Kaskada błędów wiodąca do awarii schody kaskadowe Stadionu Narodowego.

Transkrypt

1 Kaskada błędów wiodąca do awarii schody kaskadowe Stadionu Narodowego. Część 1. Błędy koncepcji i projektu pierwotnego 34 Prof. dr inż. Andrzej Ajdukiewicz, dr inż. Janusz Brol, dr inż. Marek Węglorz, Katedra Inżynierii Budowlanej, Politechnika Śląska, Gliwice 1. Wprowadzenie Szeroko nagłośniona medialnie w latach sprawa schodów kaskadowych Stadionu Narodowego, przedstawiana jako główny powód około półrocznego opóźnienia tej wielkiej inwestycji, była przedmiotem kompleksowej oceny przyczyn zaistniałego problemu. Ocena dokonana została na potrzeby Konsorcjum Ubezpieczycieli, z wykorzystaniem dostarczonej przez zleceniodawcę dokumentacji oraz obserwacji i badań na obiekcie. Usytuowane na zewnątrz obudowy stadionu podstawowe schody ewakuacyjne (nieruchome) to 15 klatek o kaskadowej konstrukcji i o podobnym, jednak nieco zróżnicowanym układzie geometrycznym, dostosowanym do owalnego obrysu stadionu. Uzupełnienie tych klatek schodów nieruchomych stanowią trzy biegi schodów ruchomych. Pierwotne rozwiązanie projektowe, przewidujące monolityczne biegi z jedną centralną belką ciągłą, podpartą na trzech słupach, zawierało istotne usterki koncepcyjne i błędy projektowe, wskazane dalej w artykule. Było to również rozwiązanie trudne technologicznie i bardzo czasochłonne. Ta ostatnia cecha była powodem odstąpienia na wniosek wykonawcy od realizacji konstrukcji monolitycznej. Opracowano zamienny projekt konstrukcji w wersji prefabrykowanej. Projekt ten powtarzał część błędów projektu pierwotnego i wprowadzał dalsze błędy w koncepcji, obliczeniach i konstrukcji. Znacząco zmieniono ustrój konstrukcyjny, co prowadziło do dalszego obniżenia sztywności. Ten projekt został zrealizowany. Po stwierdzeniu wad wykonanej konstrukcji podjęto najpierw decyzję o rozbiórce schodów, a następnie z uwagi na drastyczne opóźnienie realizacji obiektu zaprojektowano i wykonano kosztowne wzmocnienie stalowe. W wyniku naprawy usunięto część usterek, ale pod względem odporności na wpływy dynamiczne schody pozostawiają nadal wątpliwości nie tyle w zakresie nośności, co użytkowalności. Artykuł przedstawia wyniki analiz oraz obliczeń sprawdzających, statycznych i dynamicznych projektu pierwotnego, wraz z ogólnymi wnioskami. 2. Opis konstrukcji monolitycznej niezrealizowanej Schody kaskadowe w wersji pierwotnej zostały zaprojektowane jako żelbetowe, monolityczne, dwuwspornikowe zlokalizowane wokół owalnej niecki Stadionu Narodowego. Łączna liczba klatek schodów kaskadowych wynosi 15. Główną konstrukcję nośną nieruchomych schodów kaskadowych w wersji monolitycznej stanowiła żelbetowa centralna dwuprzęsłowa belka ze wspornikiem, oparta dołem na konstrukcji stadionu (na poziomie 0,41 m) i na dwóch słupach żelbetowych monolitycznych o przekroju 0,6 m 0,6 m o różnej wysokości, dostosowanej do lokalizacji na obwodzie stadionu. Belka żelbetowa miała zmienną wysokość i wystawała (za wyjątkiem wspornika) powyżej biegów i spoczników na wysokość 1,16 m (wystająca część belki stanowiła balustradę środkową). Szerokość belek poniżej płyty biegów wynosiła 0,6 m, natomiast powyżej: 0,4 m. Wspornikowe płyty biegów i spoczników, o grubości 0,235 m tworzyły z belką przekrój krzyżowy. Przekrój schodów monolitycznych przedstawia rysunek 1. Rys. 1. Przekrój poprzeczny przez belkę centralną i biegi schodowe, [1]

2 Belki w rzucie zaprojektowano w linii łamanej. Kształt linii jest różny i zależny od lokalizacji schodów względem owalnego obrysu stadionu. Schody zaczynają się od poziomu +0,16 m, a najwyższy spocznik schodów kaskadowych znajduje się na poziomie +14,18 m i jest połączony z konstrukcją stadionu. Łączna szerokość biegów schodowych wynosi 5,2 m. Widok schodów w rzucie oraz w rozwinięciu pokazano schematycznie na rysunku Historia projektu i realizacji Rys. 2. Przekrój rozwinięcie w osi belek oraz widok z góry przykładowego biegu schodów kaskadowych w konstrukcji monolitycznej, wg [1] Projekt budowlany przedmiotowych schodów został opracowany w 2009 roku i zatwierdzony do realizacji decyzją pozwolenia na budowę. Przewidywał on wykonanie wszystkich klatek schodów kaskadowych w technologii monolitycznej z betonu architektonicznego. Wykonawca uzyskał do realizacji projekt we wrześniu 2009 r. i obawiając się braku możliwości uzyskania betonu architektonicznego odpowiedniej jakości w warunkach jesienno-zimowych zaproponował Inwestorowi zmianę technologii wykonania schodów kaskadowych. Zaproponowano, aby konstrukcję monolityczną zastąpić prefabrykowaną. Zmiana technologii wykonania wiązała się z koniecznością zmiany odpowiednich rozwiązań konstrukcyjnych (polegających np. na wprowadzeniu dodatkowego słupa) oraz opracowania nowego projektu konstrukcji schodów, co oceniono jako odstępstwo nieistotne (!) w stosunku do pierwotnie przyjętych rozwiązań projektowych zatwierdzonych w pozwoleniu na budowę. Po uzyskaniu przez Wykonawcę zgody Projektanta i akceptacji Inwestora, opracowano projekt zamienny w technologii prefabrykowanej. Zgodnie z wpisami do Dziennika Montażu prefabrykowanych schodów kaskadowych montaż schodów rozpoczęto w połowie kwietnia 2010 r. i kontynuowano do połowy września 2010 r., kiedy to prace zostały przerwane. Powodem przerwania montażu było stwierdzenie nadmiernych przemieszczeń przy obciążeniach dynamicznych [3]. Prace wznowiono w pierwszej połowie stycznia 2011 r. W lutym 2011 r. stwierdzono pierwsze zarysowania na głowicy jednego słupa oraz rysy i odspojenia betonu w jednej z belek. Zdaniem dostawcy prefabrykatów uszkodzenia nastąpiły w wyniku zamarznięcia wody we wbudowanych rurach karbowanych typu Robusta, służących do połączenia elementów. Zalecono wygrodzenie stref wokół uszkodzonych elementów i wydanie zakazu poruszania się po schodach kaskadowych, w których wystąpiły uszkodzenia. Stwierdzono dalsze uszkodzenia słupów i belek na 9 klatkach przystąpiono do pobierania próbek betonu i wykonania badań, podejmując także badania pod obciążeniami próbnymi, które dały wynik negatywny. Dnia 23 maja 2011 r. Główny Inspektor Nadzoru wpisał do Dziennika Budowy: polecam, w powołaniu na art. 26, p. 2 Prawa budowlanego, rozebranie wszystkich 15 konstrukcji schodów oraz ponowne ich wykonanie wg pierwotnego projektu, tj. w konstrukcji monolitycznej.. Polecenia tego po dalszych uzgodnieniach nie wykonano. Na zlecenie Głównego Wykonawcy Ośrodek Rzeczoznawstwa i Techniki Budowlanej OW PZITB opracował 35

3 36 Opinię o stanie zagrożenia katastrofą budowlaną schodów zewnętrznych Stadionu Narodowego przy obecnym stanie obciążeń, którą przedstawiono na zebraniu koordynacyjnym 1 czerwca 2011 r. Opinia ta wykluczyła zagrożenie schodów katastrofą budowlaną i zakwalifikowała je do naprawy według wariantowo przedstawionych rozwiązań. Na tej podstawie w czerwcu 2011 r. zawarto ugodę dotyczącą naprawy schodów kaskadowych i spośród wariantów naprawy: a) wzmocnienie konstrukcji poprzez zastosowanie taśm węglowych i żywic oraz pomocniczych elementów stalowych, b) naprawa polegająca na częściowym demontażu konstrukcji, reprofilacji uszkodzonych elementów i ich ponownym montażu, c) wykonanie dodatkowej, niezależnej konstrukcji stalowej, która spełnia funkcje konstrukcyjne i wymagania architektoniczne (estetyczne obudowanie elementów żelbetowych), wybrano do realizacji wariant ostatni (c). Jednocześnie, z uwagi na montaż fasady stadionu, Główny Inspektor Nadzoru dopuścił możliwość prowadzenia prac w obrębie uszkodzonych elementów schodów, m.in. pod warunkiem doraźnego wzmocnienia głowic słupów. Opracowano projekt wzmocnienia sześciu uszkodzonych głowic słupów. Dotyczyło to słupów najwyższych, z osadzonymi w głowicy słupa rurami Robusta. Zgodnie z projektem wzmocnienie polegało na wykonaniu opaski z laminatów FRP, powstałych z mat z włókien węglowych i żywicy epoksydowej. W lipcu 2011 r. przystąpiono do realizacji projektu ostatecznego wzmocnienia, polegającego na obudowaniu istniejących prefabrykatów blachami stalowymi, połączonymi z betonem za pomocą zapraw mineralno-polimerowych. Szerzej aspekty wykonawstwa zostaną przedstawione w części 2 artykułu, pt. Błędy projektu zamiennego i realizacji. 4. Opis i błędy projektu pierwotnego Rys. 3. Schemat schodów monolitycznych przedstawiony w dokumentacji do pozwolenia na budowę [2] Obliczenia statyczno-wytrzymałościowe schodów w wersji monolitycznej (niezrealizowanej) zamieszczono łącznie na 6 stronach z 646-stronicowej dokumentacji obliczeń statyczno-wytrzymałościowych konstrukcji żelbetowej stadionu. Na podstawie zamieszczonych rysunków na stronach obliczeń można domniemywać, że modele obliczeniowe przygotowano w programie obliczeniowym Robot Millennium, za pomocą modelu przestrzennego, prętowo-powłokowego. Główne belki nośne i słupy, tworzące pojedynczą ramę ze wspornikiem, zamodelowano wykorzystując elementy prętowe, sztywno ze sobą połączone, jak również sztywno połączone z konstrukcją wsporczą. Płyty spoczników i biegów schodowych zamodelowano jako płaskie powłoki wspornikowo dwustronnie połączone sztywno z pojedynczą belką główną, zlokalizowaną w osi podłużnej schodów, tworząc w ten sposób przekrój krzyżowy. Schemat przyjętego do obliczeń modelu przedstawionego w dokumentacji obliczeń pokazano na rysunku 3. Dolny bieg zaprojektowano najprawdopodobniej jako sztywno połączony z konstrukcją stadionu poniżej poziomu posadowienia schodów, natomiast połączenie górnego wspornikowego spocznika z konstrukcją stadionu przewidziano w projekcie schodów monolitycznych z wykorzystaniem koszyków izolacyjnych typu ISOPRO typ PI-IPT 14/10. Tak rozwiązane połączenie, w podejściu obliczeniowym, można interpretować jako liniowo przegubowe, nieprzesuwne.

4 Rys. 4. Wykres momentów zginających w belkach przedstawiony w pierwotnych obliczeniach, wg [2]) W uzyskanej dokumentacji dotyczącej wersji monolitycznej nie znaleziono informacji o przyjętych obciążeniach i możliwych oddziaływaniach na konstrukcję schodów. Niemal jedynymi założeniami wymienionymi w obliczeniach statycznych są: klasa betonu, klasa stali, współczynnik pełzania betonu oraz szerokość graniczna rozwarcia rys. W obliczeniach dotyczących schodów kaskadowych podano: beton klasy B37; stal klasy A-IIIN, f yk = 490 MPa; współczynnik pełzania betonu f p = 1,68. W podpunktach dotyczących obliczania płyt spoczników i biegów uzupełniono założenia o dopuszczalną szerokość rozwarcia rys wynoszącą a dop = 0,3 mm. Dla belek i słupów zaostrzono ten warunek podając a dop = 0,2 mm. W obliczeniach dla słupów założono klasę betonu B45, co nie ma odzwierciedlenia na rysunkach wykonawczych, ponieważ na dokumentacji rysunkowej dla wszystkich elementów, w tym słupów, podano klasę B37. Założenia klasy ekspozycji podano jedynie w dokumentacji rysunkowej szalunkowej i oznaczono jako XC4. Nie jest to w pełni wystarczające założenie, gdyż dla schodów wykonanych na zewnątrz należało przyjąć klasę XF3, z uwagi na możliwość znaczącego oddziaływania cyklicznego zamrażania/rozmrażania betonu w stanie mokrym. Przyjęcie klasy ekspozycji XC4 jest założeniem poprawnym odnośnie do wymagań klasy betonu, rysoodporności oraz wielkości wymaganych otulin (przedstawionych na rysunkach zbrojeniowych). W przypadku ekspozycji klas XF należy zwrócić szczególną uwagę na właściwości mieszanki betonowej (maksymalny stosunek w/c, minimalna zawartość cementu) i strukturę betonu [4]. Niepokój budzi zamieszczony w opracowaniu wykres momentów zginających (rys. 4), zamiast obwiedni momentów zginających, co może świadczyć o pominięciu analizy kombinacji obciążeń w obliczeniach statycznych schodów. Wobec braku informacji o przyjętych założeniach dotyczących obciążeń oraz oddziaływań termicznych i skurczowych działających na konstrukcję schodów, wykonano obliczenia sprawdzające w dwóch wersjach: a) z uwzględnieniem wszystkich możliwych oddziaływań; b) bez uwzględnienia oddziaływań termicznych i skurczowych. Przeprowadzone analizy statyczne konstrukcji schodów monolitycznych z uwzględnieniem oddziaływań termicznych i skurczowych oraz bez ich uwzględniania wykazały, że projekt został wykonany najprawdopodobniej bez uwzględnienia oddziaływań termicznych i skurczowych. Na rysunkach 5 i 6 przedstawiono porównanie otrzymanych obwiedni momentów zginających dla obliczeń z uwzględnieniem oddziaływań termicznych i skurczowych (rys. 5) oraz bez ich uwzględniania (rys. 6). Następnie na podstawie wielkości sił wewnętrznych otrzymanych z obliczeń, z uwzględnieniem oddziały- Rys. 5. Wykres obwiedni momentów zginających w płaszczyźnie pionowej (M y ) [knm], z uwzględnieniem oddziaływań termicznych i skurczowych, wg obliczeń sprawdzających 37

5 38 Rys. 6. Wykres obwiedni momentów zginających w płaszczyźnie pionowej (M y ) [knm], bez uwzględnienia oddziaływań termicznych i skurczowych, wg obliczeń sprawdzających wań termicznych i skurczowych, wyznaczono potrzebne zbrojenie główne i stwierdzono: a) W przypadku ekstremalnego momentu zginającego i towarzyszącej siły osiowej (rozciąganie), występujących nad słupem wysokim (rys. 5), według obliczeń wymagana powierzchnia zbrojenia w górnej części belki wynosi 193,67 cm 2, co odpowiada 32 prętom 28, a zgodnie z rysunkami wykonawczymi w tym przekroju zaprojektowano 16 prętów 28 podobna sytuacja występuje w kolejnym przekroju krytycznym przęsłowym; wymagane obliczeniowo pole zbrojenia wynosi 156,29 cm 2, co odpowiada 26 prętom 28, a zgodnie z rysunkami wykonawczymi w tym przekroju zaprojektowano także tylko 16 prętów 28. Zaprojektowane zbrojenie przedstawione na rysunkach wykonawczych w projekcie schodów monolitycznych jest zatem zdecydowanie niewystarczające, jeżeli w obliczeniach uwzględnia się oprócz obciążeń stałych i użytkowych, także wpływy termiczne i skurczowe. W przypadku zaistnienia oddziaływań termicznych i skurczowych nastąpiłyby lokalne uszkodzenia konstrukcji. b) W przypadku, gdyby konstrukcja mogła się swobodnie odkształcać, czyli bez potrzeby uwzględniania wpływów termicznych, stwierdzono na podstawie obliczeń praktycznie wystarczającą ilość zbrojenia przewidzianą w rysunkach zarówno w belkach, jak i w słupach. c) Analogiczna sytuacja występuje w ilości zbrojenia w płytach biegów i spoczników. W przypadku uwzględnienia oddziaływań termicznych i skurczowych zbrojenie jest niewystarczające, natomiast bez uwzględnienia oddziaływań termicznych i skurczowych stwierdzono praktycznie wystarczające ilości zbrojenia konstrukcji, za wyjątkiem zbrojenia górnego podłużnego (równoległego do belek) spoczników pośrednich. Uwidoczniło się tu również zbyt duże uproszczenie obliczeniowe zastosowane w pierwotnym modelu numerycznym, polegające na modelowaniu płyt spoczników i biegów jako uśrednionych powierzchni płaskich (rys. 3), zamiast uwzględnienia rzeczywistego kształtu płyty łamanej w miejscu połączenia płyty spocznika z płytą biegu (rys. 5). W projekcie pierwotnym brak jest śladów obliczeń dynamicznych, co dziwi przy tego rodzaju konstrukcji. Wykonano zatem sprawdzające obliczenia dynamiczne i stwierdzono, że pierwsza postać drgań własnych jest postacią giętną, przy częstotliwości drgań własnych f = 3,90 Hz, natomiast druga jest postacią skrętną, dla częstotliwości drgań własnych wynoszących f = 4,77 Hz. Przyjmując za [5], [6] częstotliwości chodu ludzkiego po schodach w zakresie od około 3 do 4 Hz, z zastrzeżeniem możliwości wzrostu częstotliwości wzbudzenia do 4,5 Hz, należy stwierdzić, na podstawie analizy modalnej, że konstrukcja schodów w wersji monolitycznej stanowiła układ niskostrojony, a zakres częstości wymuszającej obejmuje pierwszą postać drgań własnych (swobodnych) konstrukcji schodów, co oznacza, że może dojść do zjawiska rezonansu. W związku z tym, drgania ustalone wzbudzone poruszającym się tłumem po analizowanych schodach, mogły powodować znaczący wzrost sił wewnętrznych, w konsekwencji doprowadzając do lokalnych uszkodzeń. Analizując wyniki przyrostu sił wewnętrznych w charakterystycznych przekrojach należy stwierdzić, że nośność konstrukcji schodów przy częstości wymuszenia w zakresie rezonansowym, to znaczy w zakresie 0,8 1,2 częstości drgań swobodnych w pierwszej postaci, co odpowiada częstościom 3,12 do 4,6 Hz, była w pierwotnej wersji (monolitycznej) zdecydowanie niewystarczająca.

6 4. Wnioski dotyczące założeń i obliczeń sprawdzających konstrukcji monolitycznej Koncepcja bardzo podatnego ustroju jednobelkowego przyjętego dla schodów podlegających obciążeniom tłumem ludzi przy ewakuacji widowni jest błędna i dowodzi braku wyobraźni projektantów. Do tego doszły błędy założeń do obliczeń. Podsumowując analizę projektu monolitycznego można stwierdzić, że projekt został wykonany bez uwzględnienia oddziaływań termicznych i skurczowych oraz bez uwzględnienia wpływów dynamicznych. W otrzymanej do sprawdzenia dokumentacji nie znaleziono informacji o analizowaniu tych wpływów w trakcie opracowania projektu wykonawczego schodów. Zaprojektowane zbrojenie przedstawione na rysunkach wykonawczych w projekcie schodów monolitycznych jest zdecydowanie niewystarczające, jeżeli w obliczeniach uwzględnia się wpływy termiczne i skurczowe. W wyniku przeprowadzonych obliczeń sprawdzających z pominięciem wpływu temperatury i skurczu, a także wpływów dynamicznych stwierdzono praktycznie wystarczające ilości zbrojenia konstrukcji zarówno w ryglach, jak i w słupach. Natomiast w przypadku zaistnienia oddziaływań termicznych i skurczowych oraz dynamicznych nastąpiłyby lokalne uszkodzenia konstrukcji. Przekroczenia dotyczą zarówno stanu granicznego nośności, jak też stanu granicznego użytkowalności (ugięcia, zarysowania). Wzmacnianie sklepień W zakresie obliczeń dynamicznych stwierdzono, że konstrukcja schodów w wersji monolitycznej jest układem niskostrojonym, a zakres częstości wymuszającej obejmuje pierwszą postać drgań własnych (swobodnych) konstrukcji schodów. Analizując wyniki przyrostu sił wewnętrznych w charakterystycznych przekrojach stwierdzono, że nośność konstrukcji schodów przy częstości wymuszenia w zakresie rezonansowym, jest zdecydowanie niewystarczająca. Część 2. artykułu będzie zawierać omówienie błędów projektu zamiennego (zrealizowanego), stanów awaryjnych i przedstawienie realizacji wzmocnienia. bibliografia [1] Rysunki projektu wykonawczego schodów kaskadowych w wersji pierwotnej, monolitycznej, Wrocław, grudzień 2008 [2] Fragmenty pierwotnych obliczeń statyczno-wytrzymałościo - wych konstrukcji żelbetowej stadionu dotyczące schodów zewnętrznych w wersji monolitycznej (źródło: Mazowiecki Urząd Wojewódzki) 2008 [3] Sprawozdanie z wykonania badań: 1) pod obciążeniem od ciężaru własnego betonowej płyty spocznika, 2) pod obciążeniem próbnym płyty spocznika, ciągu schodowego w osi 410 Stadionu Narodowego w Warszawie wykonane przez Instytut Budowy Dróg i Mostów w Warszawie, sierpień wrzesień 2010 [4] PN-EN 206 1: 2003/A2:2006; Beton. Część 1: Wymagania, właściwości, produkcja i zgodność [5] P354: Design of Floors for Vibration: A New Approach (Revised Edition, February 2009) [6] ISO 10137: Bases for design of structures Serviceability of buildings against vibration. International Organisation for Standarization (ISO), 2007 murowych materiałami kompozytowymi Dr inż. Łukasz Hojdys, dr hab. inż. Zbigniew Janowski, dr inż. Piotr Krajewski, Politechnika Krakowska 1. Wprowadzenie Użytkowane obecnie sklepienia, kopuły i łuki to głównie konstrukcje zabytkowe często narażone na bardziej niekorzystne oddziaływanie niż przewidziane przez ich budowniczych. Wiele sklepień zostało uszkodzonych w wyniku zmiany sposobu użytkowania obiektu lub na skutek dodatkowych oddziaływań. Konstrukcje te wymagają napraw, rekonstrukcji bądź wzmocnienia, aby mogły być nadal bezpiecznie eksploatowane. Naprawa lub wzmacnianie sklepień murowych jest zagadnieniem trudnym i wymagającym każdorazowo indywidualnego rozwiązania. Wynika to z trudności modelowania sklepionych konstrukcji murowych, ograniczonej wiedzy o właściwościach mechanicznych materiałów zastosowanych do ich wykonania, a także złożonej geometrii sklepień. Współcześnie przy wzmacnianiu konstrukcji murowych coraz częściej stosowane są materiały z kompozytów zbrojonych włóknami. Materiały te zapewniają wykonanie wzmocnienia w sposób mało inwazyjny. Mogą być stosowane w wielu miejscach, gdzie dostęp 39

7 Rys. 1. Geometria badanych sklepień wraz z przyjętymi oznaczeniami warstw cegieł jest utrudniony, a kształt konstrukcji zróżnicowany, np. przy wzmacnianiu sklepień murowych. Wzmocnienia powierzchniowe wykonane z kompozytów mogą być w przyszłości bez istotnej szkody dla oryginalnej konstrukcji zdemontowane, co jest szczególnie ważne w przypadku obiektów zabytkowych [1] [2] [3]. Dotychczasowe badania konstrukcji murowych wzmacnianych kompozytami koncentrowały się głównie na wykorzystaniu kompozytów FRP (Fiber Reinforced Polymer) [4] [5] [6] [7]. Obecnie obserwuje się wzrost zainteresowania kompozytami z matrycami mineralnymi [8] [9] [10]. W artykule przedstawiono wyniki badań doświadczalnych przeprowadzonych na modelach sklepień walcowych wzmocnionych przy powierzchni grzbietowej kompozytami o matrycy mineralnej zbrojonymi włóknami szklanymi lub węglowymi [11]. Taka lokalizacja wzmocnienia (po stronie grzbietowej sklepień) ma podstawowe znaczenie w obiektach historycznych w sytuacjach, gdy podniebienie sklepienia zdobią cenne polichromie. Celem prezentowanych badań było określenie wpływu zastosowanej metody wzmocnienia na nośność i sposób zniszczenia sklepień oraz porównanie wyników badań przeprowadzonych na sklepieniach wzmocnionych i niewzmocnionych. elementów w świetle podpór wynosiła 2000 mm, a strzałka 730 mm (rys. 1). Elementy murowano z cegły ceramicznej pełnej na zaprawie wapiennej. Średnia wytrzymałość na ściskanie cegieł wynosiła 24,4 N/mm 2, a zaprawy 1,1 N/mm 2. Do wzmacniania sklepień wykorzystano dostępne na rynku rozwiązania systemowe przeznaczone do wzmacniania konstrukcji murowych. Stosowano siatki wykonane z włókien szklanych (rys. 2a) lub z włókien węglowych (rys. 2b). W pierwszym wariancie zastosowano pasmo siatki z włókna szklanego odpornego na środowisko alkaliczne szerokości 0,9 m o wytrzymałości na rozciąganie ok. 45 kn/m. Zastosowane w drugim wariancie pasmo siatki z włókna węglowego szerokości 1,0 m charakteryzowało się wytrzymałością na rozciąganie ok. 225 kn/m. W obu przypadkach matrycę stanowiła zaprawa polimerowo-cementowa z dodatkiem rozproszonych włókien. Średnia wytrzymałość zaprawy na ściskanie wynosiła 31,8 N/mm 2, a na zginanie 12,5 N/mm 2. W badaniach przyczepności wzmocnienia do muru i do betonu obserwowano zniszczenie kohezyjne w materiale podłoża uzyskując wytrzymałość na odrywanie od muru 0,4 N/mm 2, od betonu >2,4 N/ mm 2 (rys. 2c). Wszystkie sklepienia badano do zniszczenia pod obciążeniem pionowym przykładanym bezpośrednio do powierzchni grzbietowej w 1/4 rozpiętości. Prowadzono ciągły pomiar siły, przemieszczeń na kierunku radialnym w czternastu punktach pomiarowych oraz przemieszczeń pionowych w miejscu przyłożenia obciąże- 2. Opis elementów badawczych i metodyka badań Badania prowadzono na pasmach sklepień walcowych o szerokości 1040 mm i grubości 125 mm. Rozpiętość Rys. 3. Rozmieszczenie czujników pomiarowych Rys. 2. a) Siatka z włókien szklanych wiązki włókien ułożono w rozstawach co ok. 25 mm, b) siatka z włókien węglowych wiązki ułożone co ok. 10 mm, c) pomiar przyczepności przez odrywanie a) b) c) 40

8 nia. Układ i rozmieszczenie czujników pomiarowych przedstawiono na rysunku Wyniki badań a) b) W artykule przedstawiono wyniki badań sklepień wzmocnionych siatką z włókien szklanych (sklepienia S02W, S03W, S09W) oraz sklepienia wzmocnionego siatką z włókien węglowych (element S07W). Wszystkie sklepienia z wyjątkiem sklepienia S09W uczestniczyły we wcześniejszych badaniach jako elementy niewzmocnione [11] [12]. Siatki zbrojeniowe wklejano na powierzchnię grzbietową sklepień po wcześniejszym uzupełnieniu ewentualnych rys i ubytków. Badania sklepień wzmocnionych prowadzono po 14 dobach od dnia wykonania wzmocnienia Elementy wzmocnione siatką z włókien szklanych Badania sklepień wzmocnionych siatką z włókna szklanego przebiegały podobnie. Wraz ze wzrostem obciążenia obserwowano pojawienie się i rozwój pierwszej rysy a) c) b) d) c) e) Rys. 5. Uszkodzenia elementu S07W: a)b) rysy: pod siłownikiem i przy podporze B widok po zniszczeniu, oznaczono punkty obrotu, c) miejsce poślizgu przy podporze A, d) zarysowanie powierzchni grzbietowej, e) postać zniszczenia elementu S07W d) e) Rys. 4. Uszkodzenia elementu S09W: a)c) lokalizacja przegubów P1-P3, d) przekrój, w którym nastąpiło zerwanie włókien, e) postać zniszczenia elementu S09W przy powierzchni podniebienia pod miejscem przyłożenia obciążenia (w przekroju sąsiadującym z warstwą cegieł 12B rys. 4a). Pojawienie się pierwszej rysy następowało przy obciążeniu 7 9 kn. W początkowej fazie badań przemieszczenia narastały w przybliżeniu liniowo (rys. 7a). Wyraźna utrata sztywności elementów następowała po przekroczeniu obciążenia kn w związku z pojawieniem się i rozwojem zarysowania od strony grzbietowej w obszarze pomiędzy warstwami cegieł 8A i 18. Rysy powstałe od strony grzbietowej przebiegały przez matrycę wzmocnienia i rozwijały się na wysokości spoin wspornych na całej szerokości badanych elementów. Pojawienie się kolejnych pęknięć skutkowało wyraźnym przyrostem przemieszczeń przy niewielkim przyroście obciążenia, co jest wyraźnie widoczne na rysunku 7a. W końcowym etapie eksperymentów obserwowano powstanie rys przy wezgłowiach. Po osiągnięciu obciążenia 31,0 kn dla elementu S02W, 28,2 kn dla elementu S03W i 34,0 kn dla elementu 41

9 S09W, sklepienia uległy zniszczeniu. Po zerwaniu włókien szklanych w przekroju przy warstwie cegieł 12A łuki przekształcały się w mechanizm (rys. 6a). Widok ukształtowanych przegubów oraz ich lokalizację dla sklepienia S09W przedstawiono na rysunku Element wzmocniony siatką z włókien węglowych Początkowo badanie sklepienia wzmocnionego siatką z włókien węglowych miało podobny przebieg jak badania sklepień wzmocnionych siatką z włókien szklanych. Pierwsza rysa pojawiła się w miejscu obciążenia od strony podniebienia (ok. 9 kn). Dalszy wzrost obciążenia skutkował pojawieniem się zarysowania w przekrojach przypodporowych. Dla obciążenia bliskiego wartości maksymalnej obserwowano pojawienie się rys przy powierzchni grzbietowej, w matrycy wzmocnienia, w obszarze pomiędzy warstwami cegieł 7A i 16A. Przy obciążeniu 39,2 kn nastąpił poślizg pierwszej warstwy cegieł (1A) po powierzchni wezgłowia A rys. 5c. Nastąpiło zniszczenie elementu. W momencie zniszczenia konstrukcja podzieliła się na dwa segmenty. Pierwszy segment wydzielił się pomiędzy zarysowanym przekrojem podporowym przy podporze B a zarysowanym przekrojem 11B/12B. Drugi segment obejmował pozostałą część sklepienia. W chwili zniszczenia segmenty obróciły się wokół wykształconych przegubów P1 i P2 (rys. 5a b). Równocześnie nastąpił poślizg segmentu drugiego w przekroju podporowym. Schemat zniszczenia elementu S07W przedstawiono na rysunku 6b. 4. Podsumowanie wyników badań Wyniki badań wskazują, że schemat zniszczenia sklepień wzmacnianych przy powierzchni grzbietowej zależy od stopnia zbrojenia wzmocnienia. Zniszczenie sklepień wzmocnionych siatką z włókien szklanych nastąpiło na skutek przekroczenia wytrzymałości na rozciąganie we włóknach wzmocnienia. Zastosowanie mocniejszych i bardziej sztywnych siatek z włókien węglowych nie spowodowało proporcjonalnego wzrostu obciążenia niszczącego, natomiast wpłynęło na zupełną jakościową zmianę sposobu zniszczenia łuków obciążonych niesymetrycznie. Przy większym stopniu zbrojenia łuku S07W nastąpiło ścięcie/poślizg w spoinie wspornej w przypodporowym niewzmocnionym przekroju po powierzchni wezgłowia. Porównując wyniki badań sklepień wzmocnionych z wynikami badań przeprowadzonych na sklepieniach niewzmocnionych, dyskutowanych m.in. w [10] [11] [12], należy stwierdzić, że obecność powierzchniowego kompozytowego wzmocnienia od strony grzbietowej wyraźnie zwiększa nośność sklepień ([10] [13]). Obserwowany jest kilkukrotny przyrost nośności sklepień wzmocnionych w stosunku do nośności sklepień nie wzmocnionych. Wyniki badań sklepień wzmocnionych i niewzmocnionych (S02, S04) zestawiono na rysunku 7a. Sklepienia bez wzmocnienia (S02, S04) niszczyły się w sposób gwałtowny bez wyraźnych oznak przeciążenia, na skutek przekształcenia konstrukcji w czteroprzegubowy mechanizm [10] [13]. Wzmocnienie zlokalizowane przy powierzchni grzbietowej sklepień (S02W, S03W, S09W, S07W) skutecznie zapobiegało powstawaniu przegubów przy powierzchni podniebienia na odcinku pomiędzy przekrojami przypodporowymi. Pomimo, iż zniszczenie sklepień wzmocnionych było nagłe (kruche zerwanie włókien lub ścięcie w przekroju przypodporowym), to moment zniszczenia był sygnalizowany. Poprzedzało go pojawienie się wielu rys w matrycy kompozytu. 42 a) b) Rys. 6. Schematy zniszczenia elementów: a) S03W, b) S07W; szkice 5. Podsumowanie Wzmocnienie elementów sklepionych realizowane powierzchniowo przy zastosowaniu materiałów kompozytowych zwiększa ich nośność głównie na skutek zwiększenia nośności przekrojów poddanych działaniu sił ściskających na znacznych mimośrodach. Ograniczone zostaje rozwieranie się rys i pęknięć, nie kształtują się przeguby, co zapobiega przekształcaniu się konstrukcji w mechanizm. Poza obserwowanym w badaniach zniszczeniem na skutek przekroczenia wytrzymałości na rozciąganie kompozytu lub na skutek ścięcia/poślizgu po powierzchni wezgłowia, w literaturze opisane są inne schematy zniszczenia sklepień wzmocnionych kompozytami [4] [5] [6] [7] [11]. Postać zniszczenia sklepień wzmocnionych zależy w dużej mierze od ich geometrii oraz cech wytrzymałościowych poszczególnych materiałów. Powierzchnia przekroju zbrojenia wzmocnienia ma istotny wpływ na postać zniszczenia sklepień. Przy wzmacnianiu zrealizowanym od strony grzbietowej i obciążeniu

10 a) b) Rys. 7. Średnie przemieszczenie pionowe mierzone w miejscu przyłożenia obciążenia (punkty pomiarowe 15 i 16): a) sklepienia wzmocnione przy powierzchni grzbietowej siatką z włókien szklanych S02W, S03W i S09W w porównaniu z elementami niewzmocnionymi S02 i S04, b) sklepienie wzmocnione przy powierzchni grzbietowej siatką z włókien węglowych S07W, w tle sklepienia wzmocnione siatką z włókien szklanych pionowym przykładanym niesymetrycznie, zwiększanie powierzchni zbrojenia zwiększa nośność sklepień w sposób nieproporcjonalny do zmian powierzchni zbrojenia. Duży stopień zbrojenia powoduje zupełną, jakościową zmianę sposobu zniszczenia łuków obciążonych niesymetrycznie. Klasyczny schemat zniszczenia zmiana konstrukcji w czteroprzegubowy mechanizm po zerwaniu włókien wzmocnienia przekształca się, w wyniku braku możliwości powstania przegubu, w mechanizm poślizgowy fragmentów sklepienia w obszarze wezgłowi. Podobny mechanizm może wykształcić się także pod siłą skupioną w przypadku sklepień wzmocnionych z zasypką [13]. Wyniki badań wskazują, że oprócz powierzchniowego wzmocnienia konstrukcji łuku należy rozważyć wzmocnienie stref, gdzie przewidywane jest zredukowanie przekroju przenoszącego naprężenia styczne. Stosowane w badaniach systemy naprawcze, wykorzystujące materiały kompozytowe o matrycach mineralnych, mogą znaleźć zastosowanie przy powierzchniowym wzmacnianiu konstrukcji murowych sklepień i łuków w istniejących obiektach. Z uwagi na wykazaną w badaniach doświadczalnych skuteczność tych materiałów do wzmacniania sklepień, stanowią one alternatywę dla technik i materiałów stosowanych tradycyjnie. Przedstawione w artykule rozwiązania nie wykluczają stosowania innych metod wzmocnienia sklepień, takich jak np. ściągi, doklejanie prętów stalowych, drewniane konstrukcje podwieszające i iniekcje. Autorzy dziękują MAPEI Polska oraz VISBUD-Projekt za bezpłatne udostępnienie materiałów do badań. BIBLIOGRAFIA [1] ICOMOS. Recommendations for the analysis, conservation and structural restoration of architectural heritage. International Scientific Committee for Analysis and Restoration of Structures of Architectural Heritage, 2003 [2] Janowski Z., Zasady diagnostyki konstrukcji murowanych w pracy rzeczoznawcy budowlanego, II Konferencja Naukowo-Techniczna Warsztat pracy rzeczoznawcy budowlanego, s , 1996 [3] Janowski Z., Wpływ założeń na wzmacnianie konstrukcji obiektów zabytkowych, IV Konferencja Naukowo-Techniczna Warsztat pracy rzeczoznawcy budowlanego, 1998 [4] Valluzzi M.R., Valdemarca M., Modena C., Behavior of brick masonry vaults strengthened by FRP laminates, Journal of Composites for Construction, vol. 5, nr 3, s , 2001 [5] Foraboschi P., Strengthening of masonry arches with Fiber- Reinforced Polymer strips, Journal of Composites for Construction, vol. 8, nr 3, s , 2004 [6] Briccoli Bati S., Rovero S., Tonietti U., Experimental analysis on scale models of CFRP reinforced arches, 3rd National Congress Mechanics of Masonry Structures Strengthened with Composite Materials (MuRiCo 3), s , 2009 [7] Oliveira D., Basilio I., Lourenco P., Experimental behavior of FRP strengthened masonry arches, Journal of Composites for Construction, vol. 14, nr 3, s , 2010 [8] Castori G., Borri A., Ebaugh S., Casadei P., Strengthening masonry arches with composites, Third International Conference on FRP Composites in Civil Engineering (CICE 2006), 2006 [9] Bednarz Ł., Górski A., Jasieńko J., Rusiński E., Simulations and analyses of arched brick structures, Automation in Construction, vol. 20, s , 2011 [10] Hojdys Ł., Janowski Z., Wzmacnianie sklepień murowych siatkami z włókien szklanych, Czasopismo Techniczne, vol. 3-B, s , 2011 [11] Hojdys Ł., Wpływ wzmocnienia materiałami kompozytowymi sklepień murowych na ich nośność, Praca doktorska, Politechnika Krakowska, 2010 [12] Krajewski P., Analiza wpływu materiału zasypowego na nośność sklepień murowych, Praca doktorska, Politechnika Krakowska, 2010 [13] Hojdys Ł., Krajewski P., Experimental tests on strengthened and unstrengthened masonry vault with backfill, 8th Int. Conf. on Structural Analysis of Historical Constructions (SAHC),