PRZYKŁADY WADLIWYCH ROZWIĄZAŃ PROJEKTOWYCH I EKSPERTYZOWYCH

Transkrypt

1 Kazimierz CZAPLIŃSKI, Jan SUWALSKI PRZYKŁADY WADLIWYCH ROZWIĄZAŃ PROJEKTOWYCH I EKSPERTYZOWYCH Duże znaczenie w projektowaniu technicznym, a także w koncepcjach napraw przedstawionych w ekspertyzach, odgrywa umiejętność przewidywania jak wykonana na podstawie danego projektu konstrukcja będzie się zachowywała podczas jej użytkowania. Z przewidywaniem zachowania się konstrukcji w trakcie jej użytkowania wiążą się dwa następujące problemy: Po pierwsze nie wszyscy projektanci i eksperci przywiązują dostateczną wagę do tego, aby przewidywać przyszłe zachowanie się konstrukcji i ograniczają się do określenia jej stanu w momencie ukończenia jej budowy. Po drugie natomiast nie da się w sposób absolutnie pewny z góry przewidzieć sposobu zachowania się danej konstrukcji w przewidywanym okresie jej eksploatacji, gdyż rzeczywiste jej zachowanie rozpoznaje się dopiero w trakcie tegoż użytkowania. Przyszłe więc zachowanie przewiduje się na podstawie zachowania się podobnego obiektu w podobnym środowisku, w podobnym przedziale czasu. Wznoszone obiekty budowlane nie są jednak identyczne, identyczne też nie jest otaczające je środowisko tak w trakcie ich wznoszenia, jak również w czasie ich użytkowania. Wnioskowanie przez analogię choć z przytoczonych wyżej względów nie jest ścisłe jest jednak jedyną metodą przewidywania zachowania się obiektu budowlanego w przewidywanym okresie użytkowania. Z tego względu ważne jest przeanalizowanie różnych przykładów nietrafnego przewidywania, aby ucząc się na tych błędach unikać własnych błędów w przyszłości. W niniejszej pracy podano wybrane przykłady nietrafnego przewidywania tak projektantów, jak też ekspertów. 1. Przykłady nietrafnego przewidywania projektantów Przedstawione niżej przykłady dotyczą różnych obiektów lub elementów, czasem nawet pozornie drobnych, ale w efekcie bardzo utrudniających normalne użytkowanie przedstawionych obiektów budowlanych.

2 Źle osadzona rura w basenie Basen pływacki o wymiarach m i głębokości zmiennej od 1,20 do 1,80 m został wykonany jako żelbetowy monolityczny. Ściany miały grubość 15 cm, a dno 20 cm. Od strony wewnętrznej ściany i dno zostały zaizolowane 4 warstwami papy na lepiku o łącznej grubości 15 mm, które dociśnięto sześciocentymetrową żelbetową płytą dociskową zbrojoną gęstą siatką. Do płyty tej przyklejono płytki na klej z żywicy epoksydowej. Po dwóch latach użytkowania basenu zauważono rysy na jego dnie, nie stwierdzono jednak ubytku wody. W basenie napełnionym wodą rozwarcie rys wynosiło od 5 do 8 mm, a po jego opróżnieniu malało do 0,5 1,0 mm. W opróżnionym basenie dno było płaskie, natomiast w napełnionym pośrodku basenu było podniesione o około 20 cm. Przyczyna tego dziwnego zjawiska okazała się prosta: pokazana na rys. 1 rura, która służyła zarówno do napełniania, jak i opróżniania zbiornika, została doprowadzona jedynie do spodu warstwy izolacyjnej. W płycie dociskowej wykonano jedynie otwór, a od góry do tejże płyty przyklejono na żywicę epoksydową kopułkę mosiężną (sitko) o średnicy około 10 cm z nawierconymi 16 otworami o średnicy 8 mm. Sumaryczna powierzchnia przekroju tych otworów wynosiła około 8 cm 2 i była kilkakrotnie mniejsza od powierzchni przekroju rury doprowadzającej wodę, którą wtłaczano pod ciśnieniem 2 atmosfer. Kopułka o zbyt małej sumarycznej powierzchni przepływu wody, dobrze przyklejona do płyty dociskowej spowodowała jej odklejenie się od warstwy izolacyjnej, a następnie zarysowanie i uniesienie się o około 20 cm w środku jej rozpiętości. Rys. 1 Fragment dna zbiornika. 1 płyta żelbetowa (20 cm), 2 cztery warstwy papy (1,5 cm), 3 płyta (6 cm), 4 glazura, 5 kopułka (sitko), 6 rura napełniająca i odpływowa 1.2. Brak zabezpieczenia zbiornika przed naporem lodu Brak zabezpieczenia ścian oporowych otwartych zbiorników prostokątnych przed naporem lodu łatwo może spowodować zniszczenie tych ścian. Przyłożona bowiem u góry ściany siła pozioma od naporu lodu bardzo wydatnie zwiększa momenty zginające, co w konsekwencji może doprowadzić do zniszczenia ściany. Aby zapobiec temu zjawisku, można zastosować pochylenie ścian o stosunku około 1:15, tak aby szerokość basenu u góry była większa niż na dole. Innym sposobem w przypadku utrzymywania się mało zmieniającego się poziomu wody w zimie jest wykonanie skośnego wgłębienia w ścianach (rys. 2a). Wgłębienie to musi być wykonane na głębokość większą od przewidywanej grubości tafli lodowej. Poszerzająca się tafla lodowa przesuwa się po skośnej powierzchni wgłębienia i załamuje się.

3 551 Trzecim sposobem zapobiegania naporu lodu na ściany jest zastosowanie drewnianego progu częściowo zanurzonego wodzie (rys. 2b). Próg ten składa się z trójkątnych elementów o długości około 3 m, połączonych ze sobą zaczepami w celu utrzymania stałego położenia. Taki próg należy usytuować w dwóch prostopadłych do siebie kierunkach (np. obok ścian zbiornika). a) b) c) Rys. 2. Zabezpieczenie ściany zbiornika (basenu) przed rozporowym działaniem tafli lodu, a) przez wykonanie wgłębienia, b) przez zastosowanie pływającego progu dylatacyjnego, c) siły działające na próg; 1 tafla lodu 1.3. Wadliwe zbrojenie prefabrykowanych płyt falistych W typowych jednopiętrowych budynkach szkół zastosowano prefabrykowane żelbetowe płyty faliste o rozpiętości 6 m (rys. 3). Płyty te zaopatrzone są w przeponki dolne umieszczone na skraju płyty oraz w przeponki górne odsunięte o 18 cm od ich skraju. Z tych przeponek górnych wypuszczone zostały pręty (poz. 3 na rys. 3b) mające na celu zamocowanie płyt w wieńcach. Ponadto z boku płyty w 1/3 i w 2/3 jej długości wysunięto strzemiona służące do połączenia sąsiednich płyt, aby przeciwdziałać ich klawiszowaniu. Po roku użytkowania obiektu pokazały się zarysowania pionowe w falach płyt w odległości od 10 do 20 cm od podpór. Rysy te o rozwarciu ok. 1 mm u dołu fali dochodzą do mniej więcej 2/3 jej wysokości. Przyczyną powstawania tych rys było nieprawidłowe zbrojenie płyt. Pręty (poz.3 na rys. 3) stanowią zbyt mocne zamocowanie płyt na podporach, a brak jest odpowiedniego zbrojenia mogącego przejąć powstający moment podporowy. Po przeprowadzeniu obciążenia próbnego okazało się, że strop ma dostateczną nośność, wobec czego zalecono jedynie doraźne zabezpieczenie zarysowań. W nowych natomiast płytach przeprojektowano ich zbrojenie. Usunięto pręty nr 3, wprowadzono natomiast zwiększone zbrojenie górne płyty. W ten sposób zwiększony został zginający moment podporowy, zmniejszony przęsłowy, a płyty zabezpieczono przed zarysowaniem Wadliwa konstrukcja wiaty peronowej Wiata peronowa, zaprojektowana jako monolityczna żelbetowa, została połączona z konstrukcją budynku dworca autobusowego poprzez wspólne skrajne słupy. Konstrukcja nośna wiaty składa się z 5 równoległych podciągów trójprzęsłowych, rozstawionych osiowo co 8,60 m, opartych na 4 słupach każdy. Rozstaw słupów 4,0 4,0 12,0 m. Słupy wspólne z budynkiem mają przekrój cm, a następne cm. Podciągi mają przekrój cm; stanowią one podparcie dla 4 płyt jednoprzęsłowych o grubości 20 cm, uzbrojonych prętami nośnymi tylko dołem. Płyty połączone są z podciągami z jednej strony górą,

4 552 Rys. 3. Prefabrykowana stropowa płyta falista, a) widok z góry, b) przekrój podłużny, c) przekrój poprzeczny a) b) Rys. 4. Wiata peronowa, a) przekrój poprzeczny, b) rzut poziomy; 1 podciągi żelbetowe, 2 podciągi stalowe

5 a z drugiej strony dołem, tworząc powierzchnię pilastą w kształcie nachylonych schodków. Płyta jest nachylona także w drugim kierunku, gdyż podciągi są nachylone do poziomu ze spadkiem około 5%. Płyty w polu o rozpiętości 12 m są wycięte w zęby i sięgają tylko z jednej strony na 4,0 cm (rys. 4). Konstrukcję wiaty obliczono w sposób bardzo uproszczony. Niedoświadczony projektant, w celu uzyskania prostej formy deskowania, przyjął żelbetową płytę dachową o grubości 20 cm bez żeber. Zwykle stosowana płyta dachowa ma grubość 6 cm i podparta jest zebrami co 1 m, dzięki czemu jest 3-krotnie lżejsza. Płyty potraktowano jako swobodnie podparte, podciągi dwa przęsła 4 m jako ciągłe, a słupy jako obciążone tylko siłą osiową, połączone przegubowo z ryglami i utwierdzone w stopach fundamentowych. Siły poziome od wiatru miała przejąć konstrukcja budynku dworcowego. Całkowite obciążenie charakterystyczne płyty wynosi 5,5 kn/m 2 (ciężar własny 5,0 kn/m 2 ). W projekcie konstrukcji przyjęto beton R w = 170, stal w prętach głównych zbrojenia 34GS. Gdy w miesiąc po zabetonowaniu płyty dachowej przystąpiono do rozstemplowania przęsła skrajnego, okazało się, że płyta znacznie się już ugina wyłącznie od ciężaru wlasnego, a na styku płyty z podciągiem pokazała się 2-milimetrowa rysa. Przęsło zatem ponownie podstemplowano. Po dokładnej analizie wykonanej konstrukcji stwierdzono, że jedynym sposobem bezpiecznego utrzymania konstrukcji będzie dodatkowe podparcie zabetonowanych płyt stalowymi podciągami w osiach istniejących słupów oraz wzmocnienie słupów przez założenie na nich gorsetów stalowych, wykonanych z kątowników i płaskowników. Płyty przy takim dodatkowym podparci będą pracowały jako krzyżowo zbrojone, a ich ugięcie będzie kilkakrotnie mniejsze. Płyty do czasu ich podparcia dodatkowymi podciągami musiały być podstemplowane. Podciągi stalowe wzmocnienia wykonano z rozciętego zygzakowato i ponownie zespawanego dwuteownika 260 tworzącego dźwigar ażurowy o wysokości 390 mm. Dźwigary stalowe oparto na stalowych półkach połączono z gorsetami wzmacniającymi słupy. Pomiary ugięć przeprowadzone podczas kolejnego rozstempowania poszczególnych pól wykazały dobrą współpracę dźwigarów stalowych z płytą żelbetową a także dwukierunkową pracę płyt żelbetowych. Maksymalne ugięcie dźwigarów wynosiło 3 mm Wadliwe rozwiązania odwodnienia stropodachów 553 Trudności z odprowadzaniem wód opadowych za stropodachów w okresie zimowym związane są z nieodpowiednim rozwiązaniem konstrukcyjnym w ich częściach skrajnych przylegających do ścian zewnętrznych. Dla zobrazowania tego zagadnienia, na rys. 5a-d pokazano strefy temperatur w okresie zimowym, a na rys. 5 e-g fazy zalegania śniegu na stropodachu pełnym bez rynny, natomiast na rys. 6a, b z rynną. Schematy zalecanych rozwiązań pokazano na rys. 6c, d Wadliwy projekt i wykonanie przegubu żelbetowego. Konstrukcję nośną budynku o wymiarach w planie m stanowiło 6 ram trójkondygnacyjnych jednoprzęsłowych, rozstawionych co 6 m oraz z murowanej ściany szczytowej. Między ryglami ram ułożono strop typu Akermana. Dla ułatwienia obliczeń statycznych dolne końce słupów zakończono przegubami uzyskując w ten sposób ustawione nad sobą 3 ramy jednokondygnacyjne (rys. 7a). Słupy rzędu A mają na całej wysokości stały przekrój cm, jedynie przy przegubie mają przekrój cm. Przeguby w tym rzędzie

6 554 e) f) g) Rys. 5. Schematy temperatur w okresie zimy oraz fazy zalegania śniegu na stropodachu pełnym bez rynny, a) początek mrozu, b) trwanie mrozu, c) początek odwilży, d) przekrój pionowy stropodachu pełnego, e) warstwa 5 cm świeżego śniegu, f) stopniowe topnienie śniegu pod działaniem dodatniej temperatury w mieszkaniu, g) śnieg i lód na gzymsie zatrzymujący spływ wody; 1 śnieg, 2 topniejący śnieg, 3 lód, 4 stopniały śnieg a) c) b) d) Rys. 6. Tworzenie się sopli na stropodachu oraz schematy zalecanych rozwiązań: a) rynna wisząca przed gzymsem, b) rynna wisząca na gzymsie, c) właściwa termoizolacja i spływ na zewnątrz, d) odwodnienie do wnętrza

7 555 zaprojektowano postaci 2 rzędów prętów umieszczonych w środku przekroju. Słupy rzędu B mają natomiast przekrój zmienny: od cm u dołu do cm u góry. Przeguby skonstruowano w postaci 2 rzędów prętów. Przekrój słupa przy samym przegubie wynosił cm. W czasie betonowania stropodachu uszkodzeniu uległ przegub trzeciej ramy rzędu B na poziomie pierwszego piętra (rys. 7b). Na skutek skruszenia dolnego końca słupa nastąpiło jego obniżenie o około 50 cm, co z kolei spowodowało powstanie przegubu plastycznego w końcu rygla przy słupie rzędu A, oraz zarysowanie się i przełamanie płyty stropowej wzdłuż rygla uszkodzonej ramy, a także wzdłuż dwóch sąsiednich ram. Słup uszkodzonej ramy A w poziomie stropu nad I piętrem wychylił się o około 2 cm, zaś ramy sąsiednie tego rzędu uległy bardzo małym wychyleniom. Uszkodzone zostały natomiast belki usztywniające usytuowane prostopadle do ram na skraju płyt z obu stron budynku. Przyczyną uszkodzenia słupa były błędy projektowe i wykonawcze. W projekcie nie przeliczono słupa przy przegubie na działanie siły poziomej, a jedynie zagęszczono w tym miejscu strzemiona rozmieszczając je co 10 cm. W trakcie wykonawstwa zastosowano beton o zbyt dużej ilości żwiru i nie zagęszczono go w odpowiedni sposób. Ponadto, mieszanka betonowa zrzucana z wysokości około 4 m uległa rozsegregowaniu, a ponadto zaklinowały się większe ziarna między prętami zbrojenia, co spowodowało powstanie kawern i raków. Stwierdzono także, że oś zbrojenia przegubu została przesunięta o 3 cm w kierunku na zewnątrz, a strzemiona rozstawiono co 20 zamiast co 10 cm. Prawdopodobnie awaria miała następujący przebieg: najpierw nastąpiło rozerwanie się betonu w przegubie i ześlizgnięcie się słupa opierającego się o górną część zbrojenia przegubu. Następnie całkowicie odspoił się beton od bocznej powierzchni zbrojenia, gdyż słabe strzemiona nie były w stanie przytrzymać zbrojenia leżącego po obu stronach przegubu. Podczas naprawy usunięto świeżo zabetonowane, uszkodzone fragmenty konstrukcji nad uszkodzoną ramą. Pochylony rygiel ramy podniesiono za pomocą 2 podnośników hydraulicznych przy równoczesnym stałym jego stemplowaniu. Skruszony koniec słupa rozkuto do wysokości 130 cm, zbrojenie wzmocniono kątownikami, a do obciętych prętów przegubu przyspawano odcinek ceownika (rys. 8a). Pozostałe słupy, ze względu na możliwość występowania w nich wad wykonawczych, wzmocniono w sposób pokazany na rys. 8b. a) b) Rys. 7. Układ konstrukcyjny budynku, a) rama trójkondygnacyjna, b) obrót rygla ramy wskutek zgniecenia przegubu B; 1 oś obrotu rygla przy słupie rzędu A

8 556 Rys. 8. Zabezpieczenie słupów nad przegubem, a) wzmocnienie słupa uszkodzonego, b) wzmocnienie słupów pozostałych (nie uszkodzonych), c) przekroje poprzeczne 1.7. Wadliwy projekt sztywnego zamocowania słupa stalowego Zamocowany sztywno w fundamencie stalowy słup hali (rys. 9) poddany był działaniu siły ściskającej, ścinającej i momentu zginającego. Miarodajna dla wymiarowania podstawy słupa obwiednia momentów zginających dodatnich była większa niż ujemnych. Aby uniknąć naddatku materiału, zaprojektowano różne średnice kotwiących śrub młotkowych (rys. 10). Rys. 9. Podstawa słupa stalowego zamocowanego sztywno w fundamencie, 1 poziom posadzki, 2 zaprawa, 3 rzut poziomy, 4 śruba młotkowa M36, 5 śruba młotkowa M48

9 557 Rys. 10. Śruba młotkowa W celu przeniesienia większego momentu zaprojektowano śrubę M48, a mniejszego śrubę M36. Oczywiście rozstaw ceowników mocujących śruby młotkowe był dostosowany do grubości śrub d. Dla śruby M48 jej średnica nominalna d równa szerokości główki a wynosi 48 mm, a dla śruby M36 a = 36 mm. W trakcie wykonywania fundamentów zamieniono jednak ceowniki i dla śrub M48 dano rozstaw przeznaczony dla śrub M36. Śruby M36 nie mogły przenieść występującego momentu zginającego, wobec czego w miejsce śrub M36 dano śruby M48 (bo do nich pasował rozstaw ceowników), a z drugiej strony zastosować trzeba było specjalnie wykonane śruby M36 ze stali o podwyższonej wytrzymałości, aby były one zdolne przenieść występujący moment zginający. W ten sposób pozorne oszczędności przekształciły się w straty Zmiana funkcji kominów przemysłowych Każdy obiekt budowlany projektowany jest w taki sposób, aby spełniał on możliwie dobrze wymagania wynikające z przewidywanego przeznaczenia. Zmiana przeznaczenia czy też funkcji pełnionej przez użytkowany obiekt może prowadzić do przykrych konsekwencji, o czym świadczą dwa niżej opisane przykłady. Przykład 1: komin murowany Murowany komin o wysokości 40 metrów przez około 30 lat odprowadzał spaliny z kotłowni, po czym postanowiono wykorzystać go do odprowadzania par rozpuszczalników z komory emalierni, która pracowała z przerwami. W pewnym momencie, po wznowieniu pracy w komorze, nastąpił wybuch w tym kominie. Uchodzące w górę łatwo zapalne gazy zmieszały się z powietrzem i osiągnęły stężenie grożące wybuchem. Nastąpił samozapłon, czemu sprzyjała obecność sadzy w kominie (była to pozostałość po pierwotnej funkcji komina). Wybuch nastąpił na poziomie przedostatniego członu komina. Wskutek wybuchu człon ten został rozerwany, a cegły rozrzucone po terenie. Zostały tylko 2 obręcze stalowe. Ostatni, najwyższy człon osiadł (skośnie) na członie trzecim licząc od góry. Przykład 2: komin żelbetowy Żelbetowy komin wysokości 150 m został wybudowany jako odprowadzający spaliny z kotłowni, jednak po kilku latach użytkowania został przeznaczony, jako wentylacyjny, dla fabryki kwasu siarkowego. Wykładzina komina nie była przewidziana do pełnienia takiej funkcji i po kilku latach stwierdzono tak duże zniszczenia spowodowane korozją betonu i zbrojenia, że komin zagrażał runięciem. W efekcie po 8 latach istnienia został on obalony przy użyciu materiałów wybuchowych. Warto dodać, ze projektując komin i cały zakład nie przewidziano wolnego miejsca, na które mógłby on być obalony. Aby więc umożliwić jego obalenie, trzeba było rozebrać jeden z budynków zakładu. Wiąże się z tym myśl, że projektowany obiekt ma być nie tylko użytkowany w sposób zgodny z założeniami projektu, ale także należy w projekcie przewidzieć możliwość jego likwidacji i utylizacji.

10 Zastosowanie wadliwego rozstawu dźwigarów Ze względów technicznych potrzebna była hala o długości 28 m. W tym czasie stosowano najczęściej dźwigary kablobetonowe przykryte płytami panwiowymi o rozpiętości 6 m, najprościej byłoby więc zaprojektować halę o długości 30 m. Młody projektant poszedł jednak inną drogą. Zastosował dźwigary kablobetonowe rozstawione co 7 m i wymyślił płytę o rozpiętości 7 m. Zaoszczędził w ten sposób 1 dźwigar, co miało znacznie obniżyć koszt budowy. Wykonawca nie mógł jednak nigdzie dostać czy też zamówić płyt panwiowych o rozpiętości 7 m. Kierownik budowy zaprojektował więc inne płyty o ciężarze własnym równym ciężarowi zaprojektowanej płyty panwiowej wraz z ciężarem ocieplenia i gładzi. Składały się one z dwóch rzędów pustaków DMS, między którymi (i na zewnątrz ich) znajdowały się odpowiednio uzbrojone żeberka. Płyty te o wymiarach cm i grubości 27 cm wykonano na budowie. Dodać należy, że mimo sumarycznego ciężaru pokrycia równego projektowanemu, sama tak wykonana płyta była jednak znacznie cięższa od panwiowej, co ma zasadnicze znaczenie w dwuetapowym montażu tego typu dachu. W pierwszym etapie, po zamontowaniu dźwigarów kablobetonowych, układa się dość lekkie płyty panwiowe, po czym układa się nadbeton nad stosunkowo wiotkim górnym pasem dźwigara. Dopiero po stwardnieniu tego nadbetonu można wykonywać gładź wyrównawczą, izolację itp. W tym natomiast wypadku układano na dźwigarach kablobetonowych ciężkie płyty o docelowej grubości i ciężarze. Do tego dochodziły kłopoty ze sprzętem montażowym. Do montażu płyt użyto odpowiednio przezbrojonej koparki. Ze względu jednak na jej zbyt małą wysokość podnoszenia usytuowano ją na ruszcie wykonanym z podkładów kolejowych. Natomiast w celu zmniejszenia liczby miejsc pracy tej koparki układano płyty z jednej strony od ściany zewnętrznej ku środkowi dźwigara. Niesymetryczne obciążenie dźwigara spowodowało niesymetryczne ugięcie się pasów oraz zarysowanie, a nawet w części nadkruszenie połączenia słupków z pasami. Sprężony pas dolny dźwigara przyjął kształt sinusoidy ze strzałką ugięcia po stronie obciążonej w dół o około 10 cm, a po stronie nieobciążonej o około 10 cm w górę. Początkowo nie zauważono zniszczenia połączeń słupów z pasem górnym i dolnym dźwigara i chcąc ratować konstrukcję ułożono płyty dachowe w dotychczas nieobciążonej części dźwigara, w analogicznej jak poprzednio kolejności, tj. począwszy od ściany zewnętrznej ku jego środkowi. Jednak w kilkadziesiąt minut po zakończeniu montażu 2 dźwigary (wraz z płytami) runęły. Jak się później okazało, dźwigary runęły wskutek zmiażdżenia betonu pasa górnego w środku rozpiętości dźwigara, spowodowanego mimośrodowym ściskaniem tego elementu. Widać z tego, że przewidywanie zachowania się konstrukcji nie jest zagadnieniem prostym Wadliwe zaprojektowanie biegi schodowe Prefabrykowane biegi klatki schodowej o łącznej długości 5,10 m obejmują dwa podesty o długości 1,45 m oraz 8 stopni o długości 2,40 m. Element biegu o szerokości 1,20 m składa się z żebra środkowego o przekroju (13 15) cm 36 cm oraz wspornikowo pracujących płyt o grubości 5 cm w stopniach i 7 cm w podestach. Żebro przy podporach na długości ok. 1,40 m obniża się z pełnej wysokości 36 cm do 7 cm przy końcu, gdzie wtapia się w płytę podestową. Biegi zostały ułożone na zaprawie na całej szerokości płyty na wspornikach o wysięgu 10 cm wystających z płyt ściennych klatki schodowej.

11 559 Okoliczności awarii. W kilka dni po ułożeniu biegów na części dolnej płyty podestowej pokazały się skośne rysy wskazujące na odłamywanie się na ogół jednego, a czasami dwóch z narożników wspornikowo pracującej płyty. Przebieg zarysowań był różny, rysa na skraju płyty miała zasięg 0,50 1,00 m, przy żebrze zaś zasięg do 0,50 m. Większe zarysowania stwierdzono przy podporach górnych. Istotną przyczyną zarysowań była nieprawidłowa konstrukcja płyty przy podporach. Konstrukcja biegu została uzbrojona przy założeniu, że samo tylko żebro pracuje na całe obciążenie i przekazuje je na podpory, a płyta pracuje wspornikowo. Praktycznie żebro wtopione jest w płytę, której brzeg ułożony na zaprawie opiera się na całej szerokości. Odpór podpory na płytę, powiększający się z jednej strony przy obciążeniu jednostronnym biegu (moment skręcający), powodował zarysowanie się od dołu nieuzbrojonej na moment ujemny płyty. Dla nowo wykonywanych płyt biegowych zmieniono zbrojnie przez dołożenie przy podporach odgiętych prętów w dolnej części płyty oraz zakończono poziomym hakiem dolne zbrojenie żeber. Płyta prócz tego na końcu została podcięta z obu stron na długości 30 cm. Płyty biegowe układa się obecnie na podporze na zaprawie cementowej o szerokości 60 cm (rys. 11). Tak szerokie, lecz jednak ograniczone podparcie płyty zabezpiecza bieg na moment skręcający, a dodatkowe zbrojenie płyty u dołu na końcach zabezpiecza ją przed zarysowaniem. Nowe biegi zdały egzamin w praktyce. Rys. 11. Poprawione zbrojenie i oparcie płyty biegu schodowego, a) widok z góry, b) przekrój poprzeczny pionowy, c) widok od czoła płyty spoczynkowej; 1 dodane pręty wygięte umieszczone w dolnej płaszczyźnie płyty, 2 podlewka cementowa, 3 wycięte kliny w płycie na podporze 2. Przykłady nietrafnych przewidywań ekspertów Podobnie jak w wypadku nietrafnych przewidywań i związanych z tym rozwiązań konstrukcyjnych dotyczących projektów budowlanych tak też tutaj zostaną przedstawione przykłady nietrafnych przewidywań i wadliwych koncepcji związanych w ekspertyzami budowlanymi.

12 Wadliwa koncepcja wzmocnienia ramy Dwuwspornikowa, jednokondygnacyjna, jednoprzęsłowa rama żelbetowa (rys. 12) stanowiła środkową podporę dla dwuprzęsłowego przekrycia nad pomostem. Oba przęsła w postaci pięciu dźwigarów kablobetonowych o rozpiętości 30 m i rozstawie co 7,5 m przekazują swe reakcje podporowe P 1 = 600 kn i P 2 = 380kN na rygiel i wsporniki ramy. Po około 6 miesiącach od zakończenia montażu dźwigarów i płyt panwiowych przekrycia zauważano ukośną rysę na końcu wspornika oraz włoskowatą, również ukośną rysę w przęśle ramy (rys. 12a). Po dalszych 6 miesiącach szerokość rysy w przęśle ramy powiększyła się do 4 mm. Rys. 12. Zarysowanie dźwigara ramowego spowodowane głównymi naprężeniami rozciągającymi na końcu długiego wspornika a B oraz na odcinku f-c rygla B-c, a) schemat ramy obciążonej siłami skupionymi, b) schemat zbrojenia rygla i wsporników, c) wykres sił poprzecznych, d) schemat podparcia zarysowanego wspornika i rygla W tej sytuacji podjęto następującą koncepcję naprawy: W pierwszym etapie podparto wspornik (w punkcie a) słupem stalowym, który podbito stalowymi klinami. W ten sposób zmniejszono ujemny moment M B (lub spowodowano występowanie w tym węźle momentu dodatniego), co w konsekwencji doprowadziło do zna-

13 561 cznego zwiększenia momentu przęsłowego M BC. Po kilku miesiącach szerokość rysy w ryglu B C zwiększyła się z 4 do 8 mm Wtedy przystąpiono do drugiego etapu wzmocnienia konstrukcji przez podparcie rygla w punkcie c, gdzie jest przyłożona siła P 1 = 600 kn. W tym celu zaprojektowano i zamontowano dwie kratownice stalowe usytuowane po obu stronach rygla, a podparte na specjalnie wykonanych betonowych pogrubieniach słupów AB i DC. Następnie między spodem rygla żelbetowego, a dolnymi pasami kratownic stalowych umieszczono dźwignik hydrauliczny i wprowadzono siłę K = 600 kn (rys. 12d), po czym wstawiono element stalowy, a dźwignik usunięto. W zastosowanym sposobie wzmocnienia konstrukcji nie przeanalizowano w sposób dostateczny przyczyn wywołujących uszkodzenia ramy, wobec czego zastosowano niedostatecznie uzasadnione środki zaradcze. Główną przyczyną uszkodzeń wspornika było niedostateczne zakotwienie prętów zbrojenia głównego, a uszkodzeń rygla złe rozmieszczenie (na odcinku b-c) zbrojenia odgiętego. Zbrojenie ukośne w prześle obliczone zostało prawidłowo, lecz je wadliwie rozmieszczono, pozostawiając odcinek f-c (o długości 2,50 m) bez zbrojenia ukośnego. Właściwy sposób wzmocnienia był znacznie prostszy. Należało bowiem dodać elementy zdolne do przejęcia sił poprzecznych w tych miejscach, w których liczba strzemion i prętów odgiętych była za mała w stosunku do występujących sił. Na rys. 13 pokazano schemat wzmocnienia rygla. Zastosowano 10 jarzm φ 40 mm, które zastępują brakujące w tym miejscu strzemiona. W podobny sposób można by wzmocnić wspornik. Rys. 13. Proponowany sposób wzmocnienia zarysowanego rygla na odcinku f-c (por. rys. 12) 2.2. Silosy na cement W ramach panującej w latach siedemdziesiątych XX w. tendencji do oszczędności stali zaprojektowano serię silosów na cement o bardzo cienkim płaszczu (rys. 14). Tylko pierwszy pierścień tego silosu (o średnicy 6 m) został wykonany z blachy grubości 8 mm, natomiast pozostałe pierścienie (łączone na zakładkę) od poziomu +10,50 m aż do poziomu +19,61 m wykonane zostały z blachy grubości 4 mm. Naprężenia w płaszczu zostały obliczone jako równomiernie rozłożone (σ p ), bez uwzględnienia koncentracji naprężeń wywołanych oddziaływaniem słupa. Wskutek koncentracji naprężeń nad słupem blacha grubości 4 mm utrąciła stateczność (rys. 15a), przy czym wybrzuszenie miało długość do 2 m, a szerokość 30 mm. W pierwszej ekspertyzie zaproponowano użebrowanie płaszcza z blachy grubości 4 mm

14 562 bezpośrednio nad słupem. Podczas użytkowania tak wzmocnionego silosu utraciła stateczność blacha leżąca bezpośrednio nad użebrowaniem (rys. 15b). W następnej ekspertyzie zaprojektowano żebro pionowe o długości 2 m, tj. do poziomu, w którym zanika już koncentracja naprężeń wywołana oddziaływaniem słupa. Nad żebrem pionowym, w celu uniknięcia miejscowej koncentracji naprężeń powstających na końcu zebra, zaprojektowano żebro poziome przebiegające dookoła całego silosu (rys. 16). Tak wzmocnione silosy użytkowano bez zakłóceń. a) b) Rys. 14. Silos na cement, a) wymiary silosu, b) fragment pierścieni dolnych z żebrem poziomym z dwuteownika 100 wzmocnionego płaskownikiem 80 8 Rys. 15. Fragment dolnego pierścienia silosu w miejscu podparcia słupem, a) utrata stateczności (wybrzuszenie) płaszcza z blachy grubości 4 mm nad słupem, b) pierwsza wersja użebrowania cienkiego płaszcza i utrata jego stateczności nad użebrowaniem

15 563 Rys. 16. Druga, poprawna wersja użebrowania płaszcza silosu składająca się z długiego żebra pionowego i żebra poziomego okalającego silos 2.3. Silos o średnicy 23 m do magazynowania zboża W silosie o średnicy 23 m i wysokości 25 m zainstalowano trzy przenośniki stalowo członowe służące do opróżniania silosu z magazynowanego w nim zboża. Zboże magazynowane w silosie nie może leżeć nieporuszane. Z tego względu stosuje się jego tzw. młynkowanie tj. pobieranie z dołu przenośnikami 1, podnoszenie do góry za pomocą przenośników kubełkowych i zasypywanie zboża od góry silosu. Rys. 17. Silos o średnicy 23 m i wysokości 25 m podczas młynkowania zboża; 1 przenośnik stalowo-członowy

16 564 W trakcie operacji młynkowania zboża zauważono pofałdowanie się pobocznicy silosu z jednej jego strony. Pierwsze dwie ekspertyzy (opracowane przez różnych autorów) zakładały cały system wzmocnienia pobocznicy silosu za pomocą kształtowników i blachy stalowej. W pierwszej ekspertyzie wymagało to 40 ton stali, a w drugiej 20 ton. W trakcie opracowywania trzeciej ekspertyzy zauważono, że przenośnik nie pobiera ziarna ze środka silosu (jak to przewidywali projektanci zainstalowanych przenośników), lecz na początku przenośnika. Wychodząca bowiem ze spodu szufladka przenośnika zagarnia zboże tuż przy pobocznicy silosu, po czym przesuwa je poziomo aż poza silos. Wskutek tego przepływ ziarna przez silos nie ma charakteru centralnego, lecz odchyla się on w kierunku pobocznicy silosu (rys. 17). Wskutek tego przylegające do pobocznicy ziarno jest w ruchu, wobec czego zgodnie z twierdzeniem Bernoulliego 1 maleje (lub nawet zanika) parcie boczne ziarna na pobocznicę silosu, a więc maleje też wartość naprężenia krytycznego dla tego elementu i dochodzi do utraty jego stateczności. Aby zatem wyeliminować możliwość utraty stateczności pobocznicy silosu, należy doprowadzić do centralnego przepływu zboża przez silos. W tym celu postanowiono przykryć przenośnik stalowo-członowy na całej jego długości z wyjątkiem krótkiego jego odcinka w środku rozpiętości. Przy tak usytuowanym miejscu poboru ziarna zapewniono przepływ centryczny, a praktyka wykazała, że znikły też problemy utraty stateczności pobocznicy silosu Strop odcinkowy na belkach żeliwnych W budynku przemysłowym wykonanym prawdopodobnie pod koniec XIX wieku zastosowano stropy odcinkowe na belkach żeliwnych. Belki te nie były symetryczne względem osi XX. Wskaźnik zginania liczony dla półki górnej wynosi Wg = m 3, a dla półki dolnej Wg = m 3. Przy założeniu naprężeń dopuszczalnych dla żeliwa wg DIN1051 wynoszących dla strefy ściskanej belek zginanych 60 MPa, a dla strefy rozciąganej 30 MPa otrzymuje się dopuszczalny moment zginający z warunku nie przekroczenia naprężeń dopuszczalnych w półce górnej Mg = = MNm = 166,80 knm, a dla półki dolnej Md = = = x 10-6 MNm = 153,0 knm. Decydujący jest zatem moment dolny Md = 153 knm, stąd obciążenie belki ciężarem własnym i użytkowym nie może przekraczać q = 8 2 = 8x153 = 17,77 kn/m. 2 lm 8,3 O nośności stropu o tej lub może nawet większej wartości świadczyło dotychczasowe jego użytkowanie. Pierwotnie bowiem ustawione na nim były maszyny przędzalnicze o masie 10t, a w trakcie dokonywania wizji lokalnej obciążenie stropu magazynowanymi towarami o znacznej masie wynoszącej kilkaset kilogramów na metr kwadratowy. Niestety jednak w ekspertyzie belek żeliwnych przeprowadzonej przez laboratorium wytrzymałościowe stwierdzono jednoznacznie, że żeliwo belek wykazuje zerową wytrzymałość na rozciąganie, zabrakło więc podstawy formalnej do obliczenia nośności 1 Twierdzenie Daniela Bernoulliego głosi, że w ruchu ustalonym płynu nielepkiego i nieściśliwego całkowita energia masy jednostkowej (suma energii kinetycznej, potencjalnej i energii ciśnienia) w każdym punkcie danej strugi jest stała, tj. dla stałego położenia przy rosnącej szybkości przepływu maleje ciśnienie.

17 stropu. Nie dało się niestety ustalić gdzie został popełniony błąd, czy w pobieraniu i przygotowaniu próbek, czy też podczas przeprowadzania badań wytrzymałościowych Wyboczenie się słupa drewnianego Biegły opracowujący ekspertyzę zabytkowego budynku o konstrukcji drewnianej stwierdził, że dębowe słupy na parterze budynku uległy wyboczeniu. W następnej ekspertyzie, przeprowadzonej przez innego rzeczoznawcę, stwierdzono, że przedmiotowy słup jest wygięty i występują w nim pęknięcia podłużne, jednak nie w linii prostej, lecz wzdłuż naturalnej krzywizny użytego drewna. Słup o przekroju cm ze ściętymi narożnikami ma powierzchnię przekroju F = = 650 cm 2, I = cm 4, i = 7,19 cm, l w = 330 cm, λ = 45,89, β = 0,84. Obciążenie przekazywane na słup wynosiło 66,068 kg = 660,68 kn. Naprężenie na ściskanie σ = 660,68 = 1, kpa = 12,1 MPa, a dopuszczalne naprężenie na ściskanie dla drewna dębowego oszacować wówczas można było na 15 do 4 0,84x650x10 17,5 MPa. Nie występowała zatem obawa utraty stateczności przedmiotowego słupa Modrzewiowa więźba dachowa 565 W ekspertyzie opracowanej w końcu lat pięćdziesiątych XX wieku drewnianą konstrukcję więźby dachowej zabytkowego ratusza uznano za silnie zagrzybioną, wobec czego zakwalifikowano ją do całkowitej wymiany. Nim jednak doszło do opracowania projektu nowej więźby upłynęło ponad 5 lat od daty opracowania ekspertyzy, wobec czego zlecono opracowanie zaktualizowanej nowej ekspertyzy. W trakcie wizji lokalnej, wykonywanej w ramach tej drugiej ekspertyzy, stwierdzono, że jedynie w kilku miejscach występuje zagrzybienie konstrukcji dachu. Pozostała konstrukcja, stanowiąca ponad 80% całości, charakteryzuje się tym, że wszystkie elementy drewniane mają kolor białawy. Sprawiają wrażenie jakby były pokryte białawym nalotem, jednak po ostruganiu odkrywa się zdrowe drewno o słojach charakterystycznych dla modrzewia. Ponadto elementy drewniane pokryte białawym nalotem zostały wykonane przez ociosanie, a nie poprzez przetarcie piłami. Natomiast elementy zagrzybione wykonane zostały z materiału przecieranego, prawdopodobnie sosnowego. Z lektury studium historycznego przedmiotowego obiektu wynikało, że wycięto część lasu modrzewiowego aby uzyskać budulec na omawiana więźbę dachową. W konkluzji w drugiej ekspertyzie postanowiono wymienić elementy więźby dachowej jedynie w tych miejscach, gdzie została ona zaatakowana przez grzyb. W pierwszej ekspertyzie uznano najprawdopodobniej białawy nalot za symptom zagrzybienia i mylnie zakwalifikowano całą konstrukcję więźby dachowej do wymiany Brak uwzględnienia wpływów termicznych W dwupiętrowym, murowanym z cegły ceramicznej i wyposażonym w stropy DMS budynku szkoły stwierdzono rysy pionowe w podłużnych ścianach zewnętrznych oraz wzdłuż belek stropowych. W pierwszej ekspertyzie uznano, że powodem powstawania rys jest nierównomierne osiadanie budynku. Zalecono zatem założenie plomb gipsowych i poddanie budynku obserwacji.

18 566 Wobec tego, że plomby pękały, zlecono drugą ekspertyzę innemu rzeczoznawcy. W trakcie opracowania tej ekspertyzy stwierdzono, że charakter rys nie wskazuje na nierównomierne osiadanie obiektu. W budynku o długości około 60 m rysy pojawiły się w murach najwyższej kondygnacji w miejscach osłabionych przez otwory okienne. Rysy te były pionowe, o największej szerokości na samej górze, po czym ich rozwarcie malało. Zanikały one w poziomie parteru. Rysy te występowały w pobliżu ścian szczytowych i nie występowały w środku budynku. Gdyby spowodowane one były osiadaniem miałyby przebieg nie ściśle pionowy, lecz przechodziłyby w przebieg skośny. Zauważono ponadto, że rysy występują także wzdłuż belek stropu DMS, przy czym najszersze są rysy występujące w stropodachu, usytuowane w pobliżu ścian szczytowych. W miarę oddalanie się od tych ścian rozwarcie rys maleje, a jeszcze dalej rysy zanikają. Charakter opisanych rys wyraźnie wskazuje na działanie siły poziomej występującej na poziomie stropodachu. Jeśli uwzględni się wahania temperatury tego elementu (od kilkunastu stopni poniżej zera do kilkudziesięciu powyżej zera) oraz to, że współczynnik rozszerzalności cegły ceramicznej jest dwa razy mniejszy od tegoż współczynnika dla betonu, to staje się jasne, że rozszerzający się stropodach o długości około 60 m musi spowodować pękanie muru. Środkiem zaradczym jest tu zatem odpowiednie kotwienie stropodachu lub zastosowanie szczelin dylatacyjnych w murze. W omawianym przykładzie zastosowano z dobrym skutkiem pierwsze z tych rozwiązań 2.8. Niewłaściwe użytkowanie i nieprzemyślane wzmocnienie konstrukcji hali Głównymi elementami konstrukcyjnymi dwóch hal parterowych o wymiarach planie oraz m był prefabrykowany dach namiotowy o wymiarach w planie m. Na ustawionych w stopach kielichowych prefabrykowanych słupach o przekroju cm i wysokości 6,35 m ustawiono prefabrykowane podciągi oraz belki kalenicowe. Prefabrykowane podciągi o rozpiętości 10 m, szerokości 21 cm i zmiennej wysokości od 20 do 50 cm mają po bokach poziome półki o szerokości 5 cm, na których opierają się płyty dachowe. Podciągi te oparte są na głowicach słupów. Głowice te służą do podparcia czterech podciągów oraz również czterech belek kalenicowych ustawionych na przekątnej kwadratowego pola. Z głowicy wystaje 8 sworzni stalowych, które wchodzą w otwory wykonane w końcach podciągów i belek kalenicowych. Belki kalenicowe o długości 8,20 m mają zmienny przekrój od cm przy podporach do cm w środku rozpiętości. U dołu opierają się one na głowicach słupów, a u góry schodzą się w wierzchołku piramidy, gdzie spięte są pionową śrubą w uchwyty z blachy stalowej. W połowie wysokości ten dach namiotowy opasany jest czterema poziomymi belkami płatwiowymi o przekroju kątowym. Na belkach tych oparty jest stalowy świetlik namiotowy, zakończony deflektorem. Na płatwiach i podciągach ułożone są prefabrykowane płyty korytkowe od góry ocieplenie supremą i pokryte eternitem (rys. 18 i 19). W czasie układania płyt korytkowych okazało się, że podciąg ugina się (o około 4 cm) i płyty tracą oparcie. Z tego względu podciągi w środku rozpiętości podpierano stemplem, który usuwano po stwardnieniu zaprawy cementowej łączącej płyty korytkowe z podciągami. W trakcie użytkowania hali stwierdzono, iż w kilku podciągach przebiegających nad rurami stalowymi odprowadzającymi gorące gazy z pieców odlewniczych, wystąpiły ugięcia

19 567 tychże podciągów. Stwierdzono, że podciągi te zostały od spodu podgrzane do około 100 C. Wskutek ugięcia się podciągów nastąpiło zerwanie ich połączenia z płytami korytkowymi, które wskutek utrat podparcia zsuwały się na zewnątrz (rys. 20). Rys. 18. Przekrój pionowy jednego pola hali, 1 słup, 2 stopa fundamentowa wykonana na miejscu, 3 głowica, 4 podciąg, 5 belka kalenicowa, 6 belka płatwiowa, 7 płyty korytkowe Rys. 19. Przekrój pionowy przez koryto utworzone przez podciąg, belki płatwiowe i płyty korytkowe; 1 podciąg, 2 płyty korytkowe, 3 belka płatwiowa, 4 ocieplenie, 5 szczelina wypełniona zaprawą, 6 dwa pręty ściągu ułożone w korycie i zabetonowane, 7 koryto, 8 płyty z eternitu płaskiego

20 568 Rys. 20. Zsuwające się płyty dachowe z pólek podciągu wskutek jego ugięcia W związku ze stwierdzonymi uszkodzeniami konstrukcja została wzmocniona poprzez obudowanie podciągu z obu stron elementami stalowymi podpierającymi zsuwające się krokwie. Elementy te wykorzystano ponadto do wykonania konstrukcji wieszarowej z dwoma ściągami ze stali okrągłej φ 22. To doraźnie wykonane wzmocnienie nie zabezpieczyło w pełni płyt korytkowych przed zsuwaniem się, gdyż podciąg był zbyt wiotki. Z tego względu konieczna była dodatkowa konstrukcja zastrzałowa pokazana na rys. 21. W tym rozwiązaniu zaproponowano podobną do poprzedniej konstrukcję obejmującą podciąg i zabezpieczającą płyty przed zsuwaniem się. Rys. 21. Układ zastrzałów podpierających podciągi; 1 zastrzały krótkie osadzone na dodatkowej głowicy, 2 zastrzały długie oparte dolnym końcem na posadzce obok słupa Jeżeli jednak przeanalizować pracę konstrukcji przedmiotowego przekrycia dachowego jako tarczownicy, nasuwa się inne, znacznie efektywniejsze rozwiązanie problemu współpracy podciągu z płytami. Wiadomo, że oddzielenie podciągu od płyt następuje w wyniku nagrzania podciągu od spodu. W przypadku podwieszenia podciągu w środku jego rozpiętości do belek kalenicowych w skośnym układzie prętów wytworzyłby się, w poszczególnych połaciach, trapezowy układ kratowy usztywniony dodatkowo tarczą złożoną z płyt. W takim układzie pasem rozciąganym byłby podciąg i dodatkowe ściągi nad podciągiem, a pasem górnym, ściskanym płatew pod świetlikiem. Ściskane belki kalenicowe przekazywałyby obciążenie na głowice słupów, przez co odciążone zostałyby podciągi i zmniejszyłyby się siły ścinające. Ideę tej koncepcji pokazano na rys. 22. Oczywiście oprócz tego należy zaizolować rury podgrzewające podciągi, gdyż one były główna przyczyną powstania awarii tychże podciągów.