to przewidywane. Nowa sytuacja powoduje konieczność ulokowania sekretariatu SC1 w innym kraju w ciągu roku od decyzji Holandii.
WYDAR ZEN I A
zmu. Następnym etapem było miasto Minamisannriku,
w którym nadbrzeżne centrum uległo także zupełnemu
zniszczeniu. W kolejnej miejscowości Ishinomaki Ogawa szczegółowo oglądano zabudowania dużej szkoły
podstawowej. Żelbetowe konstrukcje budynków zostały poważnie uszkodzone, a kilkadziesięcioro dzieci zginęło. W mieście Onagawa woda zalała parter budynku
szpitala, położonego na wysokim umocnionym brzegu, a fala tsunami miała ponad 20 m wysokości. W niższej części miasta, przy brzegu, fale przewróciły dwa
domy o konstrukcji żelbetowej, a inne budynki mniej
odporne zniknęły bez śladu. We wszystkich odwiedzanych miejscach powstały małe kapliczki, przy których
ludzie gromadzą się, modlą się i ustawiają kwiaty. Zakres zniszczeń zrobił ogromne wrażenie na uczestnikach
wycieczki; łącznie w wyniku działania fal „tsunami” zginęło ok. 20 000 osób. Powrót z wycieczki nastąpił pociągiem z miasta Sendai do Tokio.
Organizatorzy przygotowali delegatom dobre warunki
pracy w nowoczesnym budynku AIL w centrum Tokio.
Posiedzenia odbyły się od godz.9.30 do 16.30, z przerwą na posiłek w licznych restauracjach w pobliżu siedziby AIJ. W czwartek 14 listopada wszyscy uczestnicy zebrań zostali zaproszeni przez delegację japońską
na wieczorny obiad w tradycyjnej restauracji w zabytkowej dzielnicy Tokio. Spotkanie to odbyło się w bardzo
przyjemnej atmosferze przy rozmowach i dyskusjach
i przy stołach zastawionych lokalnymi potrawami. W listopadzie klimat w Japonii jest łagodny, odpowiadający wczesnej jesieni, co umożliwiło delegatom spacery
po tym ogramnym i nowoczesnym mieście.
Przyjęte rezolucje i szczegółowe sprawozdania z posiedzeń będą w ciągu kilku tygodni opracowane i udostępnione na portalu ISO. Posiedzenia przyniosły niewatpliwy postęp w działalności ISO/TC98, a prowadzenie
sekretariatów Komitetu i Podkomitetu SC2 przez Polskę
przynosi dobre rezultaty, ogólnie uznawane.
R YNE K BUDOWLANY
Na zakończenie posiedzenia TC98, zebrani przyjęli zaproszenie ze strony prof. M. H. Fabera do odbycia posiedzeń w Danii w listopadzie lub na początku grudnia
2014 roku. Posiedzenie TC98, podobnie jak obu Podkomitetów i Grup Roboczych, zakończyło się przyjęciem
szeregu rezolucji, które w sposób formalny zawierają
uzyskane wyniki. Warto przy tym stwierdzić, że wszystkie zebrania przyniosły pozytywne rezultaty, a działalność całego Komitetu TC98 rozwija się systematycznie.
W bieżącym roku opublikowano dwie ważne Normy ISO
i podjęto nowe tematy.
Ważnym elementem organizacyjnym zebrań w Tokio było
zakończenie kadencji przewodniczącego TC98 i SC2
przez prof. A. M. Brandta, który działał w tych organach
od 1961 roku, a przewodniczył od lat 80-tych. Funkcje
te, po przeprowadzeniu odpowiednich procedur, objął
dr inż. Szymon Imiełowski z Wydziału Inżynierii Środowiska Politechniki Warszawskiej. Nowy przewodniczący obejmie swoje funkcje od stycznia 2014.
W dniu 15 listopada niemal wszyscy uczestnicy posiedzeń pojechali na wycieczkę techniczną, zorganizowaną
przez stronę japońską. Wycieczka miała na celu zapoznanie się ze skalą i formami zniszczeń budynków i infrastruktury w rejonie dotkniętym trzęsieniem ziemi i powodzią „tsunami” w marcu 2011 roku. Oględziny tych
terenów były konieczne wobec prowadzenia w Podkomitecie SC3 oraz w TC98 prac nad nowelizacją kilku
norm i przygotowanie Raportu Technicznego, związanych bezpośrednio z tymi zjawiskami (rys. 2). Po południu uczestnicy przejechali słynnym szybkim pociągiem
„Shinkansen” z Tokio do Ichinoseki (330 km), gdzie zarezerwowano nocleg w Hotelu Sunroute. Od wczesnego rana następnego dnia grupa autokarem przejechała przez cały region dotknięty klęską, rozpoczynając
od miejscowości Kesennuma, w której obejrzano zniszczenia i intensywne prace przy odbudowie nabrzeży
portowych, całkowicie zniszczonych podczas katakli-
16 stycznia 2014
Hotel Marriott, Warszawa
www.utilities.powerpol.pl
7
WYDA RZEN I A
I Konferencja Naukowo-Techniczna
TECH-BUD 2013
R YNE K BUDOWLANY
Problematyka projektowania i wykonawstwa w aspekcie stosowania nowych
technologii, materiałów i nowoczesnej techniki w budownictwie.
Normy europejskie – teoria a praktyka.
8
W dniach 23 do 25 października 2013 r. odbyła się
w Krakowie, w Sali Konferencyjnej Hotelu Novotel I Konferencja Naukowo-Techniczna TECH-BUD
2013, której organizatorem był Małopolski Oddział
Polskiego Związku Inżynierów i Techników Budownictwa – CUTOB. Tematyka Konferencji obejmowała
nowoczesne rozwiązania konstrukcyjno-materiałowo-technologiczne wykorzystywane we współczesnym budownictwie.
Nad doborem tematyki prezentacji oraz ich merytoryczną
oceną pracował Komitet Naukowy, którego przewodniczącym został prof. dr hab. inż. Kazimierz Flaga dr h.c.
Patronat nad Konferencją objął minister transportu, budownictwa i gospodarki morskiej – Sławomir Nowak oraz
JM rektor Politechniki Krakowskiej – prof. dr hab. inż. Kazimierz Furtak. Patronat branżowy objęły: Polski Związek
Inżynierów i Techników Budownictwa Oddział Małopolski
w Krakowie oraz Małopolska Okręgowa Izba Inżynierów
Budownictwa, natomiast patronat medialny: Inżynier Budownictwa, Inżynieria i Budownictwo, Izolacje, Materiały
Budowlane i Przegląd Budowlany. Sponsorami Konferencji zostały firmy: Fisher Polska, S&P Polska, Uretek, Betomax, CPJS, MC Bauchemie i Weber Saint-Gobain.
Wystąpienia prelegentów pogrupowane zostały w sześciu sesjach tematycznych. Ogółem wygłoszono 36 referatów, które dotyczyły szeroko rozumianej problematyki
aplikacji nowoczesnych metod i technologii we współczesnym budownictwie. Na szczególną uwagę zasługuje I sesja Konferencji, w której przedstawiono problemy
techniczne związane z realizacją największych inwestycji
realizowanych w Polsce w ostatnich latach. Podczas tej
sesji dwa wykłady wygłosił Przewodniczący PZITB Kol.
Ryszard Trykosko. Były one poświęcone największym inwestycjom realizowanym na terenie Gdańska, to jest Stadionu PGE Arena i tunelu drogowego pod Martwą Wisłą.
Nadto w tej sesji prof. Kazimierz Flaga, honorowy członek PZITB, zaprezentował niezwykle ciekawy wykład nt.
nowatorskich rozwiązań materiałowo-technologicznych
przy budowie Świątyni Świętej Bożej Opatrzności. Uzupełnieniem tej sesji były wykłady poświęcone takim inwestycjom jak naprawa Falochronu Wyspowego w Porcie
Gdynia czy budowa tunelu drogowego w Lalikach.
Na zakończenie poszczególnych sesji organizatorzy przewidzieli czas na dyskusję, która bardzo często kontynuowana była w kuluarach. Szczególnie gorąca dyskusja
dotyczyła jakości obecnie obowiązujących norm europejskich oraz przewidywanych terminów ich nowelizacji.
Teksty wszystkich wykładów zostały wydane w obszernym wydawnictwie konferencyjnym.
Trudno w tym miejscu nie wspomnieć o wysokim poziomie wygłaszanych podczas sesji referatów firmowych.
W Konferencji wzięło udział 127 uczestników reprezentujących środowisko projektantów, wykonawców, rzeczoznawców budowlanych, producentów, firmy oraz
przedstawicieli świata nauki.
Za Komitet Organizacyjny
dr inż. Maciej Gruszczyński
Artykuły z konferencji prezentujemy na str. 17-27
WYDAR ZEN I A
Sprawozdanie z ogólnopolskiego wydarzenia
„Czas Inżynierów” na Wydziale Budownictwa
i Architektury Politechniki Lubelskiej
Inż. Izabela Gałat, przewodnicząca Koła Młodych PZITB przy Politechnice Lubelskiej
W dalszej części spotkania przeprowadzono sesje referatowe Geoinżynieria i fundamentowanie oraz Technologia i materiały budowlane, prezentację sponsorską
wygłosiła także firma Ruukki.
W uroczystym otwarciu wzięli udział przedstawiciele Politechnik: Białostockiej, Gdańskiej, Lubelskiej,
Łódzkiej, Poznańskiej, Śląskiej, Świętokrzyskiej, Krakowskiej, SGGW i WAT, rektor Politechniki Lubelskiej
dr hab. inż. Andrzej Wac-Włodarczyk, prof. PL, kadra
naukowa WBIA, w tym władze dziekańskie: dr hab.
inż. Ewa Błazik-Borowa, prof. PL, dr inż. Anna Życzyńska, dr hab.inż. Wojciech Franus, wiceprezes Fundacji Rozwoju Politechniki Lubelskiej dr inż. Maciej Trochonowicz, przedstawiciele sponsorów, sekretarz
generalny Polskiego Związku Inżynierów i Techników
Budownictwa mgr inż. Wiktor Piwkowski, starosta lubelski Paweł Pikula.
żonej wartości 15 kN, ograniczenie ugięcia konstrukcji
do 150 mm oraz jej masa. W ciągu dnia odbyły się trzy
sesje montażowe i na bieżąco sesje obciążające, które zakończyły się około godziny 19.00. W tym czasie
uczestnicy udzielali wywiadów w prasie i radio, które
objęło wydarzenie patronatem oraz tym mediom, które
przybyły na Wydział Budownictwa i Architektury zaciekawione inicjatywą.
Drugi dzień (14 listopada) przebiegał pod znakiem konkursu „Zapuść Żurawia”. Od godziny 9.00 drużyny brały
udział w sesji montażowej na czas, a następnie w sesji
obciążającej. Konstrukcje będące odwzorowaniem żurawia wieżowego o wysokości do 2,5 m i wysięgu 1,5 m
poddawane były obciążeniu maszyną wytrzymałościową
w laboratorium Wydziału Budownictwa Politechniki Lubelskiej. Nad prawidłowym przebiegiem montażu, mocowania i obciążania konstrukcji czuwała komisja konkursowa, której przewodniczył dr inż. Marcin Górecki.
Do ostatecznej punktacji, jaką mogła uzyskać drużyna,
wliczały się: uzyskana siła obciążająca najbliższa zało-
R YNE K BUDOWLANY
13 listopada 2013 r. w Auli III Wydziału Architektury Politechniki Lubelskiej miało miejsce uroczyste otwarcie
wydarzenia „Czas Inżynierów”. W skład tej inicjatywy
wchodził konkurs konstruktorski na stalową konstrukcję
żurawia wieżowego „Zapuść Żurawia” oraz Ogólnopolskie Seminarium Studentów Budownictwa „Budujemy
Pasję”. Nad realizacją pieczę sprawował komitet organizacyjny w składzie:
–– inż. Izabela Gałat – przewodnicząca,
–– inż. Ewa Lyssy – wiceprzewodnicząca,
–– Marzena Kołpa – wiceprzewodnicząca,
–– inż. Konrad Kisiel,
–– inż. Paweł Błaszczak,
–– inż. Mateusz Michalczyk,
–– inż. Marcin Dębiński,
–– mgr inż. Przemysław Brzyski,
–– Radosław Wróbel.
Dzień trzeci „Czasu Inżynierów” rozpoczął się o godz.
9.30 sesją konferencyjną Inżynieria drogowa. Następnie swoje prace studenci przedstawili w dwóch sesjach
Konstrukcje budowlano-inżynierskie. Łącznie w ciągu
9
R YNE K BUDOWLANY
WYDA RZEN I A
10
trwania wydarzenia zaprezentowano 22 referaty zgrupowane w 4 bloki tematyczne. Prace studentów zostaną opublikowane w monografii wydanej przez Wydział
Budownictwa i Architektury.
Po zakończeniu części referatowej seminarium „Budujemy Pasję” komisja oceniająca, której przewodniczył
dr inż. Piotr Kuboń, udała się na obrady.
O godzinie 17.00 wyniki konkursu „Zapuść Żurawia”
przedstawił Marcin Górecki. Klasyfikacja wygląda następująco:
1. miejsce – drużyna z Politechniki Śląskiej;
2. miejsce – drużyna NIEWYBOCZALNI z Politechniki Gdańskiej;
3. miejsce – drużyna ŻURAWINA z Politechniki Lubelskiej.
Wyniki oceny referatów w ramach seminarium „Budujemy Pasję” przedstawił Piotr Kuboń, a wyglądają one
następująco:
1. miejsce – Marcin Łuczkowski z Politechniki Krakowskiej za prezentację „Węzły stalowe poddane obciążeniom dynamicznym. Modelowanie bryłowe połączeń
stalowych przy użyciu programu ANSYS”;
2. miejsce – Sylwia Jabłońska z Politechniki Krakowskiej za prezentację „Sposoby wzmacniania istniejących fundamentów – mikropale jetgrounting na przykładzie obiektu wielkokubaturowego”;
3. miejsce – Miłosz Niedziela z Politechniki Lubelskiej
za prezentację „Badanie właściwości mechanicznych
keramzytu modyfikowanego komunalnym osadem
ściekowym”;
Wyróżnienie – Grzegorz Olszewski z Politechniki Poznańskiej za prezentację „Wielokryterialna optymalizacja ram żelbetowych”.
Łącznie w wydarzeniu „Czas Inżynierów” wzięło udział
53 uczestników spoza Lublina oraz 6 opiekunów. Liczba wszystkich osób zaangażowanych w przedsięwzięcie zbliżyła się do 150. Wygłoszono 22 prezentacje
z części seminaryjnej, a w części konstruktorskiej udział
wzięło 11 drużyn.
Po ogłoszeniu wyników wszyscy uczestnicy wzięli udział
w gali wieńczącej wydarzenie „Czas Inżynierów”. Podziękowania należą się wszystkim firmom, które wsparły
organizatorów zarówno finansowo, jak i merytorycznie,
zwłaszcza sponsorowi strategicznemu firmie Ruukki
oraz głównemu – firmie Jotun. Całe wydarzenie nie odbyłoby się również bez wykonawców konstrukcji konkursowych.
Organizację wydarzenia można uznać za sukces. Przyczyniła się do poszerzenia wiedzy teoretycznej oraz
praktycznej wśród studentów, a przede wszystkim integracji młodej kadry inżynierskiej i promocji Wydziału Budownictwa i Architektury Politechniki Lubelskiej,
a także uczelni jako całości.
WYDAR ZEN I A
Wielka Gala
„Polska Przedsiębiorczość 2013”
Organizator przedsięwzięcia: Mazowieckie Zrzeszenie
Handlu Przemysłu i Usług członek Pracodawców RP
23 listopada 2013 r. uroczyście przedstawili Laureatów
VII edycji konkursu „Orły Polskiego Budownictwa”, VIII
edycji konkursu „Samorząd Przyjazny Przedsiębiorczości”, XI edycji konkursu „Mazowiecka Firma roku”
oraz VII edycji konkursu „Perły Medycyny”.
Laureaci konkursu
„Orły Polskiego Budownictwa 2013”
Biura architektoniczne i projektowe
I Nagroda – ARBO PROJEKT Sp. z o.o.
Budownictwo mieszkaniowe
I Nagroda – Zakład Remontowo-Budowlany Stanisław
Romaniuk
II Nagroda – Toruńskie Towarzystwo Budownictwa Społecznego Sp. z o.o.
Budownictwo przemysłowe i specjalistyczne
I Nagroda – DEPENBROCK Polska Sp. z o.o. Sp. K.
II Nagroda – Przedsiębiorstwo Inżynieryjno-Budowlane
BUDECON S.A.
Generalny wykonawca
I Nagroda – Przedsiębiorstwo Inżynieryjno-Budowlane
BUDECON S.A.
II Nagroda – FHU MULTI PROJEKT Spółka z ograniczoną odpowiedzialnością Sp. K.
III Nagroda – Firma Produkcyjno-Handlowo-Usługowa
Zakład Budowlany KLIMEX Zbigniew Klimek
Handel i dystrybucja
I Nagroda – Usługi Projektowo-Remontowo-Budowlane
„Prorembud” Zbigniew Młodawski
II Nagroda – ARS-1 FHU Marta Jurkowska
Infrastruktura inżynieryjna, drogowa i energetyczna –
przychód powyżej 3 mln
I Nagroda – Firma Inżynieryjno-Budowlana „F.I.B. TALAGA”
II Nagroda – P.P.H.U. „MAXBUD” Michał Borcuch
III Nagroda – Zakład Transportu Energetyki w Połańcu
Sp. z o.o.
Instalatorstwo, elektrotechnika
I Nagroda – BSP Service Sp. z o.o.
II Nagroda – P.P.H.U. „Elektrobud” Instalatorstwo Elektryczne Marian Janas
Producenci materiałów budowlanych
I Nagroda – Cemex Polska Sp. z o.o.
II Nagroda – Jadar Sp. z o.o.
III Nagroda – Usługi Budowlane „WES-BUD PLUS” s.c.
W. Frys, M. Frys-Żurek
III Nagroda – BETONLIT Sp. z o.o.
Usługi deweloperskie – przychód do 10 mln
I Nagroda – STOK Developer Sp. z o.o.
II Nagroda – Soft Elektronik Sp. z o.o.
III Nagroda – White Stone Development Sp. z o.o.
Usługi deweloperskie – przychód od 10 do 100 mln
I Nagroda – Przedsiębiorstwo Budowlane BUDOTEX
Sp. z o.o.
II Nagroda – Zakład Budowlany „SIEMASZKO” Lesław
Siemaszko
III Nagroda – HM Inwest S.A.
R YNE K BUDOWLANY
Połączenie tych przedsięwzięć jest szczególne, wskazuje
bowiem na szereg cech łączących Laureatów, reprezentujących jednakże różne branże. Bez wątpienia Laureaci
to podmioty, które nadają ton rozwoju nie tylko polskiej
przedsiębiorczości, ale również polskiej gospodarce.
Infrastruktura inżynieryjna, drogowa i energetyczna
– przychód do 3 mln
I Nagroda – Specjalistyczny Zakład Robót Budowlano-Wiertniczych „EURO-WIERT” Sp. z o.o.
II Nagroda – Zakład Robót Inżynieryjno-Instalacyjnych
„INSTDOM” Krzysztof Domiński
Usługi deweloperskie – przychód powyżej 100 mln
I Nagroda – Przedsiębiorstwo Budownictwa Ogólnego
DACH BUD Sp. z o.o.
II Nagroda – UNIDEVELOPMENT S.A.
III Nagroda – Przedsiębiorstwo Budowlane „GÓRSKI”
Sp. z o.o. S.K.A
Usługi dla budownictwa
I Nagroda – DAAS Sp. z o.o.
Zarządzanie nieruchomościami
I Nagroda – Zarząd Budynków Miejskich i Towarzystwo
Budownictwa Społecznego Sp. z o.o.
II Nagroda – Zgierska Spółdzielnia Mieszkaniowa
w Zgierzu
III Nagroda – Spółdzielnia Mieszkaniowa „Autosan”
Nagroda specjalna w kategorii Ochrona środowiska
„Sposób ograniczenia rozprzestrzeniania się oraz likwidacja pożarów w zwałowiskach odpadów powęglowych” – Barosz-Gwimet Sp. z o.o.
Tegorocznym Laureatom gratulujemy!
11
AKTUALNO ŚCI
W Krośnicach powstaje
basen z ruchomym dnem
R YNE K BUDOWLANY
W
12
Krośnicach (pow. milicki) trwa budowa
krytej pływalni z ruchomym dnem. Będzie to czwarty tego rodzaju obiekt w Polsce.
Inwestycję o wartości ok. 19,8 mln zł netto realizuje firma Skanska. Inwestycja obejmuje budowę
krytej pływalni wraz z łącznikiem scalającym halę
basenową z istniejącym budynkiem hali sportowej. Powstający dwukondygnacyjny obiekt,
częściowo podpiwniczony, kryty dwuspadowym
dachem, będzie miał wysokość 12 m. Na parterze znajdzie się pełnowymiarowy sześciotorowy
basen pływacki z ruchomym dnem o szerokości
8,5 m, na którym będą mogły się odbywać zawody sportowe, basen rekreacyjny wyposażony
w zjeżdżalnię rurową, strefa SPA oraz brodzik.
Na piętrze powstaną trybuny na 152 osoby.
Do dyspozycji użytkowników będzie także gabinet
kosmetyczny, fitness, solarium, sauny, kawiarnia,
siłownia i kręgielnia z czterema 28-metrowymi
torami. Projekt współfinansowany jest przez Unię
Europejską z Europejskiego Funduszu Rozwoju
Regionalnego w ramach Regionalnego Programu
Operacyjnego dla Województwa Dolnośląskiego
na lata 2007–2013. Budowa ruszyła w drugiej
połowie października. Do tej pory zakończone
zostały prace ziemne – wykopy w ilości 10
tys. m3, do głębokości 6 m. Łącznie wykonanych zostanie 13 tys. m3 robót ziemnych. –
Rozpoczęliśmy przygotowania do realizacji płyty
fundamentowej o grubości 60 cm – mówi Łukasz
Żalik, Kierownik Budowy, Skanska. Budowa części basenowej, wraz z pozwoleniem na użytkowanie, będzie ukończona do marca 2015 r.
Natomiast budowa łącznika pomiędzy basenem
a halą sportową zostanie sfinalizowana do końca
2016 roku. Do budowy basenu zużytych zostanie
6 tys. m3 betonu konstrukcyjnego i 300 ton stali
zbrojeniowej. Basen w Krośnicach będzie wyposażony w ruchome dno. Podobne obiekty funkcjonują w Olsztynie, Szczecinie i Rudzie Śląskiej.
Krośnicki basen będzie czwartym w Polsce
o takiej konstrukcji. Ta innowacyjna technologia
umożliwia płynne regulowanie zanurzenia dna,
co zwiększa możliwości wykorzystania basenu,
pozwala na zagospodarowanie niecki basenowej tak, by równocześnie mogły się w niej odbywać różne zajęcia wymagające zróżnicowanej
głębokości wody. To rozwiązanie jest bardzo
korzystne również pod względem ekonomicznym. Przy zróżnicowanym poziomie dna, ilość
wody do ogrzania jest mniejsza niż przy tradycyjnym rozwiązaniu, co pozwala na oszczędność
energii. Pierwsze ruchome dno zostało zamontowane na basenie w Holandii.
■
Miasteczko
ruchu
drogowego
w Pile
otwarte
Ś
cieżki rowerowe, ulice z sygnalizacją świetlną i znakami w wersji
mini – z tego będą korzystać najmłodsi mieszkańcy Piły chcący poznać zasady ruchu drogowego. Nowoczesny obiekt powstał
w ramach projektu Ministerstwa Spraw Wewnętrznych i Administracji
„Budujemy miasteczka ruchu drogowego”. Wykonawcą inwestycji
o wartości niemal 490 tys. zł netto była firma Skanska. Pilskie miasteczko ruchu drogowego powstało przy ul. Dąbrowskiego. Jest
częścią ogólnopolskiego projektu MSWiA finansowanego ze środków Programu Operacyjnego Infrastruktura i Środowisko. Do końca
2014 roku na terenie Polski ma powstać 20 takich miasteczek. Budowa
pilskiego miasteczka trwała niecałe 5 miesięcy. Do budowy miasteczka zużyto 158 ton mieszanki mineralno-asfaltowej w kolorze czarnym,
natomiast ścieżka rowerowa w kolorze czerwonym pochłonęła 4,1
tony mieszanki. Pilskie miasteczko ruchu drogowego powstało
w pobliżu Zespołu Szkół nr 2 im. Królowej Jadwigi. Ze względu na bliskie sąsiedztwo budowy i szkoły, Skanska, w ramach ogólnopolskiej
akcji edukacyjnej, spotkała się z dziećmi z tej placówki. Od 2008 roku
Skanska edukuje i wyposaża najmłodszych w elementy odblaskowe,
a także promuje umiejętność bezpiecznego poruszania się po drodze, zwłaszcza w pobliżu budowy. Przez 5 lat w kilkuset spotkaniach
w ramach akcji wzięło udział ok. 55 tys. dzieci.
■
Kontrakty za 7,4 miliona złotych
W
irbet należący do grupy Radpol, producent strunobetonowych żerdzi wirowanych, rozpoczął realizację kontraktów
dla spółek energetycznych z grupy Energa
i Tauron Dystrybucja. W ramach zawartych
umów, do końca 2014 roku Wirbet dostarczy na potrzeby obu firm co najmniej
9,7 tys. sztuk strunobetonowych żerdzi
wirowanych. Będą one wykorzystywane
do budowy i eksploatacji linii energetycznych średnich i niskich napięć w Polsce.
Wartość kontraktów wynosi ponad 7,4 mln
zł.– Produkowane w naszej fabryce strunobetonowe żerdzie wirowane to obecnie
podstawowy element konstrukcyjny stosowany w napowietrznych
liniach energetycznych. Mimo iż zajmują mało miejsca, cechuje
je pełne bezpieczeństwo i wytrzymałość nawet w ekstremalnych
warunkach pogodowych. Stąd obecnie koncerny energetyczne
decydują się korzystać właśnie z tego rozwiązania budując bądź
modernizując istniejące napowietrzne linie energetyczne. Żerdzie
takie z powodzeniem wykorzystywane są też przy innych projektach budowalnych, gdzie wymagane są duże wytrzymałości
elementów nośnych i bezpieczne posadowienie konstrukcji –
komentuje Paweł Pasik, prezes zarządu Wirbet SA.
■
A K T UALNO Ś C I
Unibep wybuduje „trzy siódemki”,
to jest kolejne 777 mieszkań w Warszawie
S
J
uż za rok nad portem lotniczym
Poznań Ławica górować będzie
niemal 34-metrowa nowoczesna
wieża kontroli ruchu lotniczego
wraz z ośrodkiem radiokomunikacyjnym. Inwestycję o wartości
ponad 22 mln zł netto na zlecenie
Polskiej Agencji Żeglugi Powietr znej realizuje firma Skanska.
Dzisiaj wmurowano kamień węgielny pod tę realizację. W ramach
inwestycji realizowane są dwa
obiekty: budynek główny, którego najwyższą częścią będzie
wieża oraz budynek techniczny.
Do tej pory wykonane zostały roboty ziemne – wykopy, fundamenty, a także żelbetowo-murowana
konstrukcja ścian budynku technicznego, żelbetowe ściany piwnic
i stropy nad piwnicami oraz znaczna część żelbetowych ścian parteru w budynku głównym. Dobiega
końca wykonanie rezerwowego
przyłącza energetycznego, które
prowadzone jest z terenu portu
lotniczego. Jednocześnie kontynuowana jest realizacja instalacji podposadzkowych wod.-kan.
i elektrycznych w zakresie instalacji odgromowych. ■
R YNE K BUDOWLANY
półka Giełdowa Unibep należąca do Wschodniego Klastra Budowlanego
podpisała umowę na wybudowanie w systemie generalnego wykonawstwa
osiedla wielorodzinnego na warszawskich Bielanach. Umowa o wartości ok.
134 mln zł netto podpisana ze spółką należącą do Grupy Turret Development,
jest największą w tym roku umową spółki w segmencie budownictwa mieszkaniowego. Unibep za wybudowanie osiedla „Słodowiec City” otrzyma wynagrodzenie wysokości 133,777 mln zł netto. Budynek „Słodowiec City” stanowi
pierzeję ul. Juliusza Słowackiego i ul. Stefana Żeromskiego w Warszawie.
Bryła osiedla o zróżnicowanej wysokości od 9 do 11 kondygnacji dobrze
wpasuje się w charakter nowoczesnej części
Bielan. Osiedle będzie
bardzo dobrze skomunikowane z centrum War
szawy m.in. dzięki stacji
metra Słodowiec położonej 200 m od budynku.
Kondygnacja przyziemia
od strony ul. Słowackiego
stanowić będzie część
mieszkalną z ogródka
mi na dachu garażu
podziemnego, w części
przyziemia od ul. Żeromskiego zaprojektowano natomiast lokale usługowe
i administracyjne. Osiedle „Słodowiec City” to 777 mieszkań o zróżnicowanej
powierzchni przy średnim metrażu mieszkania ok 42 m2 oraz podwyższonej
wysokości do ok. 275 cm. Wszystkie mieszkania posiadają loggie lub tarasy,
a mieszkania położone na parterze będą miały dostęp do tarasów będących
częścią zielonych ogródków, oddzielonych żywopłotami od stref ogólnych
dziedzińca. Łączna powierzchnia użytkowa mieszkań to ponad 33 tys. m2,
na lokale usługowe przeznaczono ok. 1300 m2. Mieszkańcy będą mieli dostęp
do 3-poziomowego garażu podziemnego, w sumie na terenie osiedla do dyspozycji będzie 799 miejsc postojowych.
■
Wmurowano kamień
węgielny pod wieżę
kontroli lotów
Park Rozwoju zdobył nagrodę
R
ealizowany w Warszawie przez spółkę Echo Invest
ment kompleks biurowy Park Rozwoju zwyciężył
w konkursie CEE Green Building Awards 2013 w kategorii „BREEAM Design Stage Assessment”. Celem konkursu CEE Green Building Awards organizowanego przez
EuropaProperty jest wyróżnienie najlepszych inwestycji
z Europy Środkowo-Wschodniej, realizowanych zgodnie
z najwyższymi międzynarodowymi standardami ekologicznymi. W konkursie rywalizują projekty już posiadające certyfikaty BREEAM lub LEED, a także będące
jeszcze w trakcie procesu certyfikacji. Zgłoszone inwestycje ocenia niezależne jury, w skład którego wchodzą
przedstawiciele branży nieruchomości komercyjnych z regionu CEE. Kompleks biurowy Park Rozwoju powstający
w Warszawie przy ul. Konstruktorskiej, już na etapie projektowym, w październiku 2012 roku, otrzymał certyfikat
BREEAM z oceną „Very Good” i jednym z najlepszych wyników w Polsce – 67,83%. Inwestycja realizowana jest
w dwóch etapach – pierwszy zakończy w I kwartale 2014 roku. Zakończenie drugiego etapu inwestycji, który rozpoczął się w listopadzie br., zaplanowano na II kwartał 2015 roku. Projekt architektoniczny Parku Rozwoju powstał
w pracowni JEMS Architekci.
■
13
ARTYKUŁY S PON S OROWANE
A R T Y K UŁY S P ON S O R OWANE
Odpowiedzialność
reprezentantów upadłej
spółki za jej długi
P. Zimmerman
M. Medyński
Piotr Zimmerman, radca prawny, Mateusz Medyński, radca prawny,
Zimmerman i Wspólnicy sp.k.
Wbrew powszechnej opinii, że posiadanie własnej spółki (także spółki z o.o. lub akcyjnej) chroni przed
odpowiedzialnością za jej długi,
polskie prawo przewiduje liczne
regulacje stanowiące zagrożenie
dla członków zarządu oraz szansę dla wierzycieli na odzyskanie
choć części swych długów, nawet
jeżeli spółka-dłużnik jest już niewypłacalna.
Warto jest chwilkę zastanowić się nad
podstawami takiej odpowiedzialności, bo często kiedy reprezentanci
niewypłacalnych spółek dowiadują
się o niej, jest już za późno na podjęcie działań zaradczych.
Po pierwsze, zgodnie z art. 299
Kodeksu spółek handlowych, za
wszystkie długi komercyjne spółki
z ograniczoną odpowiedzialnością,
w przypadku braku możliwości egzekucji tych długów od samej spółki, solidarnie ze spółką odpowiadają członkowie jej zarządu. Podobny
przepis dotyczące długów publiczno-prawnych (podatki, składki ZUS)
przewiduje art. 116 Ordynacji Podat-
kowej. Wspólnicy takiej odpowiedzialności nie podlegają, ale dla członków
zarządu może stanowić to poważny problem, bowiem odpowiadają
osobiście całym swoim majątkiem.
Bardzo łatwo jest także skorzystać
z takiej odpowiedzialności, jeżeli jest
się wierzycielem. Wystarczy wykazać,
że ma się wymagalny dług wobec
spółki i nie udało się go od spółki odzyskać oraz, że określona osoba jest
(lub kiedy powstał dług była) członkiem zarządu, by sąd orzekł na korzyść wierzyciela.
Dłużnik (członek zarządu) może się
bronić wskazując jedną z trzech sytuacji: (i) złożył wniosek o ogłoszenie
upadłości w terminie (14 dni od powstania stanu niewypłacalności spółki), (ii) wniosek nie został złożony
w terminie nie z jego winy (np. był obłożnie chory, czy przebywał za granicą bez możliwości kontaktu ze spółką
etc.) albo (iii) pomimo braku złożenia wniosku w terminie wierzyciel nie
poniósł szkody (np. majątek spółki w czasie opóźnienia nie stracił
na wartości itd.) Problematycznym
jest fakt, że to członek zarządu musi
www.przegladbudowlany.pl/archiwum
udowodnić, że zachodzi któraś z powyższych okoliczności, zatem cały
ciężar dowodowy w tym postępowaniu przerzucony jest na pozwanego. Dla wierzycieli dochodzących
swoich długów to szalenie wygodne, dla członków zarządu zaś bardzo uciążliwe.
Dla spółek akcyjnych nie przewidziano aż tak szerokiej odpowiedzialności. Choć art. 116 Ordynacji Podatkowej obowiązuje tak samo, nie
ma odpowiednika art. 299 Kodeksu
spółek handlowych.
Członkowie zarządu spółki akcyjnej odpowiadają jednak na podstawie art. 21 Prawa upadłościowego
i naprawczego (jak zresztą wszyscy
reprezentanci spółek, zarówno osobowych jak i kapitałowych) za szkodę wyrządzoną spóźnionym (lub zaniechanym) wnioskiem o ogłoszenie
upadłości. Zakres odpowiedzialności jest szerszy (bo szkoda to nie tylko niezapłacona faktura, ale np. nie
uzyskane przez brak zapłaty ze strony dłużnika korzyści), ale ciężar udowodnienia szkody i winy członka zarządu spoczywa już na wierzycielu,
który będzie musiał się bardziej napracować, żeby odzyskać swoje
pieniądze.
Archiwum od ręki
archiwalne spisy treści
na stronach www
14
Polski Związek Inżynierów i Techników Budownictwa Oddział w Gliwicach
przy współpracy Oddziałów w Bielsku-Białej, Katowicach i Małopolskiego w Krakowie
XXIX Ogólnopolska Konferencja
„Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji – Beskidy – Gliwice 2014”
NAPRAWY I WZMOCNIENIA
KONSTRUKCJI BUDOWLANYCH
KONSTRUKCJE ŻELBETOWE
Program WPPK (26–29.03.2014) obejmuje:
Adres Komitetu Organizacyjnego:
PZITB Oddział w Gliwicach, 44-100 Gliwice, ul. Dubois 16
BIURO: tel./faks (32) 231-13-27,
+48 509 64 64 68 – uczestnicy – rejestracja,
+48 504 68 88 86 – wystawcy
e-mail: [email protected]
• wykłady zamówione u autorów wywodzących się z renomowanych uczelni,
instytutów, biur i pracowni projektowych
(szczególne osiągnięcia rewitalizacji i nadbudowy konstrukcji w obiektach żelbetowych, podstawy prawne oraz metodologia postępowania przy naprawach,
wzmacnianiu i rozbiórkach konstrukcji żelbetowych, oraz bezpieczeństwo przy
pracach remontowych, przegląd historyczny stosowanych obciążeń oraz rozwoju cech materiałów: betonu i stali, metody określenia wytrzymałości betonu
na podstawie diagnostycznych badań konstrukcji, a także zagadnienia lokalizacji wad w konstrukcji oraz lokalizacji stali zbrojeniowej a ponadto ocena
parametrów stali zbrojeniowej, metody diagnostyki zagrożenia korozyjnego
konstrukcji żelbetowych, w tym korozją biologiczną, zagadnienia wpływów
dynamicznych w naprawach i remontach a także ocena konstrukcji żelbetowych po pożarze, metody niszczenia i cięcia betonu w pracach remontowych
i rozbiórkowych, materiały do napraw i wzmocnień konstrukcji żelbetowych
oraz technologie i metody odtwarzania konstrukcji żelbetowych, naprawy konstrukcji żelbetowych przez torkretowanie, uszczelnienie wskrośne przegród z
betonu oraz metody naprawy rys poprzez iniekcję, zabezpieczenie i regeneracja zagrożonych korozją konstrukcji z betonu, spawanie prętów zbrojeniowych
w naprawach i remontach, zastosowanie metalowych trzpieni rozporowych i
wklejanych w robotach remontowych, oraz naprawa i uszczelnienie dylatacji,
poszukiwanie rezerw nożności przez analizę obliczeniową, wzmacnianie konstrukcji żelbetowych przez konstrukcję żelbetową, elementami stalowymi oraz
przez sprężenie, wzmacnianie konstrukcji żelbetowych taśmami i matami węglowymi, wraz z metodami obliczeń, wzmacnianie i remonty kołowych i prostokątnych zbiorników, także przez sprężanie, zagadnienia remontowe budynków
z „wielkiej płyty” w tym zagadnienia remontowe warstwy fakturowej, prostowanie wychylonych z pionu budynków);
• referaty i komunikaty opracowane przez kadrę techniczną wiodących firm
wykonawczych i produkcyjnych, dyskusje tematyczne zainspirowane przez
wygłoszone wykłady, referaty i komunikaty zainspirowane tematyką wygłoszonych wykładów, referatów i komunikatów;
• prezentacje firm oferujących programy komputerowe oraz firm produkujących i oferujących materiały i sprzęt dla budownictwa;
• prezentacje wydawnictw technicznych i naukowych;
• spotkania kameralne, specjalistyczne i promocyjne;
Wydane będą tradycyjnie materiały obejmujące wygłoszone wykłady (do 1800
str.) oraz informacje techniczno-handlowe specjalistycznych firm.
Szczegółowe informacje organizacyjne wraz z Komunikatem nr 1
i Kartą Zgłoszenia Uczestnictwa zamieszczone są na stronie:
Patron Branżowy
z podaniem nazwiska uczestnika i wybranego numeru opcji wpłaty
wg tabeli KOSZTY UCZESTNICTWA. O uczestnictwie w WPPK i otrzymaniu
wybranego standardu decyduje kolejność wpłat na konto. Ze względu
na duże zainteresowanie, na stronie internetowej www.pzitb.gliwice.pl
podawane będą aktualnie dostępne liczby miejsc w poszczególnych
opcjach.
POLSKA IZBA INŻYNIERÓW BUDOWNICTWA
RADA KRAJOWA
MAŁOPOLSKA OKRĘGOWA IZBA INŻYNIERÓW BUDOWNICTWA
W KRAKOWIE
ŚLĄSKA OKRĘGOWA IZBA INŻYNIERÓW BUDOWNICTWA
W KATOWICACH
www.pzitb.gliwice.pl
KOSZTY UCZESTNICTWA*)
„nr opcji” do wpisania w Karcie Zgłoszenia Uczestnictwa
*)
W tabeli podane zostały ceny netto, do których należy doliczyć obowiązującą
stawkę podatku VAT równą 23%.
Standard (decyduje data wpływu
środków na konto)
• dla „niewymagających”
standard hotelu – ** „Orle Gniazdo”
(pokój jednoosobowy)
• dla „niewymagających”
(miejsce w pokoju dwuosobowym)
• „podstawowy”
standard hotelu – *** „Orle Gniazdo”
• „podstawowy”
standard hotelu – *** „Orle Gniazdo”
• dla „wymagających”
standard hotelu – **** Hotel „Meta”
(stała linia autobusowo-busowa)
• dla „wymagających”
standard hotelu – **** Hotel „Meta”
(stała linia autobusowo-busowa)
• „bez noclegów i śniadań”
• Pakiet dla firm do 31.12.2013 r.
(2 miejsca w pokoju 2 os. + 1 szt.
materiałów konferencyjnych)
Uczestnicy Konferencji
Liczba
miejsc
członkowie PZITB
niestowarzyszeni
„1”
1190 zł
„2”
1290 zł
10
„3
890 zł
„4”
990 zł
20
„5”
1390 zł
„6”
1490 zł
0
„7”
1090 zł
„8”
1190 zł
25
„9”
1590 zł
„10”
1690zł
20
„11”
1290 zł
„12”
1390zł
40
„13”
690 zł
„14”
790 zł
40
–
–
„15”
1790 zł
0
Cena uczestnictwa w pokojach dwuosobowych nie uległa zmianie w porównaniu
do 2010 roku, gdy Oddział PZITB w Gliwicach organizował XXV Jubileuszowe WPPK
Opłaty prosimy wnosić na konto PZITB Oddział Gliwice ING Bank Śląski
nr 79 1050 1298 1000 0090 8000 9054
Partnerzy Merytoryczni
Generalni Partnerzy Medialni
Generalni Partnerzy Merytoryczni
Partnerzy Medialni
Ko n fe re nc j e
R YNE K BUDOWLANY
Kielce – Cedzyna, 21–23 maja 2014 r.
MIEJSCE WARSZTATÓW:
Hotel ORW „ECHO” w Cedzynie k. Kielc. Uczestnicy Konferencji
zakwaterowani będą w hotelu „ECHO” oraz w hotelach
„GROMADA” i „UROCZYSKO” położonych w sąsiedztwie.
Rozpoczęcie Konferencji 21 maja (środa) około godz. 13:00.
Zakończenie Konferencji 23 maja (piątek) około godz. 14:00.
TEMATYKA WARSZTATÓW:
• Zagadnienia formalno-prawne w działalności Rzeczoznawcy Budowlanego.
• Systemy monitoringu i nieniszczące metody badawcze sto-
sowane w ocenie stanu technicznego obiektów budowlanych
z analizą wyników i przykładami zastosowań.
• Ocena stanu technicznego i trwałości konstrukcji z uwzględnieniem wpływu środowiska i innych oddziaływań zewnętrznych, w tym zagadnienia eksploatacji obiektów o konstrukcji
wielkopłytowej.
• Zagadnienia eksploatacji i bezpieczeństwa w drogownictwie.
• Ocena stanu technicznego instalacji wewnętrznej obiektów budowlanych i sieci zewnętrznych oraz podlegających dopuszczeniom przez Dozór Techniczny.
ADRES KOMITETU ORGANIZACYJNEGO:
Politechnika Świętokrzyska w Kielcach,
Wydział Budownictwa i Architektury „Rzeczoznawstwo 2014”,
25-314 Kielce, Al. Tysiąclecia Państwa Polskiego 7,
tel. (41) 3424541, faks (41) 3443784,
e-mail: [email protected],
www.rzeczoznawstwo2014.tu.kielce.pl
Konto bankowe: PZITB O/Kielce,
25-501 Kielce, ul. Sienkiewicza 48/50
nr: 22 1020 2629 0000 9202 0008 9482 z dopiskiem:
„Rzeczoznawstwo 2014”
16
KOMITET NAUKOWO-PROGRAMOWY:
Przewodniczący: prof. dr hab. inż. Leonard Runkiewicz
Członkowie:
Prof. dr hab. inż. Antoni Biegus
Prof. dr hab. Wiesław Buczkowski
Prof. dr hab. inż. Lech Czarnecki
Prof. dr hab. inż. Kazimierz Flaga
Dr hab. inż. Wiesława Głodkowska, prof. PKsz
Prof. dr hab. inż. Zbigniew Grabowski
Dr hab. inż. Anna Halicka, prof. PL
Prof. dr hab. inż. Jerzy Hola
Dr hab. inż. Marek Iwański, prof. PŚk
Dr hab. inż. Zbigniew Janowski, prof. PK
Dr hab. inż. Maria Kaszyńska
Prof. dr hab. inż. Mieczysław S. Kuczma
Prof. dr hab. inż. Andrzej Kuliczkowski
Dr hab. inż. Paweł Lewiński, prof. ITB
Prof. dr hab. inż. Andrzej Łapko
Prof. dr hab. inż. Cezary Madryas
Dr hab. inż. Krystyna Nagrodzka-Godycka, prof. PG
Dr hab. inż. Jerzy Z. Piotrowski, prof. PŚk
Dr inż. Marian Płachecki
Prof. dr hab. inż. Wojciech Radomski
Dr hab. inż. Antoni Różowicz, prof. PŚk
Dr hab. inż. Zbigniew Rusin, prof. PŚk
Dr hab. inż. Tomasz Siwowski, prof. PRz
Prof. dr hab. inż. Włodzimierz Starosolski
Dr inż. Jacek Szer
Prof. dr hab. inż. Kazimierz Szulborski
Prof. dr hab. inż. Marian Tracz
Prof. dr hab. inż. Wiesław Trąmpczyński
Dr hab. inż. Tadeusz Urban, prof. PŁ
Dr hab. inż. Krzysztof Wojdyga, prof. PW
Prof. dr hab. inż. Jerzy Ziółko
Prof. dr hab. inż. Adam Zybura
KOMITET ORGANIZACYJNY:
Przewodniczący: prof. dr hab. inż. Wiesław Trąmpczyński
Zastępcy przewodniczącego: dr inż. Barbara Goszczyńska,
mgr inż. Wiktor Piwkowski
Członkowie: mgr inż. Tadeusz Durak, dr inż. Stefan
Szałkowski, dr hab. inż. Grzegorz Świt
Sekretarz organizacyjny: mgr Aneta Sadura-Jamróz
T ECH - BUD 2 0 1 3
Zastosowanie nowoczesnych betonów
specjalnych na przykładzie naprawy
falochronu wyspowego w porcie Gdynia
1. Wprowadzenie
W połowie 2006 roku rozpoczęły się prace w Porcie Gdynia, których celem była naprawa uszkodzeń, poprawa
stabilności i wzmocnienie konstrukcji falochronu wyspowego. Przedmiotowy obiekt powstał w latach 1925–1928
i praktycznie, poza doraźną naprawą uszkodzeń wojennych nie przechodził poważniejszych napraw i remontów. Z tego powodu Zarząd Morskiego Portu Gdynia
zadecydował o konieczności istotnej naprawy i modernizacji konstrukcji na całej długości 2019 m. Przedmiotowy falochron wykonany został z segmentów żelbetowych, pięciokomorowych o długości 40 m i wysokości
18 m każdy (fot. 1, 2).
Fot. 1. Widok gotowego segmentu falochronu (fot. archiwum ZMPG S.A.)
Opracowany projekt modernizacji falochronu zakładał
poprawę stabilności konstrukcji poprzez jej poszerzenie o 2,5 m, jak również podwyższenie konstrukcji „nosków” falochronu do wysokości 4,40 m ponad lustro
wody oraz naprawę wszelkiego typu innych uszkodzeń
spowodowanych prawie 80-letnią eksploatacją.
Na rysunku 1 przedstawiono schemat naprawy przedmiotowej konstrukcji – kolorem czarnym zaznaczono
elementy, do wykonania których wykorzystano beton
cementowo-polimerowy.
Fot. 2. Holowanie gotowego segmentu falochronu do miejsca zatopienia (fot. archiwum ZMPG S.A)
W przedmiotowej naprawie zdecydowano się na wykorzystanie betonu cementowo-polimerowego ze względu
na jego zalety w stosunku do betonu zwykłego, z których najważniejsze to [6, 7, 9]:
–– znaczące ograniczenie odkształceń skurczowych
i modułu sprężystości,
–– wysoka przyczepność do stali i betonu stwardniałego,
–– istotnie większa wytrzymałość na rozciąganie przy
zginaniu,
–– bardzo wysoka trwałość w warunkach oddziaływania
wody morskiej i znakozmiennych temperatur.
A R T Y K UŁY P R OBLEMOWE
Dr inż. Maciej Gruszczyński, Politechnika Krakowska, Stowarzyszenie Producentów
Betonu Towarowego w Polsce
2. Etapy naprawy konstrukcji falochronu
Przedmiotowa konstrukcja falochronu wykazywała znaczne uszkodzenia w postaci licznych pęknięć i zarysowań.
Beton w konstrukcji „nosków” i belki cumowniczej praktycznie na całej długości nosił ślady uszkodzeń, będących skutkiem działania wody morskiej i znakozmiennych temperatur (fot. 3).
Naprawa przedmiotowej konstrukcji falochronu wyspowego w Porcie Gdynia przebiegała etapami, z których
najważniejsze to:
17
TECH-BUD 2013
Fot. 4. Usunięcie warstwy skorodowanego betonu z konstrukcji falochronu
Rys. 1. Przekrój konstrukcji falochronu – kolorem czarnym
zaznaczono elementy wykonane z betonu cementowopolimerowego (1 – ścianka szczelna Larsena, 2 – ściana
poszerzająca, 3 – parapet wieńczący, 4 – element prefabrykowany tzw. „łamacz fal”, 5 – „nosek” falochronu, 6 – belka
cumownicza
Fot. 5. Betonowanie ściany poszerzającej konstrukcję
falochronu
Fot. 3. Uszkodzenia belki cumowniczej falochronu wyspowego w Porcie Gdynia
–– usunięcie warstwy skorodowanego betonu (fot. 4),
–– wykonanie ścianki poszerzającej konstrukcję o 2,5 m
poprzez jej zabetonowanie metodą Contractor betonem klasy C30/37 w osłonie ścianki szczelnej Larsena (fot. 5),
–– budowa parapetu wieńczącego ścianę poszerzającą
z betonu cementowo-polimerowego klasy C35/45,
–– ustawienie na wykonanej konstrukcji poszerzającej
elementów prefabrykowanych tzw. „łamaczy fal” z betonu klasy C30/37 (fot. 6),
–– odtworzenie konstrukcji „nosków” i belki cumowniczej falochronu betonem cementowo-polimerowym
klasy C35/45.
3. Cel i zakres badań
Celem wykonanego programu badań, którego inicjatorem był Marek Aleksiun, był wybór optymalnej recepty betonu modyfikowanego dodatkiem dyspersji ko-
18
Fot. 6. Prefabrykowane „łamacze fal” ustawione na poszerzonej konstrukcji falochronu
polimeru styrenowo-akrylowego, którego produkcja
jest możliwa na standardowej wytwórni betonu towarowego. Podyktowane było to faktem, że proponowane przez dostawców chemii budowlanej rozwiązania
materiałowo-technologiczne w postaci gotowych, suchych mieszanek typu „ready mix” nie były akceptowalne ze względów ekonomicznych.
Mieszanki betonu cementowo-polimerowego wykonano na bazie cementu portlandzkiego CEM I 42,5N
T ECH - BUD 2 0 1 3
4. Wyniki badań i dyskusja
4.1. Mrozoodporność i odporność na powierzchniowe złuszczenie w obecności 3% NaCl
Zrealizowany program badawczy pokazał na istotny
wpływ dodatku dyspersji kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 na trwałość mrozową
wykonanych betonów. Badanie mrozoodporności prowadzono równolegle dwiema metodami: metodą Slab
test i tzw. metodą zwykłą obejmująca 250 cykli zamrażania-odmrażania próbek betonu (zamrażanie w powietrzu w temperaturze –20°C a odmrażanie w wodzie
o temperaturze 20°C). Badanie mrozoodporności metodą Slab test obejmowało wykonanie 56 cykli zamrażania-odmrażania próbek w 3% roztworze NaCl. Wyniki
badania mrozoodporności serii betonów modyfikowanych dodatkiem kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD962 w sposób jednoznaczny pokazują,
że wpływa on w sposób istotny na kształtowanie trwałości mrozowej.
Wszystkie 12 serii betonów spełniły wymagania testu
mrozoodporności przeprowadzonego wg procedury
PN-88/B-06250, który obejmował 250 cykli zamrażania-odmrażania. W żadnym przypadku nie stwierdzono istotnych uszkodzeń powierzchni i krawędzi próbek
betonu. Ubytki masy próbek po wykonaniu testu mieściły się w przedziale 0,3÷0,9% i były mniejsze od wartości granicznej ∆m=5%. Zarejestrowane obniżenie
wytrzymałości próbek mrożonych w stosunku do próbek świadkowych mieściły się w granicach 5,1÷8,3%
i były mniejsze od wartości dopuszczalnej wynoszącej ∆R=20%. Z tego powodu za bardziej wiarygodne,
ze względu na lepsze odzwierciedlenie rzeczywistych
warunków eksploatacji betonów, przy jednoczesnym
skróceniu procedury testu, uznano prowadzenie badania metodą Slab test.
Badanie odporności serii betonów na powierzchniowe złuszczenie w obecności 3% NaCl prowadzono
metodą Slab test, każdorazowo na 4 próbkach o wymiarach 150×150×50 mm, wycinanych z belek po badaniu wytrzymałości na zginanie. Próbki przygotowano i badanie prowadzono zgodnie z procedurą CEN/
TS 12390–9:2007. Za kryterium spełnienia wymaganiom testu przyjęto wymagania szwedzkiej normy
SS 13 72 44:1995, która wyróżnia cztery kategorie betonów w zależności od ilości złuszczeń oraz szybkości ich postępowania:
–– beton bardzo dobrej jakości: m56 ≤ 100 g/m2,
–– beton dobrej jakości: m56 ≤ 200 g/m lub m56 < 500 g/m2
i m56/m28 ≤ 2,
–– beton dopuszczalnej jakości: m56 ≤ 1000 g/m 2
i m56/m28 < 2,
–– beton niedopuszczalnej jakości: m56 > 1000 g/m2.
Na rysunku 2 przedstawiono wyniki badania odporności
na powierzchniowe złuszczenie betonów metodą Slab
test. Na wykresach przedstawiono ilości złuszczonego
materiału z górnej powierzchni próbek po 7, 14, 28, 42
i 56 cyklach zamrażania-odmrażania.
Zrealizowany program badawczy pokazał, że w przypadku betonów zwykłych bez napowietrzenia, spełnienie zadość wymogom Slab test i uzyskanie betonów
o dobrej mrozoodporności wymaga redukcji porowatości kapilarnej, a tym samym obniżenia wartości wskaźnika w/c poniżej 0,40, mimo uzyskania wytrzymałości
na ściskanie w granicach 58÷65 N/mm2. Należy zauważyć, że w przypadku betonów zwykłych redukcja
HSR NA z Cementowni Lafarge Kujawy i kruszyw granitowych (frakcje 2/8 i 8/16 mm) ze złoża w Glesanda,
przy zmiennej wartości wskaźnika w/c (odpowiednio:
0,38, 0,40, 0,42). Jako dodatek polimerowy wykorzystano dyspersję kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962, którą dozowano w ilości 0, 5, 8,
11% w stosunku do masy cementu.
Zaroby próbne wykonano w skali przemysłowej (objętość pojedynczego zarobu 2 m3) na węźle betoniarskim
dostawcy betonu firmy Ol-Trans w Mrzezinie k. Gdyni.
Mieszanki próbne zaprojektowano przy następujących
założeniach:
–– ilość cementu CEM I 42,5N HSR NA: 370 kg/m3,
–– wskaźnik w/c = 0,42; 0,40 i 0,38 (uwzględniając wodę
zawartą w dyspersji dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD962),
–– zawrtość kruszywa w stosie okruchowym mieszanki:
piasek – 35%, grys 2/8 – 28%, grys 8/16 – 37%,
–– ilość dodatku dyspersji polimerowej: 0, 5, 8, 11%
w stosunku do masy cementu,
–– poziom dozowania domieszki reologicznej FK63.30
(baza eter polikarboksylowy) dobierano tak, aby osiągnąć konsystencję mieszanki S3 wg PN-EN 206–1:2003
(tj. 110÷150 mm opadu stożka).
Łącznie wykonano 12 zarobów próbnych. Badano następujące cechy mieszanki betonowej:
–– zawartość powietrza wg PN-EN 12350–7:2000,
–– gęstość objętościową wg PN-EN 12350–6:2001,
–– konsystencję wg PN-EN 12350–2:2001 i jej utrzymanie w czasie 180 min.
Z mieszanki betonowej formowano 36 próbek kostkowych o boku 150 mm i 12 belek o wymiarach
150×150×700 mm. Próbki poddawano pielęgnacji
wilgotnej przez 7 dni, a w dalszym czasie przechowywano w warunkach naturalnych. Badano następujące
cechy betonu:
–– wytrzymałość na ściskanie wg PN-EN 12390–3:2001,
–– wytrzymałość na zginanie wg PN-EN 12390–
5:2001,
–– mrozoodporność metodą Slab test wg CEN/TS
12390–9:2007 i metodą zwykłą do stopnia F250 wg
PN-88/B-06250,
–– wodoszczelność do stopnia W10 wg PN-88/B-06250,
–– nasiąkliwość wagową wg PN-88/B-06250.
Dodatkowo oznaczono wpływ zawartości dyspersji kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD962
na czas początku wiązania cementu.
19
TECH-BUD 2013
Rys. 2. Wyniki badania odporności na powierzchniowe
złuszczenie serii betonów metodą Slab test przy zmiennej
wartości wskaźnika w/c i zróżnicowanym poziomie dozowania dodatku dyspersji kopolimeru styrenowo-akrylowego
Estrifan Additiv KD 962 (odpowiednio 0, 5, 8, 11% masy
cementu)
w/c do wartości 0,38 nie pozwoliła na otrzymanie materiału o bardzo dobrej odporności na powierzchniowe
złuszczanie wg SS 137244:1995. Zgodnie z przypuszczeniami i wynikami badań innych autorów, ilość złuszczeń powierzchni betonu zmniejsza się proporcjonalnie do obniżenia wartości w/c [6, 8].
Zastosowanie do modyfikacji betonu dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego KD 962 istotnie wpływa
na poprawę jego trwałości mrozowej już przy poziomie dozowania wynoszącym 5% masy cementu. Zastosowanie tego typu dodatku umożliwia spełnienie
zadość wymogom Slab test przy jego poziomie dozowania 5÷11% masy cementu i możliwe jest uzyskanie
betonów o dobrej i bardzo dobrej odporności na powierzchniowe złuszczenie w obecności wody morskiej.
Należy zauważyć, że wraz ze wzrostem ilości dozowania dodatku polimerowego, w sposób istotny maleje
ilość rejestrowanych złuszczeń powierzchni próbek
20
betonowych. W przypadku betonów, których wskaźnik w/c wynosił 0,38, przy poziomach dozowania dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego 8 i 11% masy
cementu, udało się uzyskać materiał o bardzo dobrej
mrozoodporności, dla którego ilość złuszczeń m 56
była mniejsza niż 100 g/m2. Należy zauważyć, że dodatek polimerowy nie zmienia praktycznie szybkości
niszczenia powierzchni betonu, której miernikiem jest
stosunek masy złuszczeń po wykonaniu 28 i 56 cykli
zamrażania-odmrażania (m56/m28). Wartość ta pozostaje praktycznie na niezmiennym poziomie i mieści się
w granicach 1,7÷1,9 dla wszystkich badanych betonów, niezależnie od wartości w/c i ilości stosowanego
dodatku polimerowego.
Przeprowadzone badania dowodzą, że dodatek dyspersji
kopolimeru styrenowo-akrylowego w ilości 5÷11% m.c.
wpływa na ograniczenie ilości złuszczeń powierzchni betonu pod wpływem oddziaływania znakozmiennych temperatur. Prawdopodobnie spowodowane jest
to uszczelnieniem struktury betonu przez tworzące się
podczas hydratacji cementu błony polimerowe, które
przenikają matrycę cementową. Zastosowanie dodatku
polimerowego już w ilości 5% m.c. powoduje zmianę
struktury porowatości betonu [5, 7]. Dodatek kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 powoduje zmniejszenie udziału porów kapilarnych w ogólnej
strukturze porowatości betonu, kosztem zwiększenia objętości porów żelowych, które nie mają istotnego wpływu na szczelność i trwałość betonu [10].
Dodatek dyspersji kopolimeru styrenowo-akrylowego
w ilości 5÷11% m.c. w połączeniu z równoczesnym
stosowaniem domieszki reologicznej Muraplast FK
63.30 na bazie eteru polikarboksylowego (dozowanie
0,40÷0,48% m.c.) powoduje napowietrzenie betonu
na poziomie 4,0÷4,8%. W odróżnieniu od betonów zwykłych, gdzie zmierzona zawartość powietrza mieściła się
w granicach 1,3÷2,5%, zwiększanie poziomu dozowania dodatku polimerowego z 5 do 11% m.c. powoduje
niewielkie zmiany poziomu napowietrzenia betonu.
Dodatek dyspersji kopolimeru styrenowo-akrylowego
Estrifan Additiv KD962 powoduje pożądane zmiany
wymiarowej struktury porowatości betonu. Rejestruje
się korzystne ze względu na poprawę mrozoodporności pojawienie się porów o średnicach 10÷1000 μm,
które dostatecznie gęsto rozmieszczone w objętości
betonu przerywają ciągłość kapilar i stanowią przestrzeń dla ekspansji lodu podczas zamrażania próbek. Przeprowadzone badania struktury rozkładu porowatości betonu metodą planimetryczną i aparatem
AVA (podczas kontroli jakości w czasie realizacji inwestycji) dla betonu o wskaźniku w/c wynoszącym
0,38 i przy poziomie dozowania dodatku kopolimeru
styrenowo-akrylowego 8% m.c., pozwoliły na ustalenie wartości współczynnika dyspersji porowatościL (spacing factor) w granicach 0,185÷0,202 mm.
Wynik tego badania, jak również uzyskane wartości
wskaźnika mikroporowatości A300>1,8%, znajdują swoje
T ECH - BUD 2 0 1 3
Rys. 4. Wpływ ilości dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego KD 962 na nasiąkliwość wagową betonu
Rys. 3. Wpływ ilości dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 na wymiarową strukturę porowatości betonu: a) współczynnik dyspersji porowatościL;
b) wskaźnik mikroporowatości A300
potwierdzenie w teście odporności na powierzchniowe złuszczenie (Slab test), który potwierdza uzyskanie betonu o bardzo dobrej jakości (ilość złuszczeń
m56<100g/m2) – rysunek 3.
4.2. Nasiąkliwość wagowa i wodoszczelność
Korzystne zmiany w strukturze porowatości kompozytu
betonowego, wywołane zastosowaniem dodatku dyspersji kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962, znajdują odbicie w wynikach badania wodoszczelności i nasiąkliwości wagowej. Na rysunku 4
przedstawiono zależność nasiąkliwości wagowej betonu w zależności od ilości zastosowanego modyfikatora polimerowego.
Potwierdzeniem znaczącego wzrostu szczelności betonu modyfikowanego dodatkiem kopolimeru styrenowoakrylowego są też zaobserwowane wyniki badania wodoszczelności, które prowadzono zgodnie z procedurą
PN-88/B-06250 do ciśnienia max. 1,0 MPa. Na rysunku
5 przedstawiono uzyskane wartości głębokości wniknięcia wody w próbki betonu modyfikowanego różną ilością
dodatku polimerowego Estrifan Additiv KD 962.
Jak pokazuje zrealizowany program badawczy, zastosowanie dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego KD
962 już w ilości 5% w stosunku do masy cementu powoduje istotne uszczelnienie struktury betonu w stosunku do kompozytu niemodyfikowanego. Świadczy o tym
zmniejszenie nasiąkliwości i znaczące zmniejszenie głębokości wniknięcia wody w materiał.
4.3. Wytrzymałość na ściskanie i rozciąganie przy
zginaniu
Na rysunku 6 przedstawiono wyniki badania wytrzymałości na zginanie betonów modyfikowanych dodatkiem
kopolimeru styrenowo-akrylowego po 28 dniach dojrzewania. Badanie to prowadzono na próbkach belkowych o wymiarach 150×150×700 mm w czteropunktowym schemacie obciążenia wg PN-EN 12390–5:2001
(rozstaw podpór 450 mm, odległość wałków obciążających 150 mm – fot. 7).
Wyniki badań pokazują, że niezależnie od wielkości
wskaźnika w/c, przy zastosowaniu dodatku polimerowego, obserwuje się wzrost wytrzymałości na zginanie
Rys. 5. Wpływ ilości dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego na głębokość wniknięcia wody w strukturę próbek
betonu (ciśnienie wody 1 MPa)
Rys. 6. Wpływ ilości dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 na wytrzymałość na zginanie betonu
21
TECH-BUD 2013
Fot. 7. Stanowisko do badania wytrzymałości betonu
na rozciąganie przy zginaniu
betonu w granicach 50÷80% w stosunku do betonu
zwykłego i jest proporcjonalny do ilości zastosowanego modyfikatora polimerowego. Obserwowany wzrost
wytrzymałości na zginanie powodowany jest wzmocnieniem warstwy kontaktowej zaczyn-ziarno kruszywa
na skutek zmniejszenia jej porowatości. Powszechnie
uważa się, że warstwa kontaktowa zaczyn-ziarno kruszywa jest bardziej porowata i zawiera mniej produktów
hydratacji niż pozostały zaczyn. W przypadku betonu
modyfikowanego dodatkiem polimeru, pustki w warstwie stykowej wypełnione są cząsteczkami polimeru,
co poprawia kontakt kruszywa z matrycą cementową [7,
10]. Innym powodem wzrostu wytrzymałości na zgina-
Rys. 7. Wpływ dodatku polimerowego Estrifan Additiv KD
962 na wytrzymałość na ściskanie betonu
Rys. 8. Wpływ ilości dodatku dyspersji polimerowej
Estrifan Additiv KD 962 na czas początku wiązania cementu, wg PN-EN 196–3:2006
22
nie jest zwiększenie odkształcalności kompozytu oraz
zdolność powstałych błon polimerowych do mostkowania mikrozarysowań [4, 10].
Na rysunku 7 przedstawiono wpływ dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego na wytrzymałość na ściskanie
betonu. Wyniki badań pokazują, że w przypadku betonu modyfikowanego dodatkiem polimeru obserwuje się
spadki wytrzymałości na ściskanie zarówno po 7 i 28
dniach dojrzewania, w granicach 5÷10%. Obserwowane
spadki wytrzymałości tego typu kompozytów w stosunku do betonów zwykłych powodowane są opóźnieniem
procesu hydratacji cementu przez tworzące się błony
polimerowe, które ograniczają dostęp wody do ziarna
cementu. Innym powodem spadku wytrzymałości betonu modyfikowanego jest napowietrzenie mieszanki
betonowej w granicach 4,0÷4,5% [5, 7].
Wytworzone w strukturze kompozytu błony polimerowe otaczają również ziarna cementu, spowalniając proces hydratacji, poprzez utrudnienie dostępu do niego
wody [2, 3]. W analizowanym przypadku efekt opóźnienia wiązania był niezwykle korzystny ze względu na potrzebę długotrwałego transportu mieszanki przy zachowaniu jej konsystencji i pompowalności (wg ST wymagane
było utrzymanie konsystencji 110÷150 mm opadu stożka przez co najmniej 180 minut). Na rysunku 8 przedstawiono wpływ zmiennej ilości dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 na czas początku
wiązania wykorzystanego cementu CEM I 42,5N HSR NA.
4.4. Skurcz betonu
Zrealizowany program badawczy wyraźnie pokazuje,
że zastosowanie modyfikacji betonu dodatkiem kopolimeru styrenowo-akrylowego znacząco wpływa na wielkość odkształceń skurczowych. Na rysunku 9 pokazano
przebieg odkształceń skurczowych betonów modyfikowanych dodatkiem polimerowym, przy wartości wskaźnika w/c=0,38. Pomiary odkształceń skurczowych wykonywane były na belkach 10×10×50 cm, tensometrem
nasadowym DEMEC o bazie długości 400 mm.
Największą redukcję skurczu betonu zarejestrowano
w przypadku zastosowania modyfikatora polimerowego Estrifan Additiv KD 962 w ilości 11% masy cementu. Zmniejszenie wielkości odkształceń skurczowych
jest proporcjonalne do ilości zastosowanego dodatku.
Rys. 9. Wpływ dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego
na przebieg odkształceń skurczowych betonu (w/c=0,38)
T ECH - BUD 2 0 1 3
Fot. 8.
Widok naprawionej
konstrukcji Falochronu
Wyspowego
w Porcie Gdynia
5. Podsumowanie
Wykonane zaroby próbne i przeprowadzone badania
pozwoliły na opracowanie technologii produkcji w standardowych wytwórniach mieszanek betonu cementowo-polimerowego o wysokiej trwałości i wytrzymałości,
przy znacząco mniejszych nakładach kosztowych w stosunku do gotowych mieszanek typu „ready mix” oferowanych przez dostawców chemii budowlanej.
Ponadto zrealizowany program badawczy pozwolił
na sformułowanie następujących wniosków ogólnych:
–– Dodatek kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan
Additiv KD 962 w ilości 5÷11% masy cementu pozwaPR zeglĄ d bu d ow l an y 1/2014
BIBLIOGRAFIA
[1] Flaga K., „Skurcz betonu i jego wpływ na nośność, użytkowalność i trwałość konstrukcji żelbetowych i sprężonych”, monografia,
Wydawnictwo Politechniki Krakowskiej 2002
[2] Gruszczyński M., Aleksiun M., „Freeze resistance of concrete modified with styrene-acrylic co-polymer additive for the repair of
a breakwater in Gdynia Harbor” – 13th International Congress on
Polymers in Concrete, Madeira, 10–12.02.2010, s. 721–728
[3] Gruszczyński M., Aleksiun M., Wasąg T., „Ocena mrozoodporności
betonu modyfikowanego dodatkiem kopolimeru styrenowo-akrylowego na przykładzie betonu użytego do naprawy falochronu wyspowego
w Porcie Gdynia”, Konferencja Dni Betonu 2010, s. 43–53
[4] Gruszczyński M., „Ocena wielkości odkształceń skurczowych
zapraw i betonów cementowych z dodatkiem polimerów” – Cement
Wapno Beton nr 3/2007, s. 139–144
[5] Czarnecki L., „Durability of Concrete Polymer Composites” Int.
Colloquium on Corrosion of Cement Paste, Kraków-Mogilany 1994, 105–112
[6] Czarnecki L., „Influence of polymer admixture on the durability of
concrete”. International Seminar Durability of concrete. Aspects of
admixtures and industrial by-products. Gőteborg 1986. 191–222
[7] Ohama Y., „Handbook of polymer-modified concrete and mortars;
properties and process technology” Noyes Publications, Park Ridge 1995
[8] Ohama Y., Demura K., Kim W. K., „Freeze-thaw durability of polymer-modified mortars using redispersible polymer powders”. 8th Int.
Congress on Polymers in Concrete, Ostende 1995, 251–256
[9] Wheat H., „Using polymers to minimize corrosion of steel in concrete”, Cement and Concrete Composites 1/2002, 119–126
[10] Schorn H., „Fracture behaviour of PCC”. 2nd International Symposium
on Adhesion between Polymers and Concrete, Dresden 1999
W przypadku kompozytów polimerowo-cementowych,
w początkowym okresie dojrzewania obserwowano pojawienie się niewielkiej ekspansji (maks. 0,05 mm/m).
Skurcz betonów modyfikowanych dodatkiem kopolimeru styrenowo-akrylowego stabilizuje się na poziomie 0,08÷0,12 mm/m, co stanowi maks. 35% wartości
skurczu betonu porównawczego. Zatem tego typu betony cementowo-polimerowe można zaliczyć do grupy
materiałów niskoskurczowych.
Analiza wyników badań pokazuje, że dodatek kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 już
w ilości 5% masy cementu powoduje znaczne zmniejszenie odkształceń skurczowych betonu. Powodowane jest
to przenikaniem matrycy cementowej błonami polimerowymi, która otacza ziarna kruszywa i cementu, tworząc
przestrzenną strukturę o budowie przypominającej plaster miodu. Dodatkowym pozytywnym oddziaływaniem
polimeru jest to, że błony polimerowe otaczają ziarna cementu, ograniczając do niego dostęp wody, a tym samym spowalniają proces jego hydratacji. Powstałe w jej
wyniku produkty, a zwłaszcza kryształy portlandytu, charakteryzują się korzystnie zmienioną drobnokrystaliczną
strukturą. Dodatkowo przenikające matrycę cementową
błony polimerowe posiadają zdolność do mostkowania
mikrozarysowań skurczowych [1, 10].
la na znaczące zwiększenie odporności betonu na powierzchniowe złuszczenie, na skutek uszczelnienia
struktury kompozytu przez przenikające matrycę cementową błony polimerowe, a z drugiej strony przez
korzystną modyfikację wymiarowej charakterystyki porowatości betonu.
–– Uzyskanie betonów o dobrej i bardzo dobrej odporności na powierzchniowe złuszczenie możliwe jest przy
obniżeniu wartości wskaźnika w/c poniżej 0,40, i przy
dozowaniu dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego
w granicach 8÷11% masy cementu.
–– Zastosowanie dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego pozwala na istotne (35÷48%) zwiększenie wytrzymałości betonu na zginanie, jak również na obniżenie wielkości odkształceń skurczowych do poziomu
0,1 mm/m, co pozwala na zaliczenie tego kompozytu
do grupy materiałów niskoskurczowych i jest szczególnie istotne w przypadku jego zastosowania do naprawy konstrukcji betonowych.
Wykonane zaroby próbne i uzyskane wyniki badań pozwoliły na wytypowanie odpowiedniej mieszanki betonu cementowo-polimerowego do naprawy konstrukcji
falochronu w Porcie Gdynia. Za optymalną, ze względu
na bardzo dobrą odporność na powierzchniowe złuszczenie w obecności wody morskiej, jak również niską
wartość odkształceń skurczowych i osiągnięcie założonego poziomu wytrzymałości, uznano recepturę o wskaźniku w/c wynoszącym 0,38, przy poziomie dozowania
dodatku kopolimeru styrenowo-akrylowego Estrifan Additiv KD 962 8% w stosunku do masy cementu.
Fotografia 8 przedstawia widok „główki” naprawionej
konstrukcji Falochronu Wyspowego w Porcie Gdynia.
23
TECH-BUD 2013
Niezamierzony efekt częściowego
zamocowania stropów
ze sprężonych płyt kanałowych
Dr inż. Wit Derkowski, Politechnika Krakowska, Wydział Inżynierii Lądowej,
Instytut Materiałów i Konstrukcji Budowlanych
1. Wprowadzenie
Stropy wykonywane z prefabrykatów betonowych (np. żelbetowych czy sprężonych płyt kanałowych) projektuje
się zazwyczaj jako elementy wolnopodparte – takie rozwiązania cechują się prostymi rozwiązaniami połączeń
i jednocześnie są bardzo łatwe obliczeniowo. W praktyce miejsce oparcia prefabrykatu na podporze prawie
nigdy nie stanowi idealnie przegubowego połączenia i –
w konsekwencji – w strefach przypodporowych mogą
powstawać niezamierzone „ujemne” momenty zginające. Ponadto pewne naprężenia rozciągające w tej strefie mogą również powstawać w wyniku odkształceń termicznych, skurczowych i efektów pełzania.
Ponieważ ich efektem dodatkowego momentu podporowego jest zmniejszenie wytężenia projektowanego stropu
w przekroju przęsłowym, to – wg wielu projektantów – nie
uwzględnianie tego zjawiska powoduje zwiększenie bezpieczeństwa konstrukcji. Należy jednak pamiętać, że momenty te przyczyniają się do obniżenia nośności na ścinanie.
Strunobetonowe płyty kanałowe (np. HC, Spiroll), z uwagi na specyfikę procesu technologicznego ich produkcji, nie posiadają żadnego zbrojenia poprzecznego –
jedynym zbrojeniem są podłużne cięgna sprężające,
zazwyczaj umieszczane jedynie w dolnych obszarach
żeberek. Z tego powodu szczególnie niebezpieczna jest
możliwość powstania zarysowania od zginania w strefie przypodporowej, prowadzącego do utraty nośności
na ścinanie. W przypadku, kiedy rysa od zginania znajduje się w bezpośrednim sąsiedztwie lica podpory, siły
poprzeczne przekazywane są na podporę poprzez efekt
dyblowania zbrojenia podłużnego (rys. 1a). Najbardziej
niebezpieczne są rysy umiejscowione w pewnej odległości od podpory (rys. 2b), ponieważ w wyniku efektu
dyblowania zbrojenia może dojść do odspojenia tego
zbrojenia wraz z otuliną betonową.
2. Zjawisko niezamierzonego zamocowania
płyty stropowej
Niezamierzony efekt częściowego zamocowania płyty
stropowej powstaje w wyniku szeregu zjawisk zachodzących w złączu przedstawionym schematycznie na rysunku 2. Można wśród nich wyodrębnić:
–– docisk pochodzący od ścian wyższych kondygnacji
(w budynkach o konstrukcjach ścianowych) – w takiej
sytuacji pojawianie się kolejnych obciążeń płyty stropowej generuje powstawanie ujemnych momentów zginających w strefach przypodporowych. W konstrukcjach
szkieletowych ten efekt zamocowania nie zachodzi;
–– tarcie na górnej i dolnej powierzchni elementu stropowego, zależne od rodzaju materiałów użytych w złączu;
–– przyczepność adhezyjna na styku powierzchni czołowej płyty i betonu wypełniającego styk poprzeczny
wzdłuż osi podpory – naprężenia przyczepności mogą
osiągać wartość wytrzymałości na rozciąganie betonu
Rys. 1.
Efekt powstania
rysy od zginania
w strefie przypodporowej stropowej
płyty kanałowej
24
T ECH - BUD 2 0 1 3
Rys. 3. Szczegół połączenia płyty z belką, z prętami
umieszczanymi przy górnej powierzchni płyty [1]
(1)
gdzie:
Rys. 2. Schemat złącza płyta stropowa – ściana
–– dyblowanie powstałe w wyniku wypełniania końcowych fragmentów kanałów betonem uzupełniającym
układanym w stykach poprzecznych/wieńcach. Pilnowanie zasady, aby przy betonowaniu styków poprzecznych (wzdłuż osi podpory płyty), linia położenia zatyczek
z tworzyw sztucznych zamykających kanały pokrywała się z krawędzią ścian, pozwala na wyeliminowanie
efektu dyblowania;
–– praca prętów zbrojeniowych kotwiących płytę stropową
nad podporą (układanych w stykach podłużnych między
prefabrykatami, w wypełnionych kanałach i/lub w nadbetonie). W tym przypadku, umiejscowienie prętów na wysokości styku ma zasadnicze znaczenie i powinno być wynikiem analizy pracy konstrukcji na etapie projektowania,
a nie przypadkowego ułożenia prętów na budowie. Katalogi czy poradniki dla projektantów, opracowane przez
poszczególnych wykonawców prefabrykatów, sugerują
różne rozwiązania: z prętami umieszczanymi przy górnej powierzchni (rys. 3) [1] lub przy dolnej powierzchni
płyty stropowej (rys. 4) [2]. Otwieranie kanałów i wypełnianie ich betonem z wkładkami zbrojeniowymi stosuje
się głównie dla poprawy nośności na ścinanie, ale również – w przypadku konstrukcji szkieletowych – z uwagi
na wymogi konstrukcyjne. Gdy styk podłużny sąsiednich
płyt wypada wzdłuż osi słupów, takie rozwiązanie pozwala na ominięcie słupa zbrojeniem łączącym płytę stropową z podporą (zwykle układanego w stykach płyt) [3].
Ostatecznie, w wyniku opisanych powyżej mechanizmów,
w płycie stropowej mogą powstać dodatkowe siły wewnętrzne: niezamierzony podporowy „ujemny” moment
zginający MEdf [4] oraz niezamierzona siła podłużna NEdf:
(2a)
a jeżeli styk poprzeczny jest niewypełniony lub jego szerokość jest mniejsza niż 50 mm, to wartość DM jest momentem zginającym wywołanym przez parę sił tarcia
na dolnej i górnej powierzchni prefabrykatu, wyznaczanym z wzoru:
oraz
(2b)
Rys. 4. Szczegół połączenia płyty z belką, z prętami
umieszczanymi przy dolnej powierzchni płyty [2]
(3a)
a w przypadku, gdy styk pracuje jako zarysowany, to:
wypełniającego, dlatego zagadnienie to nie jest pomijalne, a z uwagi na kruchy charakter zniszczenia nie powinno być lekceważone w obliczeniach. W procesie projektowania zazwyczaj przyjmuje się zarysowanie styku
między prefabrykatami a betonem uzupełniającym, jednak w rzeczywistości styki te często pracują jako niezarysowane i wprowadzają pewien stopień nieuwzględnionego zamocowania płyty;
(3b)
W powyższych wzorach przyjęto następujące oznaczenia:
MEds – wartość charakterystyczna maksymalnego, przęsłowego momentu zginającego od obciążeń stałych
dodatkowych (poza ciężarem własnym prefabrykatów
stropowych) i obciążeń zmiennych,
25
TECH-BUD 2013
NEdt, NEdb – wartość obliczeniowa obciążenia pionowego
działającego odpowiednio na górną i dolną powierzchnię prefabrykatu stropowego, przypadającego na płytę
z jednej strony połączenia,
a – głębokość oparcia prefabrykatu,
W – wskaźnik wytrzymałości betonu wypełniającego styk
poprzeczny (z uwzględnieniem powierzchni kanałów),
fyd, Ay – odpowiednio wytrzymałość obliczeniowa stali i pole powierzchni przekroju poprzecznego zbrojenia
połączeniowego (prostopadłego do podpory),
d – odległość środka ciężkości zbrojenia połączeniowego od dolnej powierzchni prefabrykatu,
mb, m0 – współczynnik tarcia, odpowiednio na górnej
i dolnej powierzchni prefabrykatu. Współczynniki te
można przyjmować:
–– dla styku beton – beton – 0,80;
–– dla styku zaprawa – beton – 0,60;
–– dla oparcia płyty na podkładce gumowej lub neoprenowej – 0,25.
W przypadku powstania ujemnego momentu zginającego w strefie przypodporowej płyt kanałowych (zamierzonego lub niezamierzonego) zazwyczaj stosuje
się następujące rozwiązania zdążające do ograniczenia zarysowania tak, aby nie dopuścić do powstania zagrożenia bezpieczeństwa konstrukcji:
–– zastosowanie płyt otworowych sprężonych dodatkowo górnymi cięgnami sprężającymi (dla zmniejszenia długości transmisji w górnych cięgnach stosuje się
cięgna o mniejszych średnicach, np. druty nagniatane
lub profilowane),
–– zastosowanie górnego zbrojenia w stykach podłużnych i/lub wypełnionych kanałach,
–– zastosowanie zbrojonej warstwy nadbetonu konstrukcyjnego.
3. Propozycja zmodyfikowanego wyznaczania
niezamierzonego momentu podporowego
wywołanego pracą zbrojenia połączeniowego
Poważną wątpliwość budzi zapis normowy [4] mówiący, iż moment niezamierzony wywołany umieszczaniem
prętów zbrojeniowych wiążących płytę stropową z podporami (wymagania związane m.in. z zabezpieczeniem
konstrukcji przed możliwością wystąpienia katastrofy
postępującej w wyniku wystąpienia oddziaływań wyjątkowych) wynika z nośności tych prętów – we wzorze (2a) przyjęto, że naprężenia w zbrojeniu równe są
wytrzymałości obliczeniowej stali. Może on prowadzić
do przeszacowania wartości momentu podporowego,
szczególnie w przypadku chętnie obecnie stosowanych
stali o podwyższonej wytrzymałości.
Powstaje zatem pytanie, jaka jest rzeczywista wartość
niezamierzonego momentu podporowego?
Dokładna analiza pracy płyty stropowej pozwala na wyznaczenie rzeczywistych naprężeń w zbrojeniu połączeniowym. Naprężenia te są funkcją odkształcenia prętów
zbrojeniowych na skutek ugięcia płyty stropowej w wy-
26
niku oddziaływań powstałych po zabetonowaniu tych
prętów (najczęściej po wypełnieniu styków lub po ułożeniu nadbetonu).
Znając wartość kąta obrotu płyty nad podporą Θ oraz
sztywności pręta zbrojeniowego w złączu Kt można wyznaczyć siłę F powstałą w zbrojeniu oraz moment podporowy Msup wynikający z pracy tego zbrojenia:
(4)
(5)
gdzie:
–– sztywność wyznaczona może być na podstawie opracowania [5]:
(6)
–– kąt obrotu wyznacza się na podstawie podstawowych
zależności mechaniki budowli.
Dla elementu płyty przegubowo podpartej, obciążonej równomiernie na długości kąt Θ wyrażony jest wzorem:
(7)
Natomiast dla analogicznej płyty częściowo zamocowanej na podporach Θ przyjmuje wartość:
(8)
Ponieważ, jak pokazano we wzorze (8), wielkość kąta
obrotu jest wzajemnie powiązana z wartością momentu
podporowego, to stateczną wartość niezamierzonego
podporowego momentu zginającego wyznaczać należy w procesie iteracyjnym.
4. Nośność na ścinanie sprężonych płyt kanałowych
Zgodnie ze wzorem (6.4) zamieszczonym w PN-EN
1992-1:2008 [6], nośność na ścinanie jednoprzęsłowych elementów sprężonych, nieposiadających zbrojenia na ścinanie, wynika z ograniczenia wielkości głównych naprężeń rozciągających do wartości wytrzymałości
obliczeniowej betonu na rozciąganie, pod warunkiem
że rozpatrywany obszar jest niezarysowany przez zginanie. Norma PN-EN 1168+A3:2011 [4], dedykowana
prefabrykowanym płytom kanałowym, nieznacznie modyfikuje wspomniany wzór z Eurokodu wprowadzając
współczynniki redukcyjne ϕ = 0,8 oraz b = 0,9, traktując go jako uproszczoną metodę sprawdzania nośności na ścinanie (wzór (9)) w przekroju poprzecznym oddalonym o 0,5h od krawędzi podpory.
(9)
W powyższym wzorze wartości bw oraz S wyznacza się
na wysokości środka ciężkości przekroju domniemając,
iż tam powstaną największe naprężenia główne.
T ECH - BUD 2 0 1 3
W normie [4] poza metodą uproszczoną zawarto również
wytyczne dokładnego sprawdzania nośności na ścinanie
z uwzględnieniem dodatkowych naprężeń stycznych tcp
spowodowanych przekazywaniem siły sprężającej na beton. W tej metodzie nie narzuca się konkretnego przekroju poprzecznego, w którym należy weryfikować nośność
na ścinanie – należy obliczeniowo znaleźć przekrój krytyczny, w którym naprężenia główne rozciągające osiągną
wartość maksymalną z uwzględnieniem zmienności siły
sprężającej na długości transmisji. Przyjmuje się, że punkt
krytyczny może znajdować się na innej wysokości niż środek ciężkości, z tym że leży on na linii poprowadzonej
od krawędzi podpory, pod kątem 35° do osi elementu.
(10)
(11)
(12)
5. Przykład obliczeniowy
Przykładowe obliczenia przeprowadzono dla typowej
strunobetonowej płyty kanałowej HC320 (przekrój poprzeczny pokazano na rysunku 5), sprężonej 8 splotami o średnicy 12,5 mm. Prefabrykat wykonany jest z betonu klasy C50/60.
Rozważano konstrukcję szkieletową, w której płyty HC
o rozpiętości 10,0 m oparto na sprężonych belkach typu
R (głębokość oparcia 100 mm). Założono, że w każdym
styku podłużnym między prefabrykatami, w połowie wysokości płyty znajduje się jeden pręt ϕ 12 mm ze stali
klasy AIIIN. Obciążenia użytkowe 5,0 kN/m2, obciążenia stałe dodatkowe 1,0 kN/m2.
Wyznaczony na podstawie wzorów (1–2) niezamierzony moment podporowy wynosi – 26,3 kNm (rozciągane górne włókna).
Rys. 5. Przekrój poprzeczny analizowanej płyty kanałowej
gdzie:
Moment rysujący w strefie przypodporowej płyty strunobetonowej jest zmienny na długości transmisji i waha
się od 63,2 kNm (przy sile sprężającej P=0) do 28,5
kNm (dla Pmax). W odległości 52 cm od czoła elementu (gdzie w dalszej części obliczeń wyznaczono ekstremalną wartość głównych naprężeń rozciągających)
moment rysujący wynosi 52,7 kNm, a zatem można
uznać, że przekrój jest niezarysowany przez zginanie
momentem niezamierzonym. Bazując na informacji podanej w EC-2 [6] można zatem skorzystać z metody
uproszczonej wyznaczania nośności na ścinanie – według ogólnego wzoru z […] nośność ta wynosi 210,4
kN, a z uwzględnieniem specyfiki płyt kanałowych – wg
wzoru (9) – nośność ta została określona na 163,1 kN.
Wartości te nie uwzględniają jednak faktu istnienia niezamierzonego ujemnego momentu zginającego.
Stosując metodę dokładną, podaną w [4], która jest jednak znacznie bardziej skomplikowana, przez co rzadko stosowana przez projektantów, powstaje możliwość
uwzględnienia momentu niezamierzonego. Obliczenia te
wykazują, że w odległości 42 cm od krawędzi podparcia elementu, na wysokości ok. 290 mm od dolnej powierzchni płyty, główne naprężenia rozciągające przekraczają wartość wytrzymałości betonu na rozciąganie.
Oznacza to możliwość pojawienia się rysy ukośnej, której rozwój – z uwagi na brak jakiegokolwiek zbrojenia
poprzecznego – nie jest ograniczany, co może prowadzić do utraty nośności na ścinanie. W takiej sytuacji
nośność elementu na ścinanie powinna być wyznaczana, jak dla elementów zarysowanych – wzór (6.2) z normy [6] – i wynosi ona jedynie 117,2 kN.
Obliczenia niezamierzonego momentu zamocowania,
wywołanego pracą zbrojenia połączeniowego, wykazały, że przy uproszczonym podejściu normowym wynosi on 12,7 kNm, podczas gdy dokładna wartość wyznaczona według zaproponowanego modelu wynosi
tylko 7,6 kNm, tj. o ok. 40% mniej.
Opisany przykład obliczeniowy wykazał, że nieuwzględnianie niezamierzonych momentów podporowych wynikających ze sposobu kształtowania połączeń, a także
bezkrytyczne stosowanie metody uproszczonej może
prowadzić do znacznego przeszacowania obliczeniowej nośności na ścinanie (w analizowanym przypadku
o prawie 40%), a przez to stanowić zagrożenie bezpieczeństwa projektowanej konstrukcji.
BIBLIOGRAFIA
[1] Poradnik dla konstruktorów. Wytyczne do projektowania stropów
z płyt sprężonych typu SP, Prefabet – Białe Błota, 2008
[2] Poradnik projektanta. Strunobetonowe płyty stropowe kanałowe
HC, Consolis Polska, Gorzkowice, 2008
[3] Starosolski W., Konstrukcje żelbetowe według PN-B-03264:2002
i Eurokodu 2, t.1, PWN, Warszawa, 2007
[4] PN-EN1168+A3:2011. Prefabrykaty z betonu – płyty kanałowe,
PKN, Warszawa, 2011
[5] fib Bulletin No. 43, Structural connections for precast concrete buildings, fib, Switzerland, 2008
[6] PN-EN 1992-1:2008. Eurokod 2. Projektowanie konstrukcji z betonu.
Część 1-1: Reguły ogólne i reguły dla budynków, PKN, Warszawa, 2008
27
AWARIE BUDOWLANE
Stan awaryjny
trybuny stadionu w Zielonej Górze
wywołany synchronicznym tańcem kibiców
Prof. dr hab. inż. Krzysztof Wilde, dr hab. inż. Magdalena Rucka,
mgr inż. Karol Grębowski, Katedra Mechaniki Budowli i Mostów, Politechnika Gdańska
1. Wprowadzenie
Nowa trybuna K stadionu żużlowego w Zielone Górze
została wybudowana w latach 2009–2010. W lipcu 2010
roku nastąpiło oddanie jej do użytkowania. Trybuna
ma konstrukcję żelbetową. Belki siedziskowe opierają
się na belkach żelbetowych (rys. 1), które są głównymi
elementami nośnymi. Pochyła belka wolnopodparta,
znajdująca się w dolnej części trybuny jest połączona
przegubowo z górną belką wolnopodpartą ze wspornikiem. Główne belki nośne wsparte są na fundamentach
za pośrednictwem podkładek elastomerowych. Do zakończeń wsporników belek głównych przymocowane
są stalowe słupy zadaszenia. Dach, którego całkowita
rozpiętość wynosi 12 metrów, wykonany jest z dźwigarów drewnianych. Stalowa blacha trapezowa przymocowana jest do płatwi drewnianych.
Trybuna użytkowana jest w specyficzny sposób ze względu na fakt, iż mecze żużlowe należą do sportów wzbudzających ogromne emocje wśród kibiców. Jedną z form
wyrażania emocji przez kibiców na stadionie w Zielonej
Górze jest taniec zwany „Labado”. W tańcu tym kibice
kładą ręce na barki sąsiada i wykonują równoczesne
podskoki w rytm śpiewanej piosenki zawierającej słowa
„..tańczymy labado, labado …”. Rytm, do którego śpiewana jest piosenka i wykonywany taniec, wybijany jest
na bębnach przez animatorów wspierających kibicowanie. Kibice rozpoczynają taniec powolnym podskokami,
a po około 30 sekundach ich rytm podskoków stabilizuje się i wywołuje pionową siłę periodyczną o częstotliwości bliskiej 2,2 Hz. W 2010 roku zauważono, że taniec kibiców wywołuje wzmożone drgania konstrukcji,
co wywołało dyskusję o bezpieczeństwie użytkowania
nowej trybuny. Badania ukierunkowane na ocenę szkodliwości drgań zostały wykonane w latach 2010–2011
przez zespół z Uniwersytetu Zielonogórskiego [1], [2],
a następnie w latach 2011–2012 przez zespół z Politechniki Gdańskiej [3], [4], [5].
Celem niniejszej pracy jest przedstawienie przyczyn
nadmiernej wrażliwości dynamicznej konstrukcji trybuny
na wymuszenia tańcem kibiców oraz opisanie procesu
wzmacniania konstrukcji obiektu i jego wpływu na charakterystyki dynamiczne konstrukcji.
2. Badania konstrukcji w latach 2010–2011
Przedmiotem ekspertyzy [1] była ocena stanu technicznego trybuny, wykonanie badań dynamicznych oraz ocena szkodliwości drgań. W trakcie przeglądu konstrukcji
zauważono spękania głównych belek konstrukcji trybuny, o rozwartości od 0,1 do 0,3 mm i długości do 50 cm,
biegnących pionowo i ukośnie od górnej części belek żel-
Rys. 1. Badana trybuna stadionu żużlowego oraz przekrój przez trybunę
28
AWA R I E BUDOWLANE
a)
b)
betowych. W wyniku pomiarów zidentyfikowano pierwszą
częstość drgań własnych jako 2,45 Hz. Maksymalną amplitudę drgań końca drewnianego dachu zarejestrowano
podczas zawodów i wynosiła ona od +35 do –28 mm [1].
Ekspertyza kończy się wskazaniem konieczności wzmocnienia węzła podporowego stalowej konstrukcji wsporczej dachu z uwagi na nadmierne drgania.
W kolejnym etapie prac [2] dokonano weryfikacji poprawności konstrukcyjnej wykonanego wzmocnienia trzech
ram nośnych zadaszenia. Wzmocnienie to będzie w dalszej części pracy określane jako wzmocnienie I. Wzmocnienie I wykonano w formie podparcia drewnianych dźwigarów dachowych za pomocą słupów stalowych (rys.
1) z założeniem przestrojenia konstrukcji w taki sposób,
by częstotliwość drgań własnych przesunąć z 2,45 Hz
do ok. 4 Hz [2]. W wyniku badań dynamicznych pomierzono, iż pierwsza częstotliwość drgań własnych wynosi
4,9 Hz. Zauważono także prążek o częstotliwości 3,2 Hz
co zostało określone jako: „…fakt ten budzi niepokój,
gdyż jest to wartość zbyt bliska granicznej wartości dopuszczalnej normowo dla tej konstrukcji (3,0 Hz)” [2].
3. Badania konstrukcji w latach 2011–2012
Pomimo wykonania zaleconego w [1] i [2] wzmocnienia,
wątpliwości dotyczące wrażliwości dynamicznej obiektu zostały sformułowane przez projektanta obiektu. Zespół z Politechniki Gdańskiej przeprowadził kompleksowe badania dynamiki trybuny na bazie wymuszeń
środowiskowych z użyciem wzbudnika elektrodynamicznego oraz wzbudzeniem synchronicznym tańcem
kibiców. Pomiary wykonano w dwóch etapach: w stanie po wzmocnieniu I (trzema słupkami stalowymi) oraz
w stanie po wzmocnieniu II (cięgnami zamocowanymi
w obrębie połaci dachowych).
Przedmiotem badań po wzmocnieniu I była wybrana sekcja trybuny stadionu żużlowego o numerze K4 (rys. 2).
Wyboru trybuny dokonano z uwzględnieniem informaPR zeglĄ d bu d ow l an y 1/2014
cji dotyczących badań dynamicznych przeprowadzonych przez zespół z Uniwersytetu Zielonogórskiego. Pomiary drgań przeprowadzono w 9 punktach konstrukcji,
w trzech z nich badano przyspieszenia w kierunku pionowym, w kolejnych trzech badano przyspieszenia w dwóch
kierunkach, zaś w trzech ostatnich punktach mierzono
przyspieszenia trzykierunkowo, co dało łącznie 18 pomiarów przyspieszeń konstrukcji rozmieszczonych jak
na rysunku 2a. Kierunek 19 to przyspieszenie mierzone na ruchomej masie wzbudnika (tylko podczas testów
harmonicznych). Do pomiarów użyto akcelerometry trójosiowe PCB T356B18 oraz przenośny system do pomiaru
oraz analizy drgań LMS SCADAS. Dodatkowo wykonywano pomiary przemieszczeń za pomocą czujników indukcyjnych w punktach a5 i a8 (na końcu dwóch belek betonowych) oznaczonych odpowiednio symbolami d1 i d2.
Wpływ rzeczywistych sił dynamicznych generowanych
przy tańcu „Labado” zrealizowano dzięki kibicom, którzy na prośbę władz klubu przyszli wziąć udział w pomiarach. W badaniach kibice zaprezentowali dwie formy aktywnego kibicowania: tzw. „Szkocję” i taniec „Labado”.
„Robiąc” Szkocję kibice wykonują pojedyncze podskoki
na uderzenie bębna zaczynając bardzo wolno, a kończąc
niesynchronicznymi podskokami. W tańcu „Labado” wyraźna jest druga faza, w której występują synchroniczne
skoki o stałej częstotliwości prawie wszystkich kibiców.
W badaniach udział wzięło udział około 400-450 osób.
Najniekorzystniejsze ustawienie, w którym tańczący kibice znajdują się na dole trybuny oraz na górnej części
trybuny (4 rzędy nad częścią wspornikową) pokazane
jest na rysunku 3. Przy takim ustawieniu, maksymalne
pomierzone przemieszczenia dynamiczne końca wspornika betonowego wyniosły 5 mm, a maksymalne amplitudy drgań swobodnej krawędzi zadaszenia osiągnęły
wartość 12 mm. Drganiom trybuny towarzyszyły efekty
akustyczne spowodowane zderzeniami prętów stężeń
połaciowych oraz kolizjami innych peryferyjnych elementów wyposażenia stadionu. W przypadku, gdy kibice tań-
Rys. 2. Rozmieszczenie punktów pomiarowych: a) stan po wzmocnieniu I; b) stan po wzmocnieniu II
29
AWARIE BUDOWLANE
Rys. 3. Testy dynamiczne z udziałem kibiców (najniekorzystniejsze ustawienie, kibice tańczą „Labado” na dolnej
i najwyższej, wspornikowej części trybuny)
czyli „Labado” w dolnej i środkowej strefie trybuny (rzędy
od 1 do 21) to pomierzone maksymalne przemieszczenia
wniosły: 0,51 mm dla wspornika betonowego i 1,3 mm
dla swobodnej krawędzi zadaszenia. Dominujące częstotliwości z jakimi drgał wspornik betonowy to 2,2 Hz
oraz 4,4 Hz dla zadaszenia.
Obciążenie harmoniczne wzbudzano za pomocą wzbudnika sił harmonicznych dostosowanego do pracy na żelbetowej konstrukcji trybun. Wzbudnik znajdował się nad
osią belki żelbetowej oraz w 1/2 rozpiętości między belkami. Dla pomiarów wzbudnikiem wymuszenie harmoniczne przykładane było w formie sinusoidy o płynnie
regulowanej częstotliwości od 1 Hz do 8 Hz, co umożliwiło wzbudzenie całego zakresu częstotliwości z zakresu potencjalnie wzbudzanych przez kibiców.
Wyniki analizy w dziedzinie częstotliwości przykładowego
sygnału w punkcie znajdującym się na końcu wspornika
betonowego po wzmocnieniu I widoczne są na rysunku
4. Uśredniając wyniki pomiarowe, w badanym przedziale 2 Hz do 5 Hz, uzyskano strefy rezonansowe w pobliżu
częstotliwości: 3,0 Hz, 3,4 Hz, 3,9 Hz, 4,4 Hz oraz 4,6 Hz.
Przykładowe postacie drgań odpowiadające częstotliwościom 3,4 Hz oraz 4,6 Hz pokazano na rysunku 5. Kierunki
i wartości przemieszczeń dla poszczególnych stopni swobody pokazane są za pomocą wektorów i wartości liczbowych. Stwierdzono, że postać drgań własnych, odpowiadająca częstotliwości 4,6 Hz, posiada dominujący wpływ
na całkowite amplitudy drgania dachu. Uzyskane wyniki
stref rezonansowych w okolicach 3,0 Hz i 3,4 Hz są bliskie częstotliwości 3,2 Hz pomierzonej w ekspertyzie [2].
Przykładowy sygnał pomierzony na końcu wspornika
betonowego konstrukcji po wzmocnieniu II pokazuje
rysunek 6. Analiza transformat Fouriera sygnałów pomiarowych wskazuje na obecność następujących stref
częstotliwości rezonansowych konstrukcji: 3,15 Hz,
3,45 Hz, 4,15 Hz, 4,8 Hz. Rysunek 7 przedstawia porównanie eksperymentalnych funkcji transmitancji widmowych dla konstrukcji po wykonaniu wzmocnień I i II.
Poszczególne strefy rezonansowe zostały przesunięte
w kierunku wyższych częstotliwości.
4. Analizy numeryczna przestrzennego
wzmocnienia konstrukcji trybuny
Wzmocnienie I, wykonane w formie dodatkowych słupów stalowych łączących wspornik betonowy z drewnia-
Rys. 4.
Sygnał pomiarowy w dziedzinie częstotliwości drgań
pionowych końca wspornika
betonowego (w kierunku a5,
stan po wzmocnieniu I)
Rys. 5. Eksperymentalnie wyznaczone postaci drgań dla 3,4 Hz oraz 4,6 Hz (stan po wzmocnieniu I)
30
AWA R I E BUDOWLANE
Rys. 6.
Sygnał pomiarowy w dziedzinie częstotliwości drgań
pionowych końca wspornika
betonowego
(w kierunku a18, stan
po wzmocnieniu I + II)
x 10
-3
wzmocnienie I
wzmocnienie I+II
1
Rys. 7.
Eksperymentalne funkcje
przejścia dla końca wspornika betonowego w pomiarach po wzmocnieniu I oraz
po wzmocnieniu I +II
0
-1
-2
2
2.5
3
3.5
f [Hz]
4
nym dźwigarem zadaszenia, znacząco wzmocniło konstrukcję zmniejszając amplitudy drgań obiektu. Jednak,
ze względów funkcjonalnych dodatkowe słupy zostały
zamocowane relatywnie blisko głównych słupów oraz
z powodów konstrukcyjnych dolne połączenie dodatkowych słupów zostało wykonane w taki sposób, aby
nie była przenoszona siła rozciągająca. Celem przedstawionej analizy numerycznej jest sprawdzenie efektywności wzmocnienia konstrukcji poprzez wprowadzenie
dodatkowych stężeń połaciowych i stężeń pionowych.
Rozwiązanie to wybrano spośród 9 rozważanych wariantów dodatkowego wzmocnienia obiektu.
Model MES trybuny z dodatkowymi stężeniami połaciowymi i stężeniami pionowymi pokazany jest na rysunku 8.
Belkowy Model MES wykonany został na bazie dokumentacji projektowej obiektu. Podstawowe parametry modelu
zostały wyznaczone na bazie szczegółowych modeli z zastosowaniem elementów bryłowych, w których uwzględniono położenie prętów zbrojeniowych (rys. 8) i szczegóły
podparcia belek takie jak podkładki elastomerowe i kotwy.
W modelach uwzględniono zarysowanie elementów betonowych poprzez obniżenie wartości modułu sprężystości betonu. Parametry modeli MES aktualizowano na bazie danych pomiarowych uzyskanych z pomiarów in situ.
4.5
5
Przykładowa pierwsza postać drgań własnych wyznaczona numerycznie pokazana jest na rysunku 9. Analiza dynamiczna pokazała, że w przedziale od 2,9 Hz
do 5 Hz znajduje się co najmniej 15 częstości drgań własnych. Taka duża liczba częstotliwości drgań własnych
jest naturalna dla przestrzennej konstrukcji wykonanej
z powtarzających się elementów. Założeniem wzmocnienia II jest wymuszenie przestrzennej pracy konstrukcji i oddalenie od siebie częstotliwości drgań własnych
znajdujących się w strefie 4,3 Hz – 4,7 Hz, tak aby wyeliminować zjawisko dudnienia, charakterystyczne dla
wzbudzania dwóch bardzo bliskich siebie częstotliwości drgań własnych.
Na rysunku 10 pokazano wizualizacje drgań wykonane przy obciążeniu trybuny synchronicznie tańczącym
tłumem ludzi znajdującym się w rzędach 22–25 całego obiektu. Zastosowane obciążenie dynamiczne jest
funkcją periodyczną składającą się z fazy kontaktu (impuls sinusoidalny) i fazy lotu (brak obciążenia). Funkcja
obciążenia skaczącym tłumem nie jest ujęta w przepisach normowych. Całkowanie równań ruchu przeprowadzono metodą Newmarka-Wilsona. Rysunek 10a pokazuje, na rzucie z góry, relacje amplitud drgań stopni
swobody obiektu w przypadku, gdy stężenia połacio-
imag(Hbeton)
2
Rys. 8.
Modele trybuny
w formalizmie
metody
elementów
skończonych
31
AWARIE BUDOWLANE
Rys. 9.
Pierwsza, numeryczna postać
drgań własnych trybuny
ze wzmocnieniem I i II
we i pionowe zamocowane są zgodnie z projektem
czyli co dwa pola. Rysunku 10b przedstawia charakter
drgań dla stężeń zainstalowanych w każdym polu zadaszenia. Zainstalowanie stężeń powoduje usztywnienie
konstrukcji dachu i zmianę przestrzennego charakteru jego drgań. Obliczona amplituda drgań od synchronicznego tańca kibiców na całym obiekcie w rzędach
22–25 wyniosła 3,6 mm na końcu wspornika betonowego i 5 mm na swobodnym końcu zadaszenia. Metoda
wzmocnienia II powoduje nieznaczną redukcję drgań
wsporników betonowych oraz znaczące zmniejszenie
amplitud drgań swobodnego końca zadaszenia. Warunkiem poprawnej pracy stężeń jest obecność wstępnej siły sprężającej, która gwarantuje poprawną pracę stężeń w trakcie drgań. Redukcja amplitud drgań
wsporników betonowych jest problematyczna, ponieważ to one przejmują główną część sił dynamicznych
generowanych przez kibiców tańczących praktycznie
bezpośrednio na nich.
5. Uwagi końcowe
W pracy przedstawiono wyniki badań doświadczalnych
i numerycznych trybuny stadionu żużlowego w Zielonej
Górze. Powodem podjęcia badań były nadmierne drgania trybuny, w szczególności pionowe oscylacje swobodnego końca zadaszenia. Konstrukcja została wzmocniona w dwóch etapach. Wzmocnienie I zrealizowano
przez dodanie stalowych słupów łączących wsporniki betonowe z drewnianymi dźwigarami zadaszenia,
a wzmocnienie II stanowiły stężenia pionowe słupów
stalowych oraz stężenia połaciowe na wszystkich polach konstrukcji zadaszenia. Zastosowane wzmocnienia znacząco ograniczyły amplitudy drgań konstrukcji
trybuny, umożliwiając jej bezpieczne użytkowanie.
Zastosowanie formy architektonicznej konstrukcji, skutkującej schematem statycznym, w którym na końcu
a)
32
wspornika betonowego trybuny zamocowany jest wspornikowy słup stalowy konstrukcji dachu, a na nim zamocowane są pracujące jak wsporniki dźwigary zadaszenia (rys. 1) musi skutkować wrażliwością na obciążenia
dynamiczne przyłożone do części wspornikowej belek
betonowych. Obiekty sportowe muszą zapewniać swobodę zachowania się kibiców zebranych na trybunach,
a wszystkie ich możliwe tańce i sposoby dopingowania swojej ulubionej drużynie muszą być uwzględnione w procesie projektowania i realizacji. W przypadku
trybuny stadionu żużlowego w Zielonej Górze najskuteczniejszym rozwiązaniem eliminującym problem drgań
byłoby podparcie końców wsporników żelbetowych
w formie słupów zamocowanych w podłożu.
BIBLIOGRAFIA
[1] Marcinowski J., Dyszak W., Błażejewski P., Gil J., Wiśniewski T.,
Drzewiecki M., Ekspertyza techniczna: ocena szkodliwości drgań
zadaszenia stadionu żużlowego przy ulicy Wrocławskiej w Zielonej
Górze. Uniwersytet Zielonogórski 2010
[2] Marcinowski J., Dyszak W., Błażejewski P., Gil J., Wiśniewski T.,
Drzewiecki M., Ekspertyza techniczna: próba wzbudzenia drgań swobodnych konstrukcji zadaszenia trybuny podpartej słupami nie przenoszącymi rozciągania. Uniwersytet Zielonogórski 2011
[3] Wilde K., Rucka M., Rutkowski T., Orzeczenie techniczne dotyczące eksperymentalnego określenia częstotliwości drgań własnych konstrukcji żelbetowej stadionu żużlowego w Zielonej Górze, Politechnika
Gdańska 2011
[4] Wilde K., Rucka M., Rutkowski T., Żelazkiewicz J., Ekspertyza techniczna dotycząca eksperymentalnego określenia formy drgań własnych
konstrukcji trybuny stadionu żużlowego w Zielonej Górze z uwzględnieniem oddziaływań grupy kibiców, Politechnika Gdańska 2011
[5] Wilde K., Rucka M., Rutkowski T., Grębowski R., Ekspertyza techniczna dotycząca eksperymentalnego określenia częstości i postaci
drgań własnych wzmocnionej konstrukcji trybuny stadionu żużlowego
w Zielonej Górze, Politechnika Gdańska 2012
[6] Wilde K., Rucka M., Eksperymentalna analiza modalna stadionu
w Zielonej Górze. Zeszyty Naukowe Politechniki Rzeszowskiej, Seria:
Budownictwo i Inżynieria Środowiska, nr 276, z. 58, 421–428, 2011 (57
Konferencja Naukowa Komitetu Inżynierii Lądowej i Wodnej PAN oraz
Komitetu Nauki PZITB)
b)
Rys. 10.
Rzut z góry dachu trybuny obciążonej synchronicznym skokami ludzi
z pokazaniem amplitud
drgań: a) konstrukcja
z wzmocnieniem I;
b) konstrukcja z wzmocnieniami I + II
AWA R I E BUDOWLANE
Usterki wilgotnościowe w obszarze
wewnętrznego patio komunikacyjnego
jako następstwo sposobu eksploatacji
oraz błędów projektowych i wykonawczych
1. Wprowadzenie
Błędy projektowe oraz wykonawcze mają bezpośredni
wpływ na bezpieczeństwo konstrukcji i bezpieczeństwo
użytkowania budynków. Dotyczy to nie tylko projektowania i wykonawstwa elementów podstawowego układu konstrukcyjnego, ale odnosi się również do warstw
wykończeniowych elementów budynku, takich jak tarasy oraz balkony [1–2]. Sposób eksploatacji tarasów,
w tym wykonanych w technologii stropodachu odwróconego, bardzo często ma istotny wpływ na rozszerzenie występujących usterek, głównie pochodzenia
wilgotnościowego [3–4]. Usuwanie usterek tarasów
w użytkowanych wielorodzinnych budynkach mieszkalnych jest skomplikowane organizacyjnie, ponieważ
obiekty te są najczęściej cały czas eksploatowane [5].
Sytuacja ta dotyczy przede wszystkim fragmentów tarasów użytkowanych w ramach tzw. części wspólnych
budynków jako przestrzenie komunikacyjne. Celem artykułu jest przedstawienie wpływu popełnionych błęa)
dów projektowych oraz wykonawczych, jak również
późniejszej eksploatacji wewnętrznego patio komunikacyjnego, które skumulowane, doprowadziły po latach do powstania stanu przedawaryjnego tarasu wykonanego w technologii stropodachu odwróconego,
widocznych w postaci rozległych usterek wilgotnościowych w obszarze podziemnej hali garażowej. W artykule przedstawiono zaproponowany sposób usunięcia występujących usterek tarasu.
2. Dane ogólne
Budynek zrealizowany został w połowie lat 90-tych XX
wieku w technologii tradycyjnej, udoskonalonej, jako
4-kondygnacyjny, częściowo podpiwniczony. Podziemna hala garażowa zrealizowana została pod znaczną częścią rzutu budynku – obrys rzutu kondygnacji podziemnej
nie pokrywał się z rzutem kondygnacji budynku w poziomie parteru (rys. 1). Stropy międzykondygnacyjne zaprojektowane zostały jako płyty żelbetowe, monolitycz-
Dr inż. Maciej Niedostatkiewicz,
Wydział Inżynierii Lądowej i Środowiska,
Politechnika Gdańska
b)
Rys. 1. Rzut budynku w poziomie: a) podziemia, b) parteru
33
AWARIE BUDOWLANE
a)
b)
Rys. 2. Przekrój budynku: a) poprzeczny, b) podłużny
ne, krzyżowo-zbrojone. Ściany w poziomie kondygnacji
podziemnej zaprojektowano jako żelbetowe monolityczne, w poziomie kondygnacji nadziemnych z cegły ceramicznej pełnej (fb=15 MPa, fm=3 MPa (M3)) ze słupami
żelbetowymi, monolitycznymi z grubości murów. Mury zewnętrzne ocieplono według rozwiązań technologii BSO
(Bezspoinowy System Ocieplenia) polistyrenu ekspandowanego (styropianu – EPS). Część ścian nadziemnych,
między innymi w obszarze klatek schodowych zaprojektowana została jako żelbetowe, monolityczne. Stropodachy kondygnacji nadziemnych zaprojektowano jako niewentylowane, ocieplone materiałem termoizolacyjnym,
w technologii dachu odwróconego. Wewnętrzne patio
usytuowane było wewnątrz bryły budynku i stanowiło,
w poziomie parteru element komunikacji pomiędzy poszczególnymi klatkami schodowymi (rys. 2). Dokumentacja projektowa przewidywała wykonanie układu warstw
tarasu komunikacyjnego według rozwiązań właściwych
dla technologii stropodachu odwróconego.
3. Opis usterek wewnętrznego patio
komunikacyjnego
W trakcie tzw. rocznego przeglądu budynku (Kontrola stanu technicznego obiektu budowlanego) stwierdzono rozległe usterki i uszkodzenia pochodzenia wilgotnościowego stropu nad podziemną halą garażową w obszarze
odpowiadającym wewnętrznemu patio (rys. 3). Szczególnie intensywne były ślady zawilgocenia występująa)
b)
ce w miejscu wykonanych przez mieszkańców budynku
przewiertów przez strop. Stwierdzono, że nawierzchnia
patio wewnętrznego wykonana została z kostki betonowej o grubości 6 cm, a odprowadzenie wody opadowej
z powierzchni patio odbywało się poprzez klasyczne wpusty podłogowe (rys. 4). Na podstawie wykonanych odkrywek ustalono, że kostka betonowa ułożona została na warstwie podsypki piaskowej o grubości 6 cm, poniżej której
ułożono warstwę geowłókniny. Izolację termiczną wykonano z polistyrenu ekspandowanego (styropianu – EPS)
o strukturze zwartej. Zastosowano frezowane płyty o grubości 5 cm, stwierdzono zawilgocenie materiału termoizolacyjnego. Na konstrukcji stropodachu ułożone zostały 2
warstwy podkładowej papy termozgrzewalnej o grubości 4 mm na osnowie poliestrowej (fot. 5). Wierzch płyty stropowej został zagruntowany materiałem bitumicznym przed realizacją warstw wykończeniowych tarasu.
4. Analiza stanu technicznego wewnętrznego
patio komunikacyjnego
Dokumentacja projektowa przewidywała wykonanie
warstw w kolejności zbliżonej do układu w tzw. stropodachu odwróconym [4–5], w którym izolacja przeciwwodna znajduje się poniżej izolacji termicznej – opisaną poniżej kolejność warstw przywołano na podstawie
dokumentacji projektowej:
a) kostka betonowa 8 cm – zalecenie wykonania nawierzchni z kostki betonowej było rozwiązaniem dopuszc)
Rys. 3. Usterki wilgotnościowe w obszarze podziemnej hali garażowej: a) zawilgocenia stropu oraz ściany wewnętrznej,
b) zawilgocenie słupa, c) zacieki w wyniku przewiertu przez warstwy wykończeniowe patio
34
AWA R I E BUDOWLANE
a)
Na podstawie wykonanych odkrywek ustalono, że warstwy stropu nad podziemną halą garażową zrealizowane zostały w następującym układzie:
a) kostka betonowa 6 cm – wykonana nawierzchnia
patio wewnętrznego zrealizowana została z kostki betonowej o grubości zaniżonej o 2 cm w stosunku do zaleceń zamieszczonych w dokumentacji projektowej. Ponadto kostka dociążona została donicami z roślinnością,
w wyniku czego część kostek uległa pęknieciu. Miejsca
lokalnego obciążenia nawierzchni, a pośrednio stropu,
są potencjalnymi miejscami powstawania przecieków.
Należy również zauważyć, że zastosowanie wpustów
podłogowych, stosowanych w przypadku nawierzchni jednorodnych, np. z gładzi betonowej lub okładziny z płytek mrozoodpornych typu gres jest poważnym
błędem wykonawczym: woda opadowa spływając powierzchniowo penetruje pomiędzy kostkami betonowymi i nie jest odprowadzana do wpustów, których otwory
wlotowe znajdują się w poziomie wierzchu nawierzchni, w przeciwieństwie do otworów we wpustach przeznaczonych do stosowania w stropodachach odwróconych, które znajdują się również poniżej nawierzchni
b)
Rys. 4. Patio wewnętrzne: a) widok warstwy wykończeniowej w postaci okładziny z kostki betonowej z pokazaniem zabudowy roślinnością ozdobną, b) szczegół wpustu podłogowego w zbliżeniu
mieć jako konieczność zastosowania płyt z polistyrenu
ektrudowanego (styrodur – XPS – nazwa FLOORMATE
jest nazwą handlową płyt ze styroduru firmy DOW).
e) 2 x papa termozgrzewalna przyklejona płaszczyznowo na zatarty beton – w dokumentacji projektowej
nie zaznaczono konieczności zastosowania papy termozgrzewalnej na welonie poliestrowym, nie podano
symbolu literowo-liczbowego papy uwzględniającego
jej właściwości mechaniczne,
f) płyta żelbetowa w spadku 1% – zalecenie wykonania spadku w górnej powierzchni płyty było rozwiązaniem bardzo poprawnym, zdecydowanie lepszym niż
realizacja spadku przy pomocy nadbetonu wykonywanego oddzielnie, co mogłoby skutkować w okresie eksploatacji miejscowym rozwarstwieniem, w szczególności
w miejscu pocienienia betonu spadkowego. Należy zauważyć, że w okresie użytkowania budynku rozwiązanie
konstrukcji płyty stropu nad podziemną halą garażową
nie wpływało na zakres usterek w obszarze patio.
czalnym. Niedoskonałością projektu było dopuszczenie możliwości ustawiania na warstwach tarasu donic
z roślinnością – w dokumentacji projektowej nie został
określony dopuszczalny maksymalny ciężar oraz rozmiar donic, a rysunki zamieszczone w projekcie budowlanym wskazywały na możliwość ustawiania roślinności
o wysokości zbliżonej do wysokości kondygnacji (rys. 2).
Ponadto dokumentacja projektowa nie rozwiązywała
szczegółu odprowadzenia wód opadowych w zakresie doboru wpustu dachowego,
b) podsypka piaskowa min. 3 cm – dokumentacja projektowa nie obejmowała szczegółowych zaleceń dotyczących sposobu wykonania podbudowy pod kostkę
betonową, w tym stopnia zagęszczenia podsypki piaskowej oraz jej struktury w zakresie uziarnienia,
c) geowłóknina – w dokumentacji projektowej nie zamieszczono szczegółowych zaleceń odnośnie parametrów technicznych jakimi powinna charakteryzować się
planowana do zastosowania tkanina geotechniczna,
d) FLOORMATE 700 – zalecenie wykonania izolacji termicznej z płyt FLOORMATE 700 o grubości 5 cm było
zaleceniem jak najbardziej poprawnym i należy je rozu-
(w grubości warstw wykończeniowych). Zamontowane
wpusty dachowe nie posiadały wbudowanych niskonapięciowych grzałek elektrycznych przeciwdziałających
tworzeniu się korków lodowych,
b) podsypka piaskowa 6 cm – wykazywała zawilgocenia ze względu na brak możliwości odprowadzenia wody
przesiąkającej pomiędzy kostkami betonowymi,
c) geowłóknina – zastosowana geowłóknina spełniała wymagania dla materiałów przewidzianych do wbudowania w stropodachy odwrócone,
d) polistyren ekspandowany (styropian-EPS) 5 cm –
zastosowanie jako materiału termoizolacyjnego w poziomie wierzchu stropu nad podziemną halą garażową odkształcalnego polistyrenu ekspandowanego (styropianu
– EPS) zamiast polistyrenu ekstradowanego (styroduru
– XPS) było bardzo poważnym błędem wykonawczym:
styropian charakteryzuje się zwiększoną nasiąkliwością
w stosunku do styroduru oraz zwiększoną odkształcalnością. Podwyższona odkształcalność przyczyniała się
35
AWARIE BUDOWLANE
36
do deformacji nawierzchni z kostki betonowej, co prowadziło do powstawania zastoisk wody na powierzchni patio wewnętrznego, natomiast zwiększona nasiąkliwość powodowała, że w styropianie gromadziła się
woda opadowa, która grawitacyjnie przedostawała się
do wnętrza podziemnej hali garażowej przez nieszczelności izolacji wodochronnej (przeciwwodnej).
Próbki wbudowanego styropianu stanowiącego ocieplenie stropu nad podziemną halą garażową poddano analizie ze względu na stopień jego zawilgocenia.
Badania przeprowadzono metodą suszarkowo-wagową zgodnie z wymaganiami normy PN-EN ISO 12570
Cieplno-wilgotnościowe właściwości materiałów i wyrobów budowlanych. Określanie wilgotności przez suszenie w podwyższonej temperaturze. Na podstawie wyników pomiarów ustalono, że wilgotność masowa Um [%]
wbudowanego styropianu wynosi 133,52%. W stanie powietrzno-suchym wilgotność masowa styropianu wynosi 5%, co powoduje, że występuje ≈26-krotne przekroczenie warunków, w których zachowana jest normowa
termoizolacyjność płyt styropianowych (rys. 5). W takiej
sytuacji styropian nie spełnia funkcji izolacji termicznej,
a ulegając sukcesywnemu zawilgoceniu, w połączeniu
z brakiem szczelności izolacji wodochronnej (przeciwwodnej), przyczynia się do destrukcji stropu nad podziemną halą garażową.
Czynnikiem wpływającym na bardzo duże zawilgocenie styropianu był również fakt, że wbudowany styropian nie był przeznaczony do przenoszenia obciążeń
występujących w ciągach komunikacyjnych. Na podstawie oceny organoleptycznej, wbudowany styropian
można było zakwalifikować jako styropian odmiany M20
– według dawnych oznaczeń (PS-E FS15 – według aktualnie obowiązujących oznaczeń). Zgodnie z zaleceniami zamieszczonymi w aktualnie obowiązującej normie
PN-EN 13163:2004 Wyroby do izolacji cieplnej w budownictwie. Wyroby ze styropianu (EPS) produkowane
fabrycznie. Specyfikacja, jak również w normie już nieobwiązującej, jednak bardzo powszechnie stosowanej
w praktyce inżynierskiej PN-B-20130:1999 i PN-B-20130/
Az1:2001 Wyroby do izolacji cieplnej w budownictwie
– płyty styropianowe (PS-E) jako izolację termiczną ciągów komunikacyjnych w halach przemysłowych, parkingów oraz garaży powinno zastosować się styropian
M40 lub M50 – według dawnych oznaczeń (PS-E FS30
lub PS-E FS40 – według aktualnie obowiązujących oznaczeń). Jednak niezależnie od wytrzymałości odmiany
styropianu rozwiązaniem zdecydowanie bardziej poprawnym byłoby zastosowanie styroduru, tak jak przewidywała to dokumentacja projektowa,
e) izolacja wodochronna (przeciwwodna) z papy
termozgrzewalnej – na etapie realizacji tarasu zastosowano jako izolację wodochronną dwie warstwy papy
na osnowie poliestrowej zamiast na welonie poliestrowym
co jest rozwiązaniem bardziej niekorzystnym ze względu na obniżoną odkształcalność arkuszy papy. Ponadto
w czasie układania arkuszy papy nie zachowano zasady
a)
b)
Rys. 5. Układ warstw wykończeniowych stropu nad podziemną halą garażową w obszarze patio: a) widok odkrywki,
b) szczegół materiału termoizolacyjnego – polistyrenu ekspandowanego (styropianu – EPS)
przesunięcia styków podłużnych i poprzecznych, a ponadto nie wykonano tzw. pełnego przetopu wzdłuż krawędzi arkuszy (brak widocznego wypłynięcia lepiszcza
bitumicznego). Wykonane przez mieszkańców w okresie eksploatacji budynku przewierty przez strop nad
podziemną halą garażową były bezpośrednią przyczyną usterek wilgotnościowych powstałych jako następstwo perforacji izolacji przeciwwodnej,
f) płyta stropowa – nie zaobserwowano usterek świadczących o występowaniu w płycie stropownej przekroczenia warunków normowych Stanu Granicznego Nośności
(SGN) oraz Stanu Granicznego Użytkowania (SGU).
5. Rozwiązanie projektowe usunięcia usterek patio
Uwzględniając stan techniczny stropu nad podziemną
halą garażową w części użytkowanej jako wewnętrzne
patio komunikacyjne zaproponowana została rozbiórka
istniejącego układu warstw tarasu oraz ich odtworzenie
z zachowaniem poprawności zasad realizacji stropodachów odwróconych:
a) usunięcie nasadzeń zieleni typu niskiego,
b) usunięcie istniejącej warstwy wykończeniowej patio wewnętrznego do poziomu wierzchu płyty stropowej nad podziemną halą garażową,
c) dostosowanie ilości wpustów dachowych do powierzchni zlewni, wykonanie ewentualnych przewiertów przez strop w przypadku konieczności zwiększenia ilości wpustów dachowych,
AWA R I E BUDOWLANE
6. Podsumowanie
Przyczyną przedawaryjnego stanu technicznego budynków lub ich części bardzo często są zarówno błędy
zarówno projektowe, jak również wykonawcze, a sam
sposób eksploatacji przyczynia się do pogorszenia ich
stanu technicznego. Sytuacja taka miała miejsce również w przedstawionym przypadku tarasu usytuowanego nad podziemną halą garażową.
Do głównych niedoskonałości projektowych w odniesieniu do patio wewnętrznego należy brak zamieszczenia
w projekcie budowlanym rozwiązania detali izolacji wodochronnej stropu nad podziemną halą garażową oraz brak
szczegółowego rozwiązania odprowadzenia wód opadowych w zakresie doboru wpustu dachowego dla przyjętego układu warstw w technologii zbliżonej do koncepcji
stropodachu odwróconego. Ponadto za błąd należy uznać
przyjęcie podsypki piaskowej jako podbudowy pod nawierzchnię z kostki bez precyzyjnego określenia stopnia
jej konsolidacji. Niedoskonałością jest również brak określenia parametrów technicznych przewidzianych do wbudowania geowłókniny oraz papy termozgrzewalnej.
Do głównych błędów wykonawczych należy bezkrytyczna realizacja tarasu komunikacyjnego na podstawie dokumentacji projektowej obarczonej niedociągnięciami, samowolne zaniżenie grubości nawierzchni z kostki betonowej
z 8 cm co 6 cm oraz zastosowanie jako materiału termoizolacyjnego w poziomie wierzchu stropu nad podziemną
halą garażową odkształcalnego polistyrenu ekspandowanego (styropianu – EPS) zamiast polistyrenu ekstrudowanego (styroduru – XPS). Zastosowanie klasycznych wpustów
podłogowych zamiast wpustów przewidzianych do technologii stropodachu odwróconego jest niepoprawne, gdyż
powoduje, że woda nie będąc właściwe odprowadzana
przedostaje się pomiędzy kostkami betonowymi, penetruje poprzez warstwy wykończeniowe stropu, zatrzymuje się
powyżej warstwy izolacji wodochronnej (przeciwwodnej),
a w przypadku jej nieszczelności powoduje zawilgocenie
konstrukcji stropu nad podziemną halą garażową.
Na zakres usterek wilgotnościowych wpływ miały również lokalne nieszczelności izolacji przeciwwodnej spowodowane jej perforacją przez użytkowników budynku
w okresie eksploatacji. Zabudowa przestrzeni komunikacyjnych zielenią typu niskiego w kamiennych i betonowych donicach przyczyniała się również do rozszerzenia usterek wilgotnościowych.
d) na górnej powierzchni stropu wykonanie warstwy
szczepnej stosując mineralną, modyfikowaną polimerami drobnoziarnistą zaprawę cementową np. firmy
IZOHAN R-102,
e) w miejscach występowania ubytków górnej powierzchni płyty stropowej poddanie jej reprofilacji mineralną modyfikowaną polimerami drobnoziarnistą zaprawą cementową na bazie mikrokrzemionki np. firmy
IZOHAN Renobud 103,
f) zagruntowanie górnej powierzchni stropu stosując
modyfikowany SBS szybkoschnący roztwór gruntujący np. firmy IZOHAN Penetrator G7,
g) wykonanie izolacji wodochronnej (przeciwwodnej) stropu nad podziemną halą garażową stosując 2 x papę termozgrzewalną na włókninie poliestrowej modyfikowaną
SBS np. firmy IZOLMAT Plan PYE PV250 S5 (2 x warstwa
podkładowa). W czasie realizacji izolacji przeciwwodnej,
szczególną uwagę należy zwrócić na wywinięcie papy termozgrzewalnej na ściany na wysokość minimum 20 cm
powyżej docelowego poziomu warstw wykończeniowych
patio wewnętrznego. Wywinięcie papy termozgrzewalnej
związane jest z koniecznością demontażu części ocieplenia murów zewnętrznych w strefie przyposadzkowej.
Podczas prac związanych z wykonywaniem izolacji przeciwwodnej należy wykonać szczelne przejście wpustów
dachowych do odprowadzenia wody opadowej,
h) wykonanie ocieplenia stropu z zastosowaniem polistyrenu ekstrudowanego (styrodur – XPS) o grubości
10 cm, łączonego „na pióro i wpust”,
i) zamontowanie wpustów dachowych do odprowadzenia wody opadowej, wyposażonych w podgrzewacze elektryczne,
j) ułożenie na górnej powierzchni styroduru warstwy
geowłókniny oraz wykonanie warstwy dociskowej z kamieni frakcji 16/32 mm.
k) wytyczenie, w ramach prac aranżacyjnych, na powierzchni patio wewnętrznego ścieżek, wzdłuż których
należy ułożyć płyty betonowe na podkładkach neoprenowych umożliwiające komunikację na terenie patio,
l) po zakończeniu prac odtworzenie w technologii BSO
(Bezspoinowy System Ocieplania) zdemontowanych
fragmentów ocieplenia murów zewnętrznych zgodnie ze wskazówkami zamieszczonymi w Instrukcji ITB
nr 334/2002 Bezspoinowy system ocieplania ścian zewnętrznych budynków. Jako materiał termoizolacyjny
do odtworzenia cokołów cofniętych należy zastosować
polistyren ekstrudowany (styrodur – XPS), a odtworzone powierzchnie cokołu należy zabezpieczyć drobnoziarnistą wyprawą tynkarską (tynk żywiczny),
m) po zakończeniu prac naprawczych wykonanie ochronnych powłok malarskich na elewacji patio wewnętrznego: od poziomu powyżej nowo wykonanego cokołu
do poziomu spodu wewnętrznej galerii komunikacyjnej nad parterem. Ochronne powłoki malarskie należy wykonać z zastosowaniem farby elewacyjnej z tzw.
„efektem kwiatu lotosu”, zawierającej pigmenty przeciw glonowaniu.
BIBLIOGRAFIA
[1] Francke B., Izolacje wodochronne tarasów i balkonów.
Projektowanie i wykonywanie. Wydawnictwo Instytutu Techniki
Budowlanej, 1–60, 2012
[2] Mirski J., Łącki K., Budownictwo z technologią II. Wydawnictwa
Szkolne i Pedagogiczne, 1–388, 2007
[3] Praca zbiorowa: Jak wykonać taras i dach zielony. Poradnik. Dom
Wydawniczy Meritum, 1–42, 2011
[4] Rokiel M., Hydroizolacje w budownictwie. Wybrane zagadnienia w praktyce. Wydanie II rozszerzone. Dom Wydawniczy Meritum, 1–507, 2009
[5] Rokiel M., Hydroizolacje podziemnych części budynków i budowli. Projektowanie i warunki techniczne wykonania i odbioru robót. Dom
Wydawniczy Meritum, 1–152, 2012
37
awari e bu do wla ne
Błędy na etapie projektowania
przyczyną stanu awaryjnego świetlików
hali przemysłowej
Prof. dr hab inż. Bronisław Gosowski, mgr inż. Paweł Lorkowski,
mgr inż. Michał Redecki, Politechnika Wrocławska
1. Wprowadzenie
Na przykładzie zrealizowanego, wadliwego rozwiązania konstrukcji świetlików podłużnych hali przemysłowej, omówiono błędy popełnione na etapie projektowania, których konsekwencją było pękanie szyb świetlików
w trakcie eksploatacji hali przemysłowej. Popełnione
błędy dotyczyły zarówno przyjęcia zbyt uproszczonego modelu obliczeniowego konstrukcji nośnej świetlików, jak i wadliwego skonstruowania połączeń ich
elementów wykonanych z rur prostokątnych. Przeprowadzone analizy wykazały zasadność zastrzeżeń odnośnie do projektu konstrukcji przedmiotowych świetlików. Referat zakończono wnioskami i zaleceniami
odnośnie do naprawy i poprawnego konstruowania
tego typu świetlików.
2. Opis konstrukcji stalowej hali i jej świetlików
Przedmiotowa hala produkcyjna to obiekt o rzucie prostokąta, o wymiarach w osiach słupów: długość ok. 175,6 m
i szerokość 40 m (por. rys. 1). Na długości hala podzielona jest przerwą dylatacyjną (0,6 m) na dwa nierówne segmenty. Pierwszy o długości ok. 125 m, a drugi –
50 m. W kierunku poprzecznym hala miała dwie nawy,
o osiach słupów A, B, C, o rozpiętości w osiach słupów
po 20 m. Dach nad każdą z naw wykonany jest w kierunku szerokości jako dwuspadowy z okapami i koszami w osiach słupów układów poprzecznych. Wysokość
hali ponad poziom terenu wynosi w strefie okapów i koszy ok. 8 m, a w kalenicach, w których wykonano odcinkowe świetliki podłużne – ok. 12 m.
Konstrukcja stalowa hali zrealizowana jest z ramowych,
blachownicowych układów poprzecznych, o rozpiętościach naw równych 20 m, rozstawionych co 15,0 m.
Inaczej rozwiązano tylko układy poprzeczne przydylatacyjne (o słupach co 5 m i ryglach wykonanych z elementów walcowanych) i końcowy, który umieszczono
ponadto w większej odległości od układów pośrednich
(20,0 m). Na ryglach ram oparto jednoprzęsłowe, kratownicowe płatwie o rozpiętości dostosowanej do rozstawu układów poprzecznych (15 lub 20 m), rozmieszczone na dachu co ok. 2,5 m lub 5,0 m (por. rys. 1).
Płatwie kratownicowe o rozpiętości zarówno 15 m, jak
i 20 m wykonano w trzech wersjach konstrukcyjnych,
jako: podświetlikowe, pośrednie i koszowe (okapowe), różniące się między sobą wymiarami pasa górnego i wysokością. Płatwie koszowe (okapowe) i po-
Rys. 1. Rozmieszczenie świetlików: długich (Sd), średnich (Ss) i krótkich (Sk) na dachu hali
38
awa ri e b u dow la ne
Rys. 3. Widok świetlika od wnętrza hali
średnie rozstawione są co ok. 2,5 m, a ich pasy górne
połączono stężeniem połaciowym podłużnym. Płatwie
podświetlikowe znajdują się natomiast w odległościach
co 5,0 m i stanowią między innymi konstrukcję wsporczą dla rozstawionych w odstępach co ok. 1,2–1,25 m
ram poprzecznych trójkątnych świetlików podłużnych,
odcinkowych, zlokalizowanych w kalenicy każdej z naw.
Długości świetlików wykonanych wzdłuż hali są zróżnicowane (rys. 1). Na początku hali mamy dwa świetliki
o długości po ok. 45 m (Sd), a dalej świetliki o długościach ok. 22,5 i 12,5 m (Ss i Sk).
Konstrukcja nośna świetlików została zaprojektowana i wykonana w zasadzie z rur prostokątnych. Ramy poprzeczne świetlików z rur 100 × 50 × 3 mm, rozstawione wzdłuż
płatwi podświetlikowych co 1,2 do 1,25 m, połączone
zostały w ścianach bocznych ryglami wykonanymi z rur
50 × 30 × 3 mm, a w kalenicy z giętego kątownika 50 × 50
× 3 mm (rys. 2 i 3). Oszklenie świetlików wykonane jest
w postaci szyb zespolonych o konfiguracji: wewnętrzna
szyba zbrojona o grubości 6 mm, pustka 12 mm wypełniona argonem i zewnętrzna szyba matowa o grubości
5 mm. Wymiary szyb zespolonych wynoszą w przybliżeniu 1,2 × 1,75 m i są dostosowane do rozstawu ram i rygli świetlika, do których są mocowane. Świetliki zaprojektowano i wykonano bez stężeń w oszklonych połaciach,
których zadaniem jest zapewnienie geometrycznej niezmienności konstrukcji świetlików na długości.
Dach hali wykonano jako ocieplony na blachach trapezowych EKO 135/0,88 (dwu- lub trzyprzęsłowych) opartych na kratownicowych płatwiach. Izolację termiczną
stanowi wełna mineralna, na której wykonano pokrycie
dachowe z dwóch warstw papy zgrzewalnej. Zewnętrzne ściany podłużne hali wykonano natomiast jako bezryglowe z paneli ściennych mocowanych do dwuteowych słupów pośrednich, rozmieszczonych między
słupami układów poprzecznych co 5,0 m. Izolację termiczną ścian wykonano z wełny mineralnej, a ich warstwę elewacyjną z blachy trapezowej, mocowanej do paneli ściennych.
Pęknięte szyby świetlików występowały prawie wyłącznie w świetlikach o długości 45 m, przy czym było ich
więcej w nawie B–C hali. Popękane były tylko szyby
wewnętrzne, wykonane ze szkła zbrojonego. Pęknięcia przebiegały z reguły pionowo i obejmowały w zasadzie tylko dolne pasy oszklenia świetlików (rys. 4). Najczęściej były to pęknięcia na całą wysokość oszklenia.
W kilku przypadkach można było zaobserwować pęknięcia krótsze, które zaczynały się zwykle na poziomie
rygla okapowego świetlika i rozwijały w górę. Na długości świetlików pęknięcia były zlokalizowane w strefach nad ryglami układów poprzecznych oraz w połowie rozpiętości płatwi kratowych.
W wybranych miejscach zostały wykonane odkrywki,
polegające na zdemontowaniu blach stanowiących we-
Rys. 2. Przekrój poprzeczny konstrukcji świetlika
Rys. 4.
Szczegóły pękniętych
szyb świetlika:
a) nad ryglem 7,
b) nad ryglem 8
39
40
Rys. 5. Stan połączenia rygla okapowego z ramą
Rys. 6. Połączenie słupka ramy z płatwią
wnętrzną obudowę ścian świetlika. Wytypowano do tego
w nawie B–C hali trzy miejsca. Dwa z nich nad ryglami
układów poprzecznych 7 i 8, gdzie były pęknięte szyby, a jedno w połowie między wymienionymi układami,
nad którym nie było pękniętych szyb. Rysunek 3 przedstawia typowy widok obudowy wewnętrznej ścian świetlika. Widoczne jest na nim wyraźne sfalowanie blachy
obudowy, które jest ściśle związane z rozstawem ram
poprzecznych świetlika. Takie zachowanie się blach powodowane jest przez rygle ścienne świetlika, które są
wyginane w kierunku na zewnątrz hali. Blacha, która
jest przymocowana do rygli w połowie ich długości, jest
wciągana przez rygle w kierunku grubości ściany.
Na rysunku 5 i 6 pokazano wybrane szczegóły rozwiązania stalowej konstrukcji nośnej świetlika. Rysunek 5
przedstawia widok doczołowego połączenia na dwie
śruby M8 kl. 5.8, rygli okapowych z ramą poprzeczną
świetlika. Tylko rygle w ścianie pionowej wyrównane są
do lica wewnętrznego ram poprzecznych świetlika. Pozostałe rygle wyrównane są natomiast do lica zewnętrznego tych ram. We wszystkich przypadkach widoczny jest brak pełnego przylegania blachy czołowej rygli
do rury, z której wykonane są ramy poprzeczne. W kilku
miejscach stwierdzono, że nakrętki śrub M8 są odkręcone do tego stopnia, że utworzyły się kilkumilimetrowe
szczeliny (rys. 5), a blachy czołowe w tych miejscach
są wygięte w sposób trwały (plastycznie).
Przeprowadzone podczas wizji lokalnej pomiary strzałek wygięcia rygli okapowych, a także wbudowanych
w ścianie pionowej, wykazały, że rygle te w przeważającej większości przypadków są sprężyście lub trwale
wygięte. Jedynie rygle, w których poluzowane były połączenia z ramami świetlika (rys. 5), sprawiały wrażenie prostych. Inne rygle okapowe miały wyraźne strzałki
wygięcia w kierunku do wnętrza hali, a rygle ścienne –
strzałki skierowane przeciwnie (w kierunku na zewnątrz
hali). Wartości tych strzałek zdecydowanie różniły się
od siebie, w zależności od miejsca wbudowania rygli
na długości świetlika. W przypadku rygli świetlika poło-
żonych w strefach nad ryglami układów poprzecznych
hali, strzałki te wynosiły od 3 do 3,5 mm, a w ryglach
znajdujących się nad połową rozpiętości płatwi – tylko 2 do 2,5 mm. Należy dodać, że w przypadku rygli,
które miały poluzowane nakrętki w połączeniach śrubowych (rys. 5), po dokręceniu nakrętek następowało
zamknięcie styków, ale równocześnie wyraźnie zwiększała się strzałka ich wygięcia.
Na rysunku 6 pokazano szczegół połączenia ram poprzecznych świetlika, z pasem górnym płatwi podświetlikowej (rys. 2). Połączenia te zostały wykonane niezgodnie z projektem jako spawane, na spoiny pachwinowe
o grubości około 3 mm, wzdłuż linii kontaktu rury z półką dwuteownika. Mimo dość krótkiego okresu eksploatacji konstrukcji, w strefach połączeń widoczny jest
rozwój procesów korozyjnych. Świadczy to o wykraplaniu się wilgoci wewnątrz rury, która nie została szczelnie zamknięta, a także o niezbyt starannym zabezpieczeniu w tych miejscach stali przed korozją.
Podsumowując, należy stwierdzić co następuje:
• ramy poprzeczne świetlika, skonstruowane z rur prostokątnych 100 × 50 × 3 mm, zostały połączone z pasami górnymi płatwi kratowych spoinami pachwinowymi
o grubości ok. 3 mm, wykonanymi wzdłuż linii kontaktu rur z półkami dwuteowników HEA 160,
• rygle świetlika, skonstruowane z rur prostokątnych
50 × 30 × 3 mm, połączone są z ramami poprzecznymi
doczołowo za pomocą dwóch śrub M8 kl. 5.8, umieszczonych na bardzo dużym mimośrodzie względem osi
pionowej rygli,
• stan konstrukcji stalowej świetlika wskazuje, że pracuje ona w kierunku długości hali jako konstrukcja przestrzenna; świadczą o tym: deformacje blach czołowych
w połączeniach rygli z ramami, odkręcanie się w tych
połączeniach nakrętek i strzałki wygięcia rygli,
• w świetlikach pękają szyby wewnętrzne (zbrojone), zlokalizowane w zasadzie w dolnych pasach oszklenia,
• pęknięcia szyb występują głównie w świetlikach długich,
są z reguły pionowe i zaczynają się od rygli okapowych,
• na długości świetlików pęknięcia szyb zlokalizowane są nad ryglami układów poprzecznych hali, a także
w połowie odległości między tymi układami.
3. Analiza świetlików jako konstrukcji
przestrzennych
Tabela 1. Wytężenie rygli wskutek pracy przestrzennej świetlików
Model
obliczeniowy
Obciążenie
obliczeniowe
stałe
Sd1
śniegiem
łączne
stałe
Sd2
śniegiem
łączne
Maksymalne siły podłużne w ryglach:
rozciągające (+), ściskające (–)
[kN]
ściennych
7,01
–9,03
10,10
–13,02
17,11
–22,05
2,27
–9,14
3,27
–13,17
5,53
–22,30
okapowych
1,22
–3,69
1,76
–5,31
2,98
–9,00
1,19
–3,30
1,71
–4,75
2,90
–8,05
pośrednich
świetlików, które połączone są między sobą ryglami,
współpracujących z kratowymi płatwiami podświetlikowymi. Analizie poddano świetliki o długości 45 m, których konstrukcja przechodzi nieprzerwanie nad trzema ryglami układów poprzecznych hali (3 do 5 i 7 do 9,
rozstawionych co 15 m). W przypadku świetlika długiego zadanie (model obliczeniowy) nazwano Sd. Model
ten to konstrukcja przestrzenna, która ma 426 węzłów
i 499 prętów w sumie podzielonych na 785 elementów
skończonych.
W analizach skupiono się głównie nad ustaleniem wpływu
pracy przestrzennej konstrukcji świetlików na wytężenie
jej elementów składowych. Powyższe nie było uwzględniane podczas projektowania świetlików. W związku
z tym obciążenie analizowanych konstrukcji przestrzennych przykładano jako odpowiednie obciążenie równomiernie rozłożone wzdłuż płatwi podświetlikowych. Rozpatrywano przy tym następujące obciążenia ustalone
dla hali, zgodnie z obowiązującymi normami, na poziomie obliczeniowym: stałe – 3,72 kN/m, śniegiem – 5,36
kN/m, ssaniem wiatru – 2,10 kN/m, a także łączne (stałe i śnieg) – 9,08 kN/m. Powyższe obciążenia przykłaPR zeglĄ d bu d ow l an y 1/2014
0,08
–0,04
0,11
–0,06
0,19
–0,10
0,12
–0,13
0,17
–0,19
0,29
–0,32
Maksymalne naprężenia normalne
w ryglach s [MPa] i ich
ugięcia f [mm]
ściennych
okapowych
s
f
s
f
4,19
14,5
89,0
0,67
62,8
0,90
2,38
24,3
20,8
6,32
0,98
133,7
3,65
2,04
94,9
36,3
252,0
11,9
35,8
1,69
181,1
7,18
62,4
2,37
27,0
1,27
13,9
0,66
21,7
~0,0
7,84
~0,0
39,6
1,86
20,1
0,95
31,3
~0,0
11,3
~0,0
3,24
34,8
1,64
68,7
53,0
~0,0
19,1
~0,0
Obliczenia świetlika w projekcie ograniczono do rozpatrzenia układu poprzecznego jako dwuprzegubowej ramy
płaskiej podpartej niepodatnie na płatwiach, a także rygli świetlika jako prętów swobodnie podpartych, zginanych wyłącznie obciążeniem poprzecznym.
Chcąc uwzględnić rzeczywistą pracę statyczną świetlików, zmodelowano je w programie Robot Structural
Analysis [1] jako konstrukcje przestrzenne. Rozpatrywano przy tym konstrukcje złożone z ram poprzecznych
dano jako jednakowe do obu płatwi. Przeanalizowano
ponadto przypadek niesymetrycznego obciążenia ssaniem wiatru, w którym płatwie modelu przestrzennego
obciążone były różnie: jedna – 1,70 kN/m, a druga –
0,83 kN/m. Obciążenia jednak z udziałem ssania wiatru w analizowanym zagadnieniu nie były tak istotne, jak
te, które podano wyżej pismem wytłuszczonym. Należy
w tym miejscu podkreślić, że maksymalne ugięcia płatwi od obciążeń obliczeniowych rozważanych konstrukcji wynoszą 30,33 mm, co jest bliskie ugięciom granicznym wynoszącym 1500/500 = 3,0 cm.
W rozważanym modelu przestrzennym jako pierwszy
analizowano świetlik w wersji zrealizowanej na obiekcie (oznaczono go cyfrą 1). Dalsze analizy świetlika dotyczyły konstrukcji zmodyfikowanej (model z cyfrą 2),
w której wprowadzono dylatacje nad ryglami układów
poprzecznych hali oraz usztywnienie węzłów ściskanych w strefie środkowej płatwi.
Wybrane wyniki analiz statycznych przestrzennych konstrukcji świetlików zestawiono w tabelach 1 i 2. W tabeli
1 podano dla poszczególnych modeli obliczeniowych
maksymalne siły podłużne (ściskające i rozciągające)
w ryglach świetlików, a także skutki jakie one wywołują. Będą to mianowicie naprężenia zginające i strzałki wygięcia zgodne z tymi, o których mówiono w rozdziale 2. Obliczono je dla elementów ściskanych lub
Tabela 2. Wytężenie ram świetlików w miejscu połączenia
ich słupów z płatwiami
Model
obliczeniowy
Sd1
Sd2
Obciążenie Maksymalny moment
obliczeniozginający
we
w połączeniu [kNm]
stałe
2,00
śniegiem
2,87
łączne
4,87
stałe
1,76
śniegiem
2,54
łączne
4,29
Maksymalne
naprężenia s
[MPa]
138
199
338
122
176
298
41
Rys. 7.
Połączenie rygli
z ramą świetlika
w wersji zalecanej
42
rozciąganych mimośrodowo, zgodnie z teorią II rzędu. W tabeli 2 podano natomiast w podobnym układzie
maksymalne momenty zginające, powstające w miejscu połączenia słupów ram poprzecznych świetlików
z płatwiami oraz odpowiadające im naprężenia normalne w przekrojach. Zestawione wyniki, z których najgorsze zapisano tłustym drukiem, stanowią potwierdzenie
sugestii, odnośnie do przyczyny pękania szyb świetlików. Sytuacja z jaką mamy do czynienia w przypadku modeli oznaczonych cyfrą 1, jest niedopuszczalna
i wymaga interwencji. Wytężenie rygli świetlików wskutek obciążenia stałego (tab. 1) oraz dodatkowy wpływ
obciążenia niedużym śniegiem lub wiatrem, z których
to ostatnie ma charakter dynamiczny, wyjaśnia stan
konstrukcji świetlików opisany w rozdziale 2 oraz powoduje pękanie szyb w świetlikach. Warto w tym miejscu dodać, że graniczne ugięcie rygli świetlików (od obciążeń charakterystycznych) nie powinno przekraczać
około 1250/500 = 2,5 mm.
W modelu oznaczonym cyfrą 2 odpowiednie konstrukcje przestrzenne świetlików zostały m.in. zdylatowane
nad ryglami układów poprzecznych hal. Wyeliminowano w ten sposób duże siły rozciągające w ryglach świetlików, powstające nad ryglami układów poprzecznych
oraz zmniejszono wytężenie ramek wskutek połączenia
z płatwiami. Odbywa się to kosztem zwiększenia sił ściskających w ryglach świetlika, które osiągają wartości
maksymalne w połowie rozpiętości płatwi. Aby zmniejszyć wpływ zginania rygli świetlika pod wpływem tych
sił, niezbędna jest korekta doczołowych połączeń rurowych rygli i ram konstrukcji świetlika, w celu zmniejszenia w nich efektu podatności. Osiągnie się w ten
sposób zmniejszenie mimośrodu podczas przekazywania przez rurowe słupy ram sił ściskających powstających w ryglach.
Podobne analizy świetlików jako konstrukcji przestrzennych przeprowadzono programem SOFiSTiK [2]. Otrzymano podobne wyniki jak w modelu z Robota, przy czym
siły podłużne w ryglach były nieco mniejsze. Obszerniejsze wyniki tych analiz zostały przedstawione podczas Konferencji.
4. Zachowanie się węzłów w ujęciu MES
Przeprowadzone analizy statyczne świetlików jako konstrukcji przestrzennych nie uwzględniały rzeczywistego
zachowania się niewłaściwie skonstruowanych węzłów
śrubowych zrealizowanych w konstrukcji stalowej świetlików. Chcąc to zilustrować posłużono się metodą elementów skończonych. Skorzystano z programu ABAQUS 6.11 [3]. Jeden z takich węzłów przy połączeniu
rygli ściennych zamodelowano za pomocą elementów
prostopadłościennych, ośmiowęzłowych, ze zredukowanym całkowaniem (C3D8R). Maksymalne wymiary elementów skończonych w planie wynosiły 5 lub
10 mm, a ich grubość była równa 1,5 lub 3 mm. Modele numeryczne wykonano dla połączeń w dwóch wersjach: zrealizowanej (por. rys. 2) i zalecanej. Połączenia
w wersji zalecanej zostały skonstruowane tak, aby wyeliminować mimośrody w przypadku zarówno rozciągania, jak i ściskania rygli świetlika. To pierwsze daje się
łatwo osiągnąć przez umieszczenie śrub M8 w osi rygli, co wymaga zastosowania blach czołowych o innym
kształcie. Chcąc osiągnąć podobny efekt w przypadku
ściskania rygli, niezbędne jest zastosowanie wewnątrz
rury dodatkowych elementów dystansowych, zapewniających stałą odległość między jej ściankami. Węzeł
w wersji zalecanej pokazano na rysunku 7.
Przeprowadzone analizy numeryczne węzłów w wersji
zrealizowanej w omawianej hali, potwierdzają, że rygle
świetlików w przypadku zarówno ściskania, jak i rozciągania będą zginane, powodując pękanie szyb świetlika. Nie obserwuje się tego w przypadku węzłów wykonanych w wersji zalecanej. Wyniki odpowiednich
analiz numerycznych zostaną przedstawione podczas
konferencji.
Rozwiązanie węzłów pokazane na rysunku 7 nadaje się
do zastosowania na etapie wykonania konstrukcji stalowej. Chcąc je wdrożyć w omawianej konstrukcji należałoby w zasadzie zdemontować świetliki. Można tego
uniknąć wykonując usztywnienie węzłów z ryglami ściskanymi tak jak na rysunku 8, z równoczesnym zdylatowaniem świetlików w strefach nad układami poprzecznyPRz eg l Ąd bu d owl any 1/2014
Rys. 8.
Połączenie ściskanych rygli
ściennych (a), okapowych
(b) z ramą świetlika w wersji
wdrożonej
5. Wnioski i zalecenia
Przyczyną pękania szyb w świetlikach omawianej hali,
są zbyt duże wygięcia ich rygli podłużnych, w efekcie
przestrzennej pracy statycznej konstrukcji świetlików,
współpracujących z konstrukcją przekrycia hali przy
przenoszeniu obciążeń. Powyższe jest skutkiem niewłaściwego skonstruowania świetlików, co omówiono w rozdz. 2.
Wyginające się pod wpływem obciążenia przekrycia
hali rygle świetlików, do których przymocowane są
szyby zespolone, przekazują na nie część momentów zginających. Ponieważ są to momenty wywołujące rozciąganie po stronie szyb wewnętrznych, pękają
właśnie szyby zbrojone.
W rozdziale 4 przedstawiono propozycje odnośnie
do zakresu prac naprawczych, jakie należy przeprowadzić w obrębie świetlików, aby usunąć przyczynę pękania w nich szyb. Prace te obejmują wykonanie dylatacji w konstrukcji nośnej świetlików nad ryglami układów
poprzecznych hali, a także korektę połączeń elementów ram poprzecznych i rygli świetlika wykonanych z rur
prostokątnych.
Dylatacje powinny być wykonane w świetlikach, których
konstrukcja nośna przechodzi w sposób ciągły nad ryglami układów poprzecznych hali. Dotyczy to więc świetlików długich i średnich. Korekta natomiast połączeń
elementów ram poprzecznych i rygli świetlików powinna być przeprowadzona we wszystkich świetlikach (także w świetlikach krótkich).
BIBLIOGRAFIA
[1] Autodesk Robot Structural Analysis 2010, Podręcznik użytkownika,
Autodesk 2010
[2] SOFiSTiK Manuals ver. 2012, SOFiSTiK AG, Oberschleissheim
2012
[3] ABAQUS 6.11 Online Documentation, Dassault Systèmes, 2011
[4] Gosowski B., Kubica E., Badania laboratoryjne konstrukcji metalowych. Wydanie IV znowelizowane i rozszerzone, Wrocław, Oficyna
Wydawnicza Politechniki Wrocławskiej, 2012
mi hali, gdzie mamy do czynienia z ryglami poddanymi
rozciąganiu. To ostatnie zrealizowano przez wymianę
śrub M8 na dłuższe i zastosowanie podkładek sprężystych. Dodatkową zaletą tego rozwiązania była możliwość wykonania bez zastosowania spawania. W trakcie prac połączenia dodatkowych elementów wykonano
z wykorzystaniem stalowych nitów jednostronnych [4]
oraz nitonakrętek. Więcej szczegółów na ten temat zostanie przedstawionych podczas konferencji.
Sprostowanie
W numerze listopadowym „Przeglądu Budowlanego” opublikowano artykuł „Konstrukcja dachu spodka dolnego obserwatorium meteorologicznego na Śnieżce w kontekście oceny stanu przedawaryjnego”. Informujemy, że autorami tego artykułu są: dr inż. Jan Gierczak, dr inż. Rajmund Ignatowicz, dr hab. inż. Wojciech
Lorenc i mgr inż. Sławomir Rowiński z Instytutu Budownictwa Politechniki Wrocławskiej.
43
AWARIE BUDOWLANE
Naprawa stalowych dźwigarów głównych
wiaduktu metodą prostowania termicznego
po awarii w trakcie budowy
44
Dr inż. Dariusz Sobala, mgr inż. Maciej Kulpa,
dr hab. inż. Tomasz Siwowski, Politechnika Rzeszowska
1. Wprowadzenie
W trakcie budowy wiaduktu WD-13 w ciągu drogi ekspresowej S-7 na odcinku stanowiącym obwodnicę Kielc
doszło w czerwcu 2012 roku do awarii, w wyniku której
uszkodzeniu, po upadku ze znacznej wysokości, uległy 4 dźwigary główne stalowe wykonane z kształtowników walcowanych typu HL 1000x748x35220 ze stali S355J2+M.
W tego typu sytuacji typową decyzją jest zastąpienie
uszkodzonych dźwigarów nowymi, pozbawionymi uszkodzeń. W omawianym przypadku okazało się to zadaniem trudnym do realizacji w praktyce. Dźwigary były
nietypowe i wykonane ze stali o zmodyfikowanych cechach, co oznaczało w praktyce ponowne ich wywalcowanie na zamówienie. Czas oczekiwania na produkcję
i dostawę dźwigarów był nie do zaakceptowania na budowie, której harmonogram był bardzo napięty. Poza
tym nie bez znaczenia były koszty związane z zakupem
i wytworzeniem nowych dźwigarów. W związku z powyższym, wykonawca konstrukcji stalowej i montażu podjął
próbę naprawy dźwigarów stosunkowo rzadko wykorzystywaną metodą prostowania termicznego. Nadzór budowy zaakceptował propozycję wykonawcy warunkując ewentualne dopuszczenie dźwigarów po naprawie
do ponownego wbudowania wykazaniem, że naprawa
była skuteczna i nie wpłynęła negatywnie na naprawiane elementy. W związku z brakiem krajowych regulacji
normowych dla metody prostowania termicznego elementów stalowych, dodatkowym wymogiem nadzoru
budowy było sprawowanie nadzoru naukowego nad naprawą przez jedną z instytucji naukowo-badawczych.
Sprawowanie nadzoru naukowego nad naprawą uszkodzonych dźwigarów powierzono ostatecznie Zakładowi
Dróg i Mostów Politechniki Rzeszowskiej.
Nadzór naukowy nad naprawą obejmował w tym przypadku:
• ocenę możliwości i ogólnych zasad naprawy poszczególnych uszkodzeń dźwigarów metodami zaproponowanymi przez wykonawcę;
• ocenę i ewentualną korektę programu naprawy opracowanego przez wykonawcę;
• opracowanie programu niezbędnych pomiarów i badań towarzyszących naprawie umożliwiających jej prawidłowe udokumentowanie oraz ocenę skuteczności;
• sprawowanie bezpośredniego nadzoru nad pracami
i ocenę zgodności przebiegu naprawy z zaakceptowanym programem oraz
• końcową analizę wyników pomiarów i badań oraz
ocenę skuteczność naprawy, tj. stopnia przywrócenia
uszkodzonym dźwigarom charakterystyk umożliwiający ich ponowny montaż i wbudowanie w przęsło obiektu WD-13.
Referat przedstawia przyjęte zasady, sposób i przebieg
naprawy oraz ocenę jej skuteczności, co ostatecznie
umożliwiło ponownie zamontowane i wbudowane dźwigarów w przęsło nowego wiaduktu.
2. Awaria, uszkodzenia dźwigarów i decyzje
podjęte bezpośrednio po awarii
Uszkodzone dźwigary to kształtowniki walcowane typu
HL 1000x748x35220 ze stali S355J2+M. Stal dźwigarów
zgodnie z PN-EN 10025-2 charakteryzuje się następującymi parametrami: skład chemiczny – maks. C=0,22%,
Mn=1,60%, Si=0,55%, P=0,025%, S=0,025%, równoważnik węgla – 0,45 dla g<40mm, 0,47 dla 40<g<150mm,
0,49 dl g>150mm, gdzie g jest grubością elementu, własności mechaniczne – stal całkowicie uspokojona, jakościowa, o granicy plastyczności od 355 do 265 MPa
oraz wytrzymałość na rozciąganie od 450–680 MPa dla
grubości blach do 400 mm, charakteryzująca się wysoką ciągliwością (charakterystyki dotyczą stali bez obróbki termomechanicznej).
Do awarii doszło między zmianami roboczymi. Autorzy
artykułu nie zajmowali się wyjaśnianiem bezpośrednich
jej przyczyn. Identyczne dźwigary (scalone przed montażem w wytwórni z trzech docinków dwuteowników o długościach ok. 10 m + 15,2 m + 10 m) zostały wcześniej
wielokrotnie zmontowane w ten sam sposób w oddaPRz eg l Ąd bu d owl any 1/2014
AWA R I E BUDOWLANE
a)
b)
go nad procesem naprawy dźwigarów włączony został
zespół Politechniki Rzeszowskiej.
3. Metody i procedura naprawy
c)
d)
nym do użytku równoległym obiekcie w ciągu sąsiedniej
jezdni drogi ekspresowej S-7. Do montażu dźwigarów,
które uległy awarii, wykorzystano dźwig i prefabrykowane podpory montażowe zwieńczone oczepami z dwuteowników. Dźwigary, ze względu na kształt poprzecznicy
podporowej uciągającej, opierały się na oczepach stalowych za pośrednictwem stosunkowo wysokich stołków montażowych (fot. 1a).
Po upadku z rusztowań dźwigary znajdowały się w pozycji bocznej na terenie, częściowo na poprzednio upadających dźwigarach oraz elementach podpór montażowych (fot. 1a–c). W czasie upadku dźwigary uderzały
wzajemnie o siebie oraz o liczne elementy wyposażenia
placu budowy (uszkodziły m.in. dźwig używany do ich
montażu). Na dźwigary upadły również elementy podpór
montażowych. Długie elementy dźwigarów pod wpływem upadku ze znacznej wysokości, zginania w trakcie i po awarii (głównie w kierunku słabszej osi równoległej do osi środnika), pracy pod obciążeniem ciężarem
własnym i innymi elementami w warunkach przypadkowego i relatywnie dużego rozstawu punktów podparcia
zlokalizowanych na różnych poziomach oraz uderzeń
kolejnych dźwigarów i elementów podpór montażowych
doznały deformacji plastycznych oraz uszkodzeń lokalnych (deformacji, wgnieceń, ubytków materiału oraz wyłamania drobnych elementów). Uszkodzenia obejmowały dźwigary główne, sworznie i uchwyty montażowe
pod deskowanie płyty.
Dźwigary, które uległy awarii w całości zostały podniesione, ustawione w pozycji pionowej na placu budowy
(fot. 1d), rozcięte w miejscu spawanych styków warsztatowych i przewiezione do wytwórni w celu oceny ich
stanu oraz przeprowadzenia naprawy. Niektóre elementy transportowe zostały poddane oczyszczeniu z powłok malarskich. Na tym etapie do nadzoru naukowePR zeglĄ d bu d ow l an y 1/2014
Fot. 1. Dźwigary bezpośrednio po awarii (a, b i c) oraz
przygotowane do rozcięcia i transportu (d)
Metody naprawy zaproponowane przez wykonawcę musiały umożliwiać naprawę deformacji dźwigarów walcowanych i uszkodzeń lokalnych powstałych w trakcie
awarii, pozostawać w zasięgu technologicznym i ekonomicznym wykonawcy przy ewentualnych nieznacznych
zakupach inwestycyjnych oraz być stosunkowo proste
i szybkie w realizacji. Dla nadzoru naukowego równie
istotne była możliwość pełnej kontroli zaproponowanych metod w zakresie efektów naprawy oraz ewentualnych skutków ubocznych.
Wykonawca przedstawił program naprawy, który podlegał opiniowaniu nadzoru naukowego. Program proponował wykonanie naprawy zasadniczych uszkodzeń
(deformacji) dźwigarów metodą prostowania termicznego. Drobne uszkodzenia (wgniecenia) zaproponowano
naprawić przez napawanie, a uszkodzone drobne elementy, takie jak sworznie i uchwyty montażowe, planowano wymienić. Nadzór naukowy wprowadził do programu naprawy liczne zmiany i uzupełnienia, m.in.:
• uaktualnił spis dokumentów odniesienia (norm), a tym
samym stosowanych procedur i metod kontroli,
• wprowadził program pomiarów i badań obejmujący inwentaryzacje geodezyjne, badania stref uszkodzeń (deformacji) i stref naprawy oraz stref sąsiadujących metodą wizualną, ultradźwiękową i magnetyczno-proszkową
w celu wykrycia wszystkich uszkodzeń przed, w trakcie i po naprawie, a także kontrolę procesu prostowania w zakresie temperatury, czasu, miejsc i wielokrotności nagrzewania.
Ustalono, że pozostałe czynności technologiczne po naprawie, takie jak powtórne scalanie dźwigarów, zabezpieczenie antykorozyjne, transport i montaż, będą odbywać się zgodnie z wymaganiami kontraktu (poza
zakresem nadzoru naukowego).
Największy wkład merytoryczny nadzoru naukowego do procesu naprawy dotyczył doboru parametrów
technologicznych dla metody prostowania termicznego. W Polsce brak jest przepisów i standardowych procedur pozwalających na ich wdrożenie w przypadku
omawianej naprawy. Stąd powstała potrzeba opracowania i wdrożenia procedur indywidualnych oraz oceny ich skuteczności dla potrzeb tej konkretnej naprawy
nietypowych dźwigarów walcowanych.
Prostowanie termiczne to proces likwidowania deformacji elementu metalowego za pomocą nagrzewania źródłem ciepła (np. płomieniem) [2]. Nagrzewnie to proces dostarczania energii cieplnej do prostowanego
elementu, np. przy użyciu palnika. Nagrzewanie wywołuje zwykle gradient temperatury, czyli różnicę temperatury na grubości, szerokości lub wysokości elementu.
W wyniku lokalnego nagrzewania powierzchni prostowanego elementu jego części nienagrzane otaczające
45
AWARIE BUDOWLANE
46
obszar nagrzany nie pozwalają materiałowi swobodnie
się rozszerzać. W dostatecznie wysokiej temperaturze
powstają odkształcenia plastyczne takie jak w przypadku rozszerzania swobodnego, zmniejszone o odkształcenia sprężyste. Po usunięciu źródła ciepła odkształcenia plastyczne pozostają. Skuteczność prostowania
termicznego zależy od wielu czynników, takich jak: parametry technologiczne (m.in. temperatura nagrzewania i stygnięcia, moc cieplna palników, pochylenie i odległość dyszy palnika, prędkość przesuwania palnika),
właściwości mechaniczne i cieplno-fizyczne materiału
prostowanego elementu (m.in. granica plastyczności,
współczynnik przewodnictwa cieplnego, ciągliwość,
twardość), charakterystyka geometryczna prostowanego elementu, sposób nagrzewania (klinowe, pasmowe/liniowe, punktowe oraz ich kolejność) oraz reakcja
elementu na przyłożone ciepło (m.in. naprężenia początkowe, wspomaganie nagrzewania oddziaływaniem
mechanicznym, więzy wewnętrzne prostowanego elementu/przekroju, wielokrotność nagrzewania, wpływ
hartowania).
Podczas procesu prostowania termicznego (nagrzewania) zmieniane są właściwości mechaniczne i cieplno-fizyczne materiału, ale w procesie stygnięcia wracają one
z reguły do stanu pierwotnego. W miarę przyrostu temperatury elementu maleją współczynnik przewodzenia
ciepła, współczynnik sprężystości podłużnej i granica
plastyczności, a rosną współczynnik konwekcji, współczynnik emisji, współczynnik rozszerzalności termicznej oraz ciepło właściwe.
Prostowanie dźwigarów jest, tak jak w omawianym przypadku, realizowane przy użyciu palników z mieszanką
acetylenowo-tlenową, która spala się w temperaturze
2750–3300°C. Wysoka temperatura spalania pozwala
łatwiej kontrolować proces prostowania. Wykorzystywane palniki powinny mieć odpowiednią moc cieplną.
W omawianej naprawie wykorzystano palniki o mocy
45 kW. W przypadku niewielkich deformacji, z jakimi
mieliśmy do czynienia w tym przypadku, do prostowania termicznego wykorzystuje się technikę nagrzewania
liniowego. Nagrzewanie odbywa się po wypukłej stronie
dźwigara, która docelowo ma ulec skróceniu. Technika
ta jest często wykorzystywana do nadawania dźwigarom stalowym podniesienia wykonawczego.
Dopuszczalna maksymalna temperatura nagrzania
jaką przyjęto ostatecznie dla stali S355J2+M to 650°C.
W praktyce widoczne odkształcenia termiczne występują dopiero przy temperaturze 370°C, a po przekroczeniu temperatury 768°C zniszczeniu ulega powierzchnia
elementu. Zatem przyjęty zakres temperatury roboczej
w przedziale 370–650°C należy uznać za prawidłowy,
umożliwiający skuteczną naprawę deformacji dźwigara bez istotnego wpływu na właściwości materiału dźwigarów po naprawie.
Po nagrzaniu stosuje się zwykle samoistne stygnięcie
stali. Przyspieszanie procesu stygnięcia może prowadzić do negatywnych zjawisk w materiale, polegających
na zahartowaniu stali, chociaż zwiększa to zwykle skuteczność procesu prostowania. W omawianej naprawie
stosowano stygnięcie samoistne.
Czas nagrzewania jest jednym z najważniejszych parametrów procesu prostowania termicznego. Nie ma jednak wyraźnego związku między czasem nagrzewania
a uzyskiwanym odkształceniem elementu [1]. Czas powinien być na tyle długi, aby powstał odpowiedni gradient temperatury na grubości blachy oraz wystarczająco krótki, aby uzyskać odpowiedni rozkład temperatury
na powierzchni.
Przy tego typu naprawach zwykle stosuje się wspomaganie mechaniczne procesu prostowania termicznego.
W przypadku omawianej naprawy, ze względu na znaczne gabaryty prostowanych elementów, nie stosowano
wspomagania mechanicznego prostowania poza wykorzystaniem ciężaru własnego dźwigarów.
Dla stali S355J2+M wartość maksymalnych nadających
się do prostowania deformacji wyznacza się ograniczając od dołu promień krzywizny prostowanych elementów
Rmin = b/0,0517242 [1], gdzie b jest szerokością w płaszczyźnie wygięcia. W przypadku naprawianych dźwigarów przy odkształceniach z płaszczyzny pionowej Rmin
= 8059 mm, a pomierzone promienie deformacji były
znacznie większe, co jednoznacznie kwalifikowało dźwigary do naprawy przez prostowanie termiczne.
Jak wynikało z analizy dostępnego piśmiennictwa,
wpływ prostowania termicznego na właściwości dźwigarów mostowych jest następujący [2, 3, 4]:
• jeden cykl prostowania termicznego prowadzi do niewielkiego spadku modułu sprężystości i ciągliwości,
ale równocześnie następuje podwyższenie granicy
plastyczności i wytrzymałości na rozciąganie. Wartość
stosunku Re/Rm wzrasta z około 68% przed prostowaniem termicznym do 78% po jednym cyklu prostowania termicznego;
• pierwsze dwa cykle prostowania nie mają wpływu
na wytrzymałość zmęczeniową, trzeci i kolejne cykle
prostowania termicznego (wielokrotna naprawa uszkodzonego elementu) znacznie zmniejszają wytrzymałość
zmęczeniową stali prostowanej termicznie;
• zgodnie z zalecaniami przepisów amerykańskich [3, 4]
naprawa wielokrotnie zdeformowanych elementów metodą prostowania termicznego powinna być ograniczona do maksymalnie dwóch cykli – po kolejnym uszkodzeniu zdeformowany element należy wymienić;
• prostowanie termiczne nie wpływa na nośność dźwigarów, które zdolne są do przenoszenia analogicznych obciążeń jak te, które nie zostały poddane prostowaniu.
Warto podkreślić, że cytowane publikacje odnoszą się
do elementów, które poddawane są wielokrotnym uszkodzeniom i kolejnym cyklom prostowania termicznego,
a ich uszkodzenia mają zdecydowanie większy zakres
niż w przypadku omawianych dźwigarów.
W oparciu o dostępne informacje, prawidłowo zastosowana metoda prostowania termicznego wraz z innyPRz eg l Ąd bu d owl any 1/2014
AWA R I E BUDOWLANE
a)
b)
Fot. 2.
Przykładowe uszkodzenia dźwigarów:
a) deformacja dźwigara, wyłamane lub
pogięte uchwyty
montażowe oraz
sworznie, b) lokalne
wgniecenie krawędzi
pasa dolnego
4. Naprawa dźwigarów
Naprawę we własnym zakresie przeprowadził wykonawca. Swoją bazę sprzętową musiał jedynie uzupełnić
o planiki większej mocy. Przed przystąpieniem do naprawy oczyszczono dźwigary z powłok antykorozyjnych w stopniu umożliwiającym jej realizację. Wstępna
inwentaryzacja uszkodzeń w podobnych przypadkach
powinna odbywać się przed oczyszczeniem dźwigarów
z powłok malarskich (zdecydowanie łatwiej jest wówczas zlokalizować miejsca ewentualnych uszkodzeń materiałowych, które – jeśli występują – pokrywają się najczęściej z uszkodzeniami powłok), jednak ze względu
na zbyt późne włączenie nadzoru naukowego w proces
naprawy, tego etapu inwentaryzacji nie zrealizowano.
Efektem tego było dokonanie większej liczby napraw
niż wynikało to bezpośrednio z inwentaryzacji uszkodzeń przeprowadzonej przed naprawą (w jej trakcie odnajdowano kolejne uszkodzenia).
Naprawę deformacji dźwigarów podzielono i zrealizowano w trzech głównych, następujących po sobie etapach – oddzielnie dla każdego z naprawianych odcinków dźwigarów.
Etap 1 obejmował pomiary i badania mające na celu ocenę stanu technicznego odcinków dźwigarów po awarii
oraz określenie niezbędnego zakresu naprawy. Były to:
• inwentaryzacja geometryczna, która w odniesieniu
do dźwigarów walcowanych obejmowała pomiar geodezyjny wygięcia w poziomie pasów górnych i dolnych
od płaszczyzny pionowej, wygięcia dźwigara w płaszczyźnie pionowej oraz wygięcia półek w przekroju poprzecznym dźwigara w stosunku do płaszczyzny poziomej
(prostopadłej do płaszczyzny środnika), a w odniesiePR zeglĄ d bu d ow l an y 1/2014
niu do sworzni – pochylenie przekraczające 30°, czyli odpowiadające maksymalnemu pochyleniu dopuszczalnemu przy badaniach mocowania sworzni;
• badania wizualne stanu połączeń sworzni i uchwytów
montażowych – uszkodzenia połączenia kwalifikowały
elementy do wymiany – oraz stanu materiału dźwigarów
wraz z inwentaryzacją uszkodzeń – 100% powierzchni –
wg PN-EN 13018, PN-EN 13927 i PN-ISO 3058;
• badania stanu materiału dźwigarów metodą magnetyczno-proszkową wg PN-EN ISO 9934-1, PN-EN ISO
9934-2, PN-EN ISO 9934-3, PN-EN ISO 3059 oraz ultradźwiękową wg PN-EN 583-1, PN–EN583-2, PN–EN583-5,
PN-EN 10160 na:
–– około 40% losowo wybranej powierzchni dźwigarów (fot. 3);
–– 100% powierzchni dźwigarów zlokalizowanej w odległości ±0,5 m od zinwentaryzowanych uszkodzeń.
Zrealizowane pomiary i badania należy uznać za standardowe i znormalizowane. Wyniki przeprowadzonych
pomiarów i badań stanowiły podstawę do porównania
z wymaganiami odpowiednich norm oraz zakwalifikowania poszczególnych odcinków dźwigarów do naprawy uszkodzeń lokalnych lub/i prostowania metodą
termiczną, a elementów sworzni i uchwytów montażowych do wymiany zgodnie z wymaganiami normy PNEN 10163-3 (tab. 1).
Etap 2 obejmował przeprowadzenie napraw w zakresie adekwatnym do zinwentaryzowanych uszkodzeń
i przeprowadzonej kwalifikacji (tab. 1). Naprawy polegały na:
• wymianie uszkodzonych sworzni i uchwytów montażowych (fot. 2a) na nowe;
• naprawie uszkodzeń lokalnych (niewielkich wgnieceń lub nieciągłości – np. fot. 2b) przez wyszlifowanie, nacięcie, napawanie materiału oraz ponowne wyszlifowanie;
• prostowaniu termicznym dźwigarów wraz ze sporządzeniem karty naprawy dokumentującej miejsca, czas i temperaturę grzania naprawianego elementu (rys. 1 i fot. 3).
mi metodami napraw lokalnych (tj. spawaniem, napawaniem, wymianą drobnych elementów) mogła zostać
wykorzystana do skutecznej naprawy zdeformowanych
w wyniku awarii dźwigarów bez istotnego wpływu na ich
cechy materiałowe.
47
AWARIE BUDOWLANE
DŹWIGAR D2 ELEMENT 2AB
Rys. 1.
Przykładowy schemat nagrzewania
w trakcie prostowania termicznego
dla pojedynczego
elementu
PAS GÓRNY
15
14
13
12
11
10
9
8
2B
7
6
5
4
3
2
1
0
2A
2AB
PAS DOLNY
Fot. 3.
Prostowanie termiczne: a) wspomagane
ciężarem własnym
dźwigara, b) bez
wspomagania –
dźwigar w pozycji
pionowej
Tabela 1. Zestawienie wyników badań (liczba wykrytych uszkodzeń) i pomiarów geodezyjnych wykonanych przed naprawą
(jasne pola) i po naprawie (ciemne pola) wraz z zaleconym zakresem naprawy
Badania
Element
Pomiary geodezyjne
VT
D2
MU
UL
US
MT
UM
UT
PG
PD
Zalecenia
SG
[szt.]
WP
NL
PT
[mm]
1A
3
0
2
0
39
0
4
0
0
0
0
0
2
2
1
1
1
1
4
4
–
1AB
0
0
3
0
1
0
6
0
21
0
0
0
36
12
38
12
11
11
6
6
+
1B
1
0
2
0
39
0
4
0
0
0
0
0
3
3
7
7
3
3
3
3
–
2A
2
0
1
0
51
0
2
0
0
0
0
0
8
8
8
8
1
1
5
5
–
2AB
0
0
8
0
4
0
9
0
15
0
0
0
56
9
60
9
3
9
6
6
+
2B
2
0
4
0
72
0
9
0
0
0
0
0
5
5
8
8
1
1
6
6
3A
4
0
0
0
64
0
4
0
0
0
0
0
5
5
3
3
4
4
5
5
3AB
4
0
1
0
16
0
14
0
4
0
0
0
39
8
37
9
2
3
6
6
+
3B
4
0
4
0
48
0
13
0
0
0
0
0
5
5
7
7
1
1
5
5
–
4A
2
0
2
0
70
0
10
0
0
0
0
0
8
8
8
8
1
1
5
5
–
4AB
2
0
1
0
57
0
17
0
22
0
0
0
113
10
114
8
2
0
4
6
+
4B
1
0
2
0
48
0
13
0
0
0
0
0
4
4
7
7
2
2
3
3
–
Maks.
0
0
0
0
0
0
10/15
10/15
–
+
–
–
6.5
Element: np. 1A i 1B oznaczają skrajne elementy dźwigara nr 1, a 1AB oznacza element środkowy tego dźwigara
Badania: VT – wizualne, MT – magnetyczno-proszkowe, UT – ultradźwiękowe,
Opis uszkodzeń: MU – miejscowe uszkodzenia; UL – ubytki lokalne materiału;
US – uszkodzenia sworzni; UM – uszkodzenia uchwytów montażowych.
Pomiary geodezyjne:
PG – maksymalna deformacja dźwigara w płaszczyźnie poziomej na poziomie pasa górnego;
PD – maksymalna deformacja dźwigara w płaszczyźnie poziomej na poziomie pasa dolnego;
SG – maksymalna deformacja dźwigara w płaszczyźnie pionowej w odniesieniu do projektowanej;
WP – maksymalna skośność półek dźwigara.
Zalecenia: NL – naprawy lokalne; PT – prostowanie termiczne.
10/15* – oznacza 10 mm dla elementów skrajnych i 15 mm dla elementów środkowych, lecz nie więcej niż 35 mm dla całego dźwigara po ponownym zespawaniu.
48
AWA R I E BUDOWLANE
DŹWIGAR D2 ELEMENT 2AB
PAS GÓRNY
15
14
13
12
11
10
9
8
2B
7
6
5
4
3
2
1
0
2A
2AB
PAS DOLNY
0
1
2
3
4
5
6
2A
7
8
9
2AB
Element
D2
1AB
2AB
3AB
4AB
Dopuszczalne
Czasy grzania [min.]
Temperatury grzania [°C]
min.
maks. całkowity
min.
maks.
5
18
116
400
463
5
14
238
400
468
6
20
295
400
515
735
1202
312
400
493
–
–
–
350
650
Na podstawie przeprowadzonych w toku całej naprawy pomiarów i badań stwierdzono istnienie i naprawiono 87 uszkodzeń miejscowych, 30 lokalnych ubytków
materiału oraz wymieniono 509 uszkodzonych sworzni
i 105 uszkodzonych uchwytów montażowych oraz wyprostowano termicznie cztery (na dwanaście) środkowe odcinki dźwigarów walcowanych.
Zrealizowane naprawy można uznać za standardowe (napawanie, wymiana elementów) za wyjątkiem prostowania termicznego, którego przydatność, procedury przeprowadzenia oraz ocena skuteczności i wpływu na stan
techniczny naprawianych elementów wymaga praktycznie każdorazowo indywidualnego podejścia. W programie
naprawy wykonawcy proces prostowania termicznego
został opisany ogólnie, ze względu na brak niezbędnych
danych na temat koniecznego zakresu naprawy. Dane te
zostały zgromadzone w etapie 1 naprawy (po przeprowadzeniu pomiarów i badań), a same parametry procesu były ustalane indywidualnie (rys. 1 i tab. 2) dla każdego uszkodzenia wg określonych przez nadzór naukowy
zasad ramowych podanych w programie wykonawcy.
Etap 3 obejmował pomiary i badania mające na celu
ocenę skuteczności naprawy i stanu technicznego
odcinków dźwigarów po naprawie, tj. inwentaryzację
geometryczną elementów poddanych naprawie metodą prostowania termicznego, badania stanu materiału
dźwigarów metodą wizualną wg ww. norm – 100% powierzchni poddanej naprawie – oraz metodą magnetyczno-proszkową (np. rys. 2) oraz ultradźwiękową wg ww.
norm na 100% powierzchni dźwigarów zlokalizowanej
w odległości do ±0,5m od miejsca naprawy.
11
12
13
14
15
2B
Wyniki pomiarów i badań przeprowadzonych po naprawie stanowiły podstawę do ponownego porównania z wymaganiami odpowiednich norm (m.in. PN-EN 10163-3)
(tab. 1). Naprawę uznano za skuteczną, jeżeli wszystkie
parametry geometryczne mieściły się w tolerancjach produkcyjnych dla nowych dźwigarów, a wszystkie wyniki
badań materiałowych wykazywały brak uszkodzeń. Pozytywne wyniki porównania świadczące o skuteczności
przeprowadzonej naprawy wraz z wynikami analizy procesu ewentualnego prostowania termicznego stanowiły
podstawę do zakwalifikowania poszczególnych odcinków
do ponownego scalenia i zabezpieczenia antykorozyjnego w oparciu o procedury obowiązujące na kontrakcie.
5. Podsumowanie i wnioski
Pomiarom, badaniom i naprawie zgodnie z programem
wykonawcy uzupełnionym przez nadzór naukowy poddano elementy powstałe w wyniku przecięcia dźwigarów
w miejscu wcześniej wykonanych styków warsztatowych.
W trakcie awarii w dźwigarach wystąpiły uszkodzenia
o charakterze mechanicznym: deformacje (głównie boczne
z płaszczyzny pionowej) o charakterze plastycznym oraz
uszkodzenia lokalne powstałe w wyniku uderzeń bezpośrednich, które zostały zidentyfikowane i zinwentaryzowane w trakcie pomiarów geometrii dźwigarów, badań
wizualnych, magnetyczno-proszkowych i ultradźwiękowych. Zakres i wielkość uszkodzeń sklasyfikowano jako
stosunkowo niewielki i pozwalający na skuteczne przeprowadzenie naprawy dźwigarów. Istotne deformacje,
przekraczające tolerancje produkcyjne, wystąpiły wyłącznie w odcinkach środkowych dźwigarów i wymagały naprawy metodą prostowania termicznego. Na pozostałych odcinkach deformacje, jeśli wystąpiły, mieściły
się w tolerancjach produkcyjnych. Typowym naprawom
lokalnym polegającym na uzupełnianiu ubytków i uszkodzeń przez napawanie poddano wszystkie elementy.
Nadmiernie zdeformowane lub/i uszkodzone sworznie
i uchwyty montażowe wymieniono na nowe.
Naprawa metodą prostowania termicznego i naprawy lokalne okazały się tanie, skuteczne i szybkie, a ich przeprowadzenie nie spowodowało powstania nowych uszkodzeń.
Tabela 2. Parametry zrealizowanego procesu prostowania
termicznego
10
Rys. 2.
Przykładowy schemat rozmieszczenia
obszarów poddanych badaniom
metodą magnetyczno-proszkową
dla pojedynczego
elementu
49
AWARIE BUDOWLANE
Naprawione dźwigary spełniają wymagania właściwych
norm pod względem geometrycznym i materiałowym i mogły zostać ponownie scalone, zabezpieczone antykorozyjnie oraz wbudowane. W celu ochrony przed ewentualnym
zagrożeniem uderzeniem w trakcie użytkowania (dopiero
kilkukrotna naprawa przez prostowanie termiczne wpływa negatywnie na właściwości naprawianych elementów)
dźwigary po naprawie zalecono zamontować w przekroju poprzecznym od strony osi drogi.
Istotna w całym procesie naprawy była rola nadzoru
naukowego, który sprawdzał i opiniował przedkładane
przez wykonawcę dokumentacje projektowe (program
naprawy), nadzorował bezpośrednio prowadzenie nietypowych robót naprawczych oraz wykonał analizę wyników pomiarów i badań, a także ocenił skutki naprawy
przeprowadzonej nieznormalizowaną metodą prostowania termicznego.
Metodę prostowania termicznego wykorzystano w nietypowym zakresie do skutecznej, stosunkowo taniej
i szybkiej naprawy masywnych dźwigarów walcowanych o znacznych gabarytach i stosunkowo niewielkich deformacji.
BIBLIOGRAFIA
[1] Zobel H.: Vademecum bieżącego utrzymania i odnowy drogowych obiektów mostowych. Tom 6. Mosty stalowe. Rozdział 6.11.
Prostowanie termiczne elementów. GDDP. Warszawa 1994
[2] CTC & Associates LLC, WisDOT Research & Library Unit: Effect of
Heat Straightening on Girders Subjected to Multiple Repairs. WHRP
Structures TOC. December 22, 2009
[3] US Department of Transportation: Guide for Heat-Straightening of
Damaged Steel Bridge Members. FHWA 2011
[4] Connor R. J., Urban M. J., Kaufmann E. J., Heat-Straightening
Repair of Damaged Steel Bridge Girders: Fatigue and Fracture
Performance. NCHRP. Report 604
[5] PN-EN 10034. Dwuteowniki I i H ze stali konstrukcyjnej.
Dopuszczalne odchyłki wymiarowe i odchyłki kształtu
[6] PN-EN 10160. Badanie ultradźwiękowe wyrobów stalowych płaskich grubości równej lub większej niż 6 mm (metoda echa)
[7] PN-EN 10163-3. Wymagania dotyczące stanu powierzchni przy
dostawie stalowych blach grubych, blach uniwersalnych i kształtowników walcowanych na gorąco. Część 3: Kształtowniki
[8] PN-EN 13018. Badania nieniszczące. Badania wizualne. Zasady ogólne.
[9] PN-EN 13927 Badania nieniszczące. Badania wizualne. Wyposażenie
[10] PN-EN 583-1. Badania nieniszczące. Badania ultradźwiękowe.
Część 1: Zasady ogólne
[11] PN-EN ISO 3059. Badania nieniszczące. Badania penetracyjne
i badania magnetyczno-proszkowe. Warunki obserwacji
[12] PN-EN ISO 9934-1, Badania nieniszczące. Badanie magnetyczno-proszkowe. Część 1: Zasady ogólne
[13] PN-EN ISO 9934-2. Badania nieniszczące. Badanie magnetyczno-proszkowe. Część 2: Środki wykrywające
[14] PN-EN ISO 9934-3. Badania nieniszczące. Badanie magnetyczno-proszkowe. Część 3: Aparatura
Część 2: Nastawianie czułości i zakresu obserwacji
Część 5: Charakteryzowanie i wymiarowanie nieciągłości
[17] PN-ISO 3058. Badania nieniszczące. Przyrządy pomocnicze
do badań wizualnych. Dobór lup o małych powiększeniach
Miło nam poinformować naszych Autorów i Czytelników, że od dnia 17 grudnia 2013 roku Ministerstwo
Nauki i Szkolnictwa Wyższego przyznało „Przeglądowi Budowlanemu” 4 punkty za publikację.
Przypominamy podstawowe zasady recenzowania publikacji na naszych łamach:
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 recenzentów jest afiliowany w instytucji zagranicznej innej niż narodowość autora pracy.
3. Rekomendowanym rozwiązaniem jest model, w którym autorzy i recenzenci nie znają swoich tożsamości
(tzw. „double-blind review proces”).
4. W innych rozwiązaniach recenzent musi podpisać deklarację o nie występowaniu konfliktu interesów; za
konflikt interesów uznaje się zachodzące między recenzentem a autorem:
a) bezpośrednie relacje osobiste (pokrewieństwo, związki prawne, konflikt),
b) relacje podległości zawodowej,
c) bezpośrednia współpraca naukowa w ciągu ostatnich dwóch lat poprzedzających przygotowanie recenzji.
5. Recenzja musi mieć formę pisemną i kończyć się jednoznacznym wnioskiem co do dopuszczenia artykułu do publikacji lub jego odrzucenia.
6. Zasady kwalifikowania lub odrzucenia publikacji i ewentualny formularz recenzencki są podane do publicznej wiadomości na stronie internetowej czasopisma w zakładce „Dla Autorów”.
50
Ko n str u kc je – Elementy – Mate ri ały
Nietypowy przypadek
oddziaływania termicznego
w analizie nośności hali przemysłowej
1. Wprowadzenie
Wiele z funkcjonujących aktualnie obiektów przemysłowych pozostaje w użytkowaniu przez okres przekraczający 50 lat. W związku z tym właściciele tych obiektów
formułują pytania co do możliwej dalszej ich bezpiecznej eksploatacji. Zagadnienia oceny stanu technicznego
obiektów przemysłowych po długoletnim okresie użytkowania stanowią często nietypowe przypadki analizy
konstrukcji, wymagające indywidualnego i uważnego
potraktowania z uwzględnieniem czynników, takich jak:
braki, a nawet błędy w oryginalnej dokumentacji projektowej, rzeczywiste charakterystyki elementów konstrukcyjnych i parametrów mechanicznych wbudowanych
materiałów, zrealizowane przebudowy bądź modernizacje ingerujące w układ konstrukcyjny lub zmieniające
obciążenia. Częstą sytuacją jest także zmiana przeznaczenia obiektu w trakcie jego użytkowania – z możliwą niekorzystną zmianą warunków pracy elementów
konstrukcyjnych (np. podwyższona agresywność środowiska wywołana zachodzącymi procesami technologicznymi) i wystąpieniem nowych oddziaływań (mechanicznych – statycznych i dynamicznych, termicznych,
a nawet o charakterze wyjątkowym).
W artykule przedstawiono przykład analizy hali przemysłowej po wieloletnim okresie jej użytkowania w zmienionych w stosunku do podstawowych założeń projektowych warunkach, ze szczególnym uwzględnieniem
nietypowych oddziaływań o charakterze termicznym.
zaś w obiekcie zlokalizowany jest zespół pieców grafityzacyjnych typu Achesona.
Główny ustrój nośny hali stanowi mieszana konstrukcja
żelbetowo-stalowa w postaci: żelbetowych słupów wspornikowych o zmiennym przekroju poprzecznym w rozstawie co 6,4 m, zamocowanych w stopach fundamentowych
oraz stalowej konstrukcji przekrycia w formie rozbudowanego dźwigara kratowego o rozpiętości 25,5 m i wysokości 8,2 m, stężonego poprzecznie i podłużnie w płaszczyznach połaci dolnej i pośredniej, a także pionowo
w płaszczyźnie świetlików i wywietrzników. Dźwigar stalowy oparto na słupach w poziomie +8,81 m na jednym
końcu w sposób przegubowy, na drugim – przegubowo
przesuwny. Szkielet konstrukcji wypełniono ścianami ceramicznymi stanowiącymi osłonę wnętrza hali.
Na rysunku 1 pokazano rzut stalowej konstrukcji dachu
dla pierwszego bloku dylatacyjnego hali grafityzacji –
z przyjętym oznaczeniem osi dźwigarów (od I do VI)
i podpór (A, B) oraz układem stężeń konstrukcji dachu.
Natomiast rysunek 2 przedstawia przekrój poprzeczny
przez wiązar dachowy i konstrukcję wsporczą w postaci słupów żelbetowych.
Dr inż. Krzysztof Chudoba, dr inż. Szymon Seręga, dr inż. Maciej Suchodoła,
Politechnika Krakowska
2. Ogólna charakterystyka przedmiotowego
obiektu
Hala przemysłowa będąca przedmiotem analizy została zaprojektowana na początku lat pięćdziesiątych
ubiegłego stulecia. Rzut obiektu ma kształt prostokąta,
o wymiarach w osiach głównej konstrukcji nośnej wynoszących 25,5 m x 141 m. Całkowita wysokość hali
wynosi około 17,4 m. Hala została podzielona na cztery bloki dylatacyjne. Według pierwotnej dokumentacji
hala pełniła funkcję pomieszczeń obrabiarek, obecnie
Rys. 1. Rzut segmentu dylatacyjnego stalowej konstrukcji
hali grafityzacji
51
Konstru kc je – Ele m e n ty – Mate ri ały
Rys. 3. Oznaczenia prętów dla stalowego dźwigara dachowego w hali grafityzacji
52
Rys. 2. Przekrój poprzeczny przez wiązar dachowy i konstrukcję wsporczą
Kratowe dźwigary stalowe konstrukcji przekrycia pochodzą
z dwóch okresów. Elementy pomiędzy osiami I–V zostały
odbudowane po katastrofie spowodowanej wybuchem
jednego z pieców, mającym miejsce w trakcie powodzi
w roku 1997. Pozostałe elementy (od osi VI aż do skrajnej osi ostatniego bloku dylatacyjnego XXIII) to dźwigary pierwotne. Elementy dźwigara stalowego wykonano
jako złożone z walcowanych profili w postaci zestawów
podwójnych kątowników łączonych w węzłach blachami
o grubości 18 mm. W większości prętów wykratowania
kątowniki zwrócone są do siebie półkami – z zachowaniem odległości wynikającej z grubości blachy węzłowej – i połączone przewiązkami. Część kątowników (np.:
pasy dolne elementów pierwotnych) układano „na styk”
łącząc je poprzez spawanie. Na rysunku 3 podano przyjęte oznaczenia dla poszczególnych prętów stalowego
dźwigara dachowego w hali grafityzacji.
W trakcie wizji lokalnych stwierdzono, że profile zastosowane w dźwigarach w obszarze pomiędzy osiami
VI–XXII różnią się od podanych w pierwotnej dokumentacji projektowej. Różnice te mogą wynikać z próby
eliminacji błędów projektowych, przeprowadzonej już
na etapie budowy obiektu (część prętów jest wzmocniona) lub podczas późniejszych prac remontowych.
Zmiany w stosunku do dokumentacji pierwotnej dotyczą prętów nr: 23 i 35; 40 i 56; 42 i 54; 21 i 37 (oznaczenia prętów według rysunku 3).
Pierwotne pokrycie hali zostało wykonane z żelbetowych płyt korytkowych izolowanych przeciwwodnie
trzema warstwami z papy bitumicznej. Ponad 50-letnia
eksploatacja w agresywnym środowisku pyłów o składzie siarczanowo-węglowodorowym oraz incydentalne
erupcje pieców podczas procesów technologicznych
doprowadziły do istotnej korozji pierwotnych płyt żelbetowych korytkowych. Płyty te sukcesywnie wymieniano. Oryginalne płyty zostały zastąpione blachą trapezową. Przy osi A pomiędzy osiami VII–XXII zamiast blachy
zastosowano nowe płyty korytkowe pokryte papą. Płyty pokrycia oparto na płatwiach stalowych wykonanych
z kształtowników walcowanych dwuteowych i teowych,
ciągłych, podwieszonych w środku rozpiętości.
Na żelbetowych słupach na poziomie +6,54 m zostały przewidziane belki żelbetowe oryginalnie stanowiące podporę toru jezdnego trzech suwnic natorowych,
dwudźwigarowych, o udźwigu 50 ton i rozpiętości 24 m.
Obecnie belki te nie pełnią już roli nośnej – nad belkami wykonano nowe stalowe belki podsuwnicowe (dwuteowe), z których reakcje przekazywane są bezpośrednio na słupy żelbetowe.
Przedmiotowa hala pracuje w bardzo trudnym środowisku, ze względu na procesy technologiczne związane z grafityzacją wyrobów zachodzącą w temperaturze około 3000°C. Konstrukcja hali poddawana jest
ciągłemu oddziaływaniu gorącego powietrza w trakcie
rozbierania pieców po ukończeniu cyklu „wypalania”
elektrod węglowych (temperatura konstrukcji oscyluje wówczas w granicach 50–60°C). W trakcie procesu
rozbiórki pieców panuje duże zapylenie – uwalniane
pyły charakteryzują się silnym działaniem korozyjnym.
Osadzający się na konstrukcji agresywny pył stanowi
zaczątki ognisk korozyjnych, zarówno dla elementów
stalowych, jak i żelbetowych. Efekt agresywności potęguje fakt, że hala jest otwarta (wywietrzniki w poziomie
górnym, brak okien w poziomie dolnym), co podyktowane jest potrzebą intensywnego chłodzenia obiektu podczas prowadzenia procesów technologicznych.
W miejscach styczności elementów konstrukcyjnych
z chłodnym środowiskiem dochodzi do ich szybkiego
wystudzenia i w konsekwencji do kondensacji pary wodnej na powierzchni prętów stalowych. Ponadto miejsca
te (w szczególności przy świetlikach i wywietrznikach)
narażone są na zalewanie wodą opadową. Agresywny
pył w połączeniu z wodą działa wyjątkowo destrukcyjnie na stal profilową. W przypadku przedmiotowej hali
efekt korozji jest potęgowany szybko starzejącymi się
– pod wpływem temperatury technologicznej – powłokami zabezpieczenia antykorozyjnego.
Dodatkowe oddziaływanie na konstrukcję hali grafityzacji stanowią incydentalne zjawiska erupcji w trakcie
procesu grafityzacji, polegające na gwałtownym wyrzuceniu z pieca dużej ilości gazów z pyłem. Erupcje takie
zdarzały się kilkanaście razy w okresie ostatnich 15 lat
i trwały jednorazowo około 20 minut. Ze względu na żywiołowy charakter zjawiska erupcji, temperatura gazów,
a także jej przebieg w czasie zdarzenia w poziomie staPRz eg l Ąd bu d owl any 1/2014
Fot. 1.
Przykłady korozji
elementów stalowych
3. Analiza stanu technicznego hali
Fot. 2. Ślady korozji i złuszczenia farby na elementach stalowych przy świetliku
lowego dźwigara kratowego są bardzo trudne do określenia. Nieznane jest również ciśnienie gazów w piecu
w chwili poprzedzającej wybuch. Wysoka temperatura
otoczenia w czasie erupcji gazów również wyjątkowo
destrukcyjnie oddziałuje na stan powłok antykorozyjnych na stalowych elementach konstrukcyjnych.
Należy podkreślić, że projekt techniczny przedmiotowej hali nie uwzględniał w żadnym punkcie efektów
termicznych w czasie zwykłego procesu technologicznego, możliwości zaistnienia wyjątkowej sytuacji spowodowanej erupcją materiału pieca, jak również agresywnego środowiska pracy konstrukcji. Przedmiotowa
hala zaprojektowana została zatem jako zwykły obiekt,
W trakcie przeprowadzonych wizji lokalnych dokonano
inwentaryzacji uszkodzeń elementów konstrukcyjnych
hali. Szczegółowym oględzinom i ocenie stanu technicznego poddano zarówno stalową konstrukcję dachu, jak i żelbetową konstrukcję podbudowy.
Uszkodzenia stalowych elementów konstrukcji dachu
hali obejmowały: powierzchniowe złuszczenia farby, korozję materiału elementów konstrukcji dachu, nieliczne
lokalne wygięcia elementów. Koncentrację uszkodzeń
stwierdzono w obszarach najsilniejszych oddziaływań
od prowadzonych w hali grafityzacji procesów technologicznych. Nasilenie uszkodzeń elementów w tych obszarach związane jest z możliwym bezpośrednim oddziaływaniem wody opadowej od strony świetlika. Korozja
stalowych elementów przebiega szczególnie intensywnie
w węzłach i tych obszarach w pasach dolnych, w których możliwe jest gromadzenie i zaleganie pyłów, będących efektem prac technologicznych prowadzonych
w hali. Osady te w obecności podwyższonej temperatury i wilgoci (lub nawet bezpośrednio – wody opadowej) prowadzą do przyspieszonej korozji stali elementów konstrukcyjnych dźwigara przekrycia hali.
Stopień korozji, zwłaszcza w środkowej części rzutu hali
nad piecami oraz w miejscach narażonych na oddziały-
a nie pracujący w agresywnym środowisku ze zmiennym oddziaływaniem temperatury.
Fot. 3.
Uszkodzenia w strefie oparcia
dźwigarów stalowych
53
wanie wód opadowych i śniegu, kwalifikował konstrukcję stalową główną i stężenia do ponownego malowania.
W przypadku węzłów, słupków świetlików i wywietrzników,
zalecono także odtworzenie skorodowanych profili.
Uszkodzenia słupów żelbetowych skoncentrowane były
w obszarze podparcia stalowych dźwigarów dachowych
i obejmowały: lokalne ubytki powierzchniowe, pęknięcia
i odspojenia części przekroju betonowego, odsłonięcia
prętów zbrojeniowych oraz ślady korozji tych prętów.
Zalecono naprawę najbardziej uszkodzonych elementów żelbetowych, stwierdzając, że docelowo powinno
się rozważyć naprawę i wzmocnienie w strefie oparcia
dźwigarów stalowych dla wszystkich słupów, ze względu
na fakt, że część wspomnianych wcześniej uszkodzeń
może się ujawnić po dokładnym oczyszczeniu warstw
odspojonego tynku oraz zalegającego pyłu.
Przykłady typowych uszkodzeń elementów stalowych
dźwigarów dachowych oraz żelbetowych słupów podbudowy przedstawiono na fotografiach 1–3.
4. Analiza termiczna i statyczno-wytrzymałościowa
W celu oceny bezpieczeństwa pracy podstawowej konstrukcji nośnej hali grafityzacji przeprowadzono kontrolne
obliczenia statyczno-wytrzymałościowe dla parametrów
mechanicznych materiałów określonych na podstawie badań (w przypadku stali – na próbkach wyciętych z konstrukcji, natomiast w przypadku betonu konstrukcyjnego – na podstawie metod nieniszczących materiału). Dla
spodziewanych scenariuszy obciążenia określono stopień wytężenia oraz maksymalną temperaturę każdego
z elementów konstrukcyjnych, przy której przewiduje się
utratę jego nośności. Przeprowadzona analiza została
poprzedzona oszacowaniem temperatury w hali w trakcie incydentalnej erupcji gorących gazów.
4.1. Oszacowanie temperatury oddziałującej
na dźwigar stalowy w trakcie wybuchu
Ponieważ nie dysponowano żadnymi szczegółowymi
danymi od służb technicznych użytkownika hali opisującymi wybuchowe wyrzucenie gazów (wartości temperatury gazu, przebieg ich zmian w czasie, poziom
ciśnienia panującego w piecu podczas wybuchu) zdecydowano się dokonać zgrubnego szacunku temperatury w poziomie stalowej konstrukcji dachu, opierając
się na następujących danych:
–– temperatura rdzeni grafitowych w piecu: 3000°C,
–– temperatura powietrza w hali podczas szarży: 50°C,
–– skład gazów ustalony na podstawie badań emisji spalin – głównym gazem powstającym w trakcie szarży jest
tlenek węgla (98%).
Dodatkowo przyjęto założenia do obliczeń, dotyczące:
–– ciśnienia gazu w piecu w chwili poprzedzającej erupcję: 0,15–0,25 MPa,
–– pominięcia temperatury i ilości wyrzucanego w trakcie eksplozji pyłu (niemożliwych do oszacowania bez
pomiarów doświadczalnych),
54
–– modelu obliczeniowego polegającego na oszacowaniu temperatury mieszaniny dwóch różnych gazów
(tlenek węgla i powietrze), posiadających różną temperaturę i znajdujących się pod różnym ciśnieniem:
Tmiesz =
TCO cCO mCO + T powcpow mpow
cCOmCO + c powm pow
(1)
gdzie: Tmiesz – temperatura mieszaniny gazów tlenku węgla (TCO), powietrza (Tpow), cCO – ciepło właściwe tlenku węgla, cpow – ciepło właściwe powietrza, mCO – masa
tlenku węgla (dla założonego ciśnienia wybuchu), mpow
– masa powietrza (dla ciśnienia atmosferycznego).
Ponadto w obliczeniach przyjęto, że wyrzucany gorący
gaz w całości wypełnia komorę pieca i miesza się z chłodnym powietrzem jedynie w słupie ograniczonym rzutem
pieca i górnym obrysem dźwigara stalowego. W obliczeniach zaniedbano zależność ciepła właściwego powietrza i tlenku węgla od temperatury i ciśnienia, przyjmując
do obliczeń wartości bardziej niekorzystne, wynoszące
1260 J/(kg·K) dla tlenku węgla i 1005 J/(kg·K) w przypadku powietrza. Należy zaznaczyć, że przyjęty model opisuje ustaloną sytuację termiczną po upływie pewnego czasu
od incydentu, przy założeniu braku wentylacji. Rozwiązanie dokładne problemu na drodze analitycznej, uwzględniające proces wymiany gazów z otoczeniem hali, nie jest
możliwe bez sprowokowania wybuchu i doświadczalnego pomiaru ilości wyrzucanych materiałów, ciśnienia wewnątrz pieca, a przede wszystkim opisania modelu fizycznego i określenia mechanizmu powstawania erupcji.
W wyniku zastosowanej procedury obliczeniowej określono średnią temperaturę gazów na poziomie 250–300°C.
Oszacowana temperatura dotyczy otoczenia a nie samej
konstrukcji. Ze względu na opór przejmowania ciepła
na powierzchniach elementów stalowych dźwigara dachowego oraz bezwładność nagrzewu konstrukcji, rzeczywista średnia temperatura profili stalowych w trakcie incydentu termicznego będzie niższa.
4.2. Stalowa konstrukcja dachu
Obliczenia nośności stalowych dźwigarów kratowych
wykonano w oparciu o normę PN-90/B-3200 [1]. W obliczeniach wykorzystano właściwości mechaniczne stali
gatunku St3 (ustalonego na podstawie badań laboratoryjnych próbek stali wyciętych z konstrukcji), przyjmując
w temperaturze eksploatacji konstrukcji T<70°C wytrzymałość obliczeniową fd = 215 MPa dla profili o grubości
ścianki t ≤ 16 mm oraz początkowy współczynnik sprężystości E = 205 GPa. Przyjęte w obliczeniach właściwości materiałowe w przedziale temperatur 70°C ≤ T ≤
600°C, wyrażono jako funkcje temperatury T zgodnie
z zależnościami podanymi w [1].
Analizę statyczno-wytrzymałościową dźwigarów kratowych przeprowadzono w oparciu o geometrię podaną
w dokumentacji projektowej przy uwzględnieniu stwierdzonych w trakcie wizji lokalnych zmian w przekrojach
poprzecznych prętów. W obliczeniach przyjęto przeguPRz eg l Ąd bu d owl any 1/2014
Tabela 1. Rezultaty obliczeń statycznych dla wybranych
prętów.
φ
Nr pręta*
F [kN]
NR [kN]
Tgr [OC]
23, 35
185,2
0,36
104,3
***
39, 57
-185,2
nie dotyczy **
206,4
31
40, 56
142,4
0,37
151,8
22
Uwagi: */ oznaczenia według rysunku 3; **/ pręt rozciągany; ***/
niedobór nośności dla kombinacji bez uwzględnienia temperatury
Współczynnik wyboczeniowy φ uwzględnia zarówno efekty
wyboczenia względem osi materiałowej albo niemateriałowej oraz wyboczenia względem osi 1 pojedynczej gałęzi,
dla której uzyskuje się najmniejszy promień bezwładności przekroju. Wraz ze wzrostem temperatury eksploatacji
konstrukcji T zmianie ulegają nie tylko właściwości mechaniczne stali, ale również siły przekrojowe w poszczególnych elementach kratownicy. W celu określenia wrażliwości
poszczególnych prętów na wzrost temperatury, policzono
graniczną wartość T = Tgr, w jakiej może teoretycznie pracować pręt z uwzględnieniem wyżej wymienionych efektów. Brak wartości Tgr oznacza przekroczenie warunku nośności bez dodatkowego wpływu temperatury. Wartość Tgr
należy rozumieć jako wartość szacunkową określoną dla
poszczególnego elementu i w żadnym razie nie wiązać
jej z temperaturą graniczną określoną dla dźwigara kratowego. Praca ustroju nośnego w wysokich temperaturach
związana jest z dużymi przemieszczeniami, które w rozważanym obiekcie muszą być ograniczone ze względu na zastosowane rozwiązania konstrukcyjne. Dodatkowo duże
przemieszczenia będą odpowiedzialne za dalszy wzrost
sił przekrojowych związany z przestrzenną pracą ustroju.
Rezultaty wykonanej analizy przedmiotowego dźwigara kratowego wskazały na konieczność dokonania
wzmocnień w niektórych prętach dźwigarów pierwotnych (oznaczenia według rysunku 3): nr 23 i 35. Nośność tych prętów okazała się niewystarczająca dla
kombinacji obciążeń bez uwzględnienia wpływu temperatury eksploatacyjnej 50°C.
Osobną grupę stanowiły pręty 39 i 57 oraz 40 i 56 (oznaczenia według rysunku 3). Nośność tych prętów jest niewystarczająca dla kombinacji uwzględniających wpływ
temperatury eksploatacyjnej. Pręty te należą do grupy
wykazującej wrażliwość na działanie temperatury, tj.
wraz ze wzrostem temperatury rosną wartości sił osiowych. Przy określonym ich poziomie wytężenia dla kombinacji obliczeniowej, wynoszącym około 90%, nawet
niewielki wzrost temperatury może spowodować utratę nośności. Utrata nośności tych elementów nie musi
oznaczać utraty nośności dźwigara stalowego, niemniej
zalecono wzmocnienie tych prętów.
4.3. Żelbetowa konstrukcja podbudowy
Obliczenia słupów żelbetowych podbudowy hali grafityzacji wykonano w oparciu o dane geometryczne przekrojów i ilość zbrojenia według dokumentacji projektowej.
Klasę betonu określono za pomocą metody nieniszczącej (sklerometrycznej). W wyniku przeprowadzonych
obliczeń według normy PN-EN 1992-1-1 [2] stwierdzono, że po wykonaniu niezbędnych napraw elementów
wykazujących uszkodzenia (p. 3.4.) zapewniona będzie
ich dalsza bezpieczna eksploatacja.
4.4. Zalecenia odnośnie wymaganych napraw
i wzmocnień
Wyniki przeprowadzonych wizji lokalnych oraz analizy
statyczno-wytrzymałościowej z uwzględnieniem efektów termicznych posłużyły do określenia zakresu niezbędnych napraw, wzmocnień i zabezpieczeń elementów konstrukcji przedmiotowej hali grafityzacji.
Zalecane prace dla części stalowej obejmowały: odtworzenie powłok zabezpieczenia antykorozyjnego stalowych
elementów konstrukcji dachu, wzmocnienie newralgicznych w analizowanym dźwigarze prętów/słupków kratownicy (nr 23, 35), wzmocnienie prętów nr 39 i 57 oraz
40 i 56 dla wszystkich pierwotnych dźwigarów w hali,
uzupełnienie brakujących stężeń pionowych stalowej
konstrukcji dachu, oczyszczenie wszystkich łożysk przesuwnych dźwigara dachowego z warstw pyłu i usunięcie wszystkich ograniczeń krępujących swobodę ruchu
dźwigara w kierunku poprzecznym hali, oczyszczenie
z produktów korozji i dodatkowe wzmocnienie skorodowanych węzłów kratownicy w obszarze świetlików
i wywietrzników hali, przywrócenie ciągłości wszystkich
przeciętych gałęzi istniejących stężeń.
W przypadku słupów żelbetowych podbudowy zalecono naprawę uszkodzeń (obejmujących: pęknięcia, odspojenia, ubytki powierzchniowe, ślady korozji prętów
stali zbrojeniowej). W wyniku prac naprawczych odtwa-
bowe połączenia prętów kratownicy oraz ich długości
wyboczeniowe równe teoretycznej długości prętów pomiędzy węzłami skratowania.
Obliczenia wykonano dla następujących obciążeń (określonych z wykorzystaniem norm [3–5]): ciężar własny
kratownicy; ciężar własny konstrukcji pokrycia dachu,
tj. blach trapezowych wraz z płatwiami oraz stężeniami połaciowymi; ciężar własny konstrukcji pokrycia dachu, tj. żelbetowych płyt korytkowych pokrytych papą
wraz z płatwiami oraz stężeniami połaciowymi; obciążenie temperaturą T = 50°C, nierównomiernie rozłożoną
na wysokości kratownicy – ten rodzaj obciążenia wykorzystano dalej jako obciążenie pomocnicze do określenia nośności poszczególnych prętów kratownicy przy
wzrastającej temperaturze eksploatacji ustroju nośnego
(uwzględniając w ten sposób oddziaływanie termiczne
w trakcie wybuchu materiału pieca); obciążenie śniegiem (dla strefy II); obciążenie wynikające z obecności worków śnieżnych powstałych na skutek działania
wiatru. Dla wymienionych obciążeń zbudowano osiem
kombinacji dla stanu granicznego nośności dla dwóch
typów konstrukcji dachu (blacha trapezowa albo płyty
żelbetowe korytkowe pokryte papą).
W tabeli 1 przedstawione zostały rezultaty obliczeń statycznych wybranych prętów dla kombinacji obciążenia wywołującego maksymalne lub minimalne siły osiowe F.
55
rzających początkową geometrię przekroju i otulinę betonową, przywrócona zostanie pierwotna zdolność konstrukcji do przenoszenia obciążeń i umożliwiona dalsza
bezpieczna eksploatacja obiektu.
5. Podsumowanie i wnioski
56
W artykule omówiono przypadek analizy hali przemysłowej z nietypowym oddziaływaniem termicznym związanym z prowadzonymi procesami technologicznymi grafityzacji (zachodzącymi w temperaturze około 3000°C)
– co skutkuje osiągnięciem temperatury eksploatacji
dla stalowej konstrukcji dachu na poziomie około 50°C
– i wyjątkowym oddziaływaniem w trakcie wybuchowego wyrzutu materiału pieca o nieustalonych dokładnie
parametrach.
Celem realizowanej opinii technicznej była analiza konstrukcji nośnej hali grafityzacji wraz z wytycznymi napraw
i koncepcją zabezpieczeń przed wysoką temperaturą.
Z uwagi na specyfikę analizowanego przypadku, zakres
przeprowadzonych działań obejmował dodatkowo badania laboratoryjne próbek pobranych ze stalowej części konstrukcji (narażonych na oddziaływanie wysokiej
temperatury w trakcie incydentalnych erupcji pieców)
w celu określenia aktualnych parametrów stali, a także
oszacowanie poziomu temperatury działającej na dźwigar stalowy w chwili wybuchu materiału pieca.
W przypadku analizy statyczno-wytrzymałościowej
uwzględniono oddziaływania termiczne, tak związane
z normalnymi warunkami technologicznymi procesów
prowadzonych w hali grafityzacji, jak i incydentalnymi
wybuchami materiałów w piecach. Oddziaływania termiczne technologiczne przyjęto jako obciążenie temperaturą T = 50°C nierównomiernie rozłożoną na wysokości kratownicy. Taki sposób obciążenia wykorzystano
dalej jako obciążenie pomocnicze do określenia nośności poszczególnych prętów kratownicy przy wzrastającej
temperaturze eksploatacji ustroju nośnego. Ostatecznie oszacowano maksymalne/graniczne wartości temperatury powodujące utratę nośności dla poszczególnych elementów dźwigara kratowego, opisując w ten
sposób wrażliwość prętów stalowych na wyjątkowe
oddziaływanie termiczne występujące w trakcie wybuchów. Zastosowana procedura pozwoliła ostatecznie
na określenie, które pręty kratownicy stalowej wymagają wzmocnienia z uwagi na uwzględnienie efektów
oddziaływań termicznych.
W stanie aktualnym konstrukcja nośna hali grafityzacji nie
wykazywała oznak przeciążenia od występujących oddziaływań – nie stwierdzono znaczących odkształceń dla
elementów stalowych konstrukcji dachu, ani symptomów
wyczerpania nośności słupów żelbetowych. Niewątpliwie
jednak znaczącemu obniżeniu uległa trwałość konstrukcji, wskutek wieloletniego oddziaływania niekorzystnego
i agresywnego środowiska oraz podwyższonej temperatury, sprzyjającej korozji tak elementów stalowych konstrukcji dachu, jak i betonu słupów (a w konsekwencji tak-
że prętów stali zbrojeniowej tych elementów). Niezbędne
okazało się wykonanie prac naprawczych i wzmacniających w odniesieniu do elementów stalowej konstrukcji
dachu, jak i żelbetowych słupów podbudowy. Wymagane
prace miały na celu naprawę stwierdzonych uszkodzeń
oraz wprowadzenie niezbędnych zabezpieczeń i wzmocnień, tak aby konstrukcja mogła być bezpiecznie użytkowana przez kolejne lata. Realizacja zalecanych wzmocnień w odniesieniu do elementów stalowych dźwigarów
pozwoliła także na ich zabezpieczenie przed możliwymi
w trakcie incydentalnych erupcji pieców grafityzacyjnych
wpływami wysokiej temperatury, gdyż w analizie statyczno-wytrzymałościowej dla tych elementów uwzględniono niekorzystny wpływ czynnika temperatury.
W przypadku przedmiotowej hali specjalne zabezpieczenia konstrukcji dźwigara stalowego przed wysoką
temperaturą są nieuzasadnione. Zastosowanie zabezpieczenia w postaci obłożenia konstrukcji materiałem
termoizolacyjnym prowadzi do powstania dodatkowych
ognisk korozyjnych, niemożliwych do zidentyfikowania
i usunięcia w trakcie okresowych przeglądów obiektu,
co zagraża bezpieczeństwu i trwałości stalowej konstrukcji dachu. Ewentualne rozwiązanie w postaci farb przeciwogniowych jest również nieskuteczne, ze względu
na fakt aktywacji tego typu zabezpieczenia w temperaturze powyżej 250°C. Poniżej tego poziomu temperatury
stal nie wykazuje znaczących redukcji właściwości mechanicznych, tak doraźnych, jak i rezydualnych. Oszacowane poziomy temperatury nie wpływają niekorzystnie na nośność słupów żelbetowych podbudowy hali.
W trakcie wizji lokalnych nie stwierdzono żadnych przejawów oddziaływania wyższych poziomów temperatury,
np. w postaci przebarwień betonu słupów.
Zapewnienie bezpieczeństwa dalszego użytkowania
hali grafityzacji wiąże się z realizacją wszystkich zaleceń – dotyczących tak napraw i wzmocnień, jak i wprowadzonych zabezpieczeń – oraz właściwym utrzymaniem obiektu, obejmującym okresowe kontrole i prace
zabezpieczające (np. regularne czyszczenie elementów stalowych z osadzonych pyłów i zabezpieczanie ich
powłoką antykorozyjną). Pożądane byłoby także wprowadzenie systemu ciągłego monitoringu temperatury
na poziomie dolnego pasa dźwigarów stalowych nad
każdym piecem (zakres pomiaru 20 – 500°C), co pozwoli uzyskać dane o rzeczywistej wartości temperatury w trakcie normalnej eksploatacji obiektu, jak i podczas incydentów termicznych.
BIBLIOGRAFIA
[1] PN-90/B-03200: Konstrukcje stalowe. Obliczenia statyczne i projektowanie
[2] PN-EN 1992-1-1:2008. Projektowanie konstrukcji z betonu. Część
1-1: Reguły ogólne i reguły dla budynków
[3] PN-EN 1990:2004. Podstawy projektowania konstrukcji
[4] PN-EN 1991-1-1:2006. Oddziaływania na konstrukcje. Część 1-1:
Ciężar objętościowy, ciężar własny, obciążenia użytkowe w budynkach
[5] PN-EN 1991-1-3:2005. Oddziaływania na konstrukcje. Część 1-3:
Oddziaływania ogólne – obciążenie śniegiem
ARCHIPELAG
projekty domów
DOMY ENERGOOSZCZĘDNE
Zobacz e-KATALOG na www.archipelag.pl
ENERGO
MULTI-COMFORT
ul. Rzeźnicza 28-31, 50-130 Wrocław
ECONOMIC
tel. (71) 798 38 00
dołącz do nas

PB_01_2014 - Zimmerman i Wspólnicy Sp. K.

Transkrypt

Podobne dokumenty