Radosław
JASIŃSKI*
PROBLEMY ZABEZPIECZENIA MUROWANYCH
BUDYNKÓW W REJONIE GŁĘBOKICH WYKOPÓW
1. Wstęp
Potrzeba wykorzystania terenów w ścisłej zabudowie miejskiej powoduje, że nowe
obiekty budowlane sytuowane są w sąsiedztwie istniejących budynków, podziemnej i
nadziemnej infrastruktury miejskiej. Ograniczenia lokalizacyjne, ekonomiczne,
architektoniczno-budowlane i wymogi prawne związane z zapewnieniem miejsc
parkingowych [37] oraz postępujący proces deglomeracji [45] powodują, że konieczna jest
rozbudowa podziemnych części budynków, które pełnią zazwyczaj funkcję
parkingów/garaży, wielofunkcyjnych centrów komunikacyjnych, handlowo-usługowych a
nawet kulturalnych [55]. Realizacja tego typu inwestycji wymaga zastosowania technologii
umożliwiających uzyskanie nie tylko bezpiecznego posadowienia realizowanych budowli,
ale również zminimalizowania wpływów budowy na zlokalizowane w sąsiedztwie elementy
infrastruktury i budynki. Powstające w trakcie głębienia wykopu przemieszczenia obudowy
wykopu powodują każdorazowo deformacje przylegającego terenu, które z kolei mogą
powodować uszkodzenia sąsiadujących murowanych budynków (zazwyczaj wykonanych w
technologii tradycyjnej często w złym stanie technicznym) bardzo wrażliwych na wszystkie
zewnętrzne oddziaływania. W celu zminimalizowania wpływów realizacji głębokich
wykopów na otaczająca tkankę miejską konieczne staje się, już na etapie prac
koncepcyjnych i opracowywania projektu budowlanego dołożenie szczególnej staranności
*
Dr inż., Katedra Konstrukcji Budowlanych, Politechnika Śląska
113
do przeprowadzenia szeregu prac diagnostycznych, napraw i wzmocnień obiektów
sąsiadujących i przeprowadzenia niezbędnych analiz wpływów deformacji podłoża.
Najwłaściwszym rozwiązaniem jest wariantowe rozwiązanie projektu zabezpieczenia
głębokiego wykopu [41,42] i wybór rozwiązania optymalnego pod względem technicznoekonomicznym minimalizującym odczuwalność prowadzonej inwestycji. Realizacje tego
typu w Polsce nie należą do rzadkości zarówno przy budowie obiektów komunikacyjnych
[21, 44, 64] i budynków plombowych w zabudowie pierzejowej [17, 42, 41]. Także
metodyka doświadczenia przy projektowaniu i realizacji zabezpieczeń oraz monitoringu
obiektów sąsiadujących są coraz większe.
Praktyka pokazuje jednak, że w niektórych sytuacjach dobór technologii zabezpieczenia
głębokiego wykopu, niewłaściwe prowadzenie robót lub inne nieprzewidziane czynniki
mogą prowadzić do nadmiernie dużych przemieszczeń podłoża, prowadzących do
uszkodzeń sąsiadujących z głębokim wykopem budynków oraz elementów infrastruktury.
Ze względu na złożoną specyfikę problemu i zakres tematyczny w wykładzie
przedstawiono najważniejsze informacje z zakresu technologii wykonywania i
zabezpieczenia głębokich wykopów i ich wpływu na otaczające obiekty, diagnostyki
obiektów w fazie przed budową, metodykę postępowania przy obliczeniach i konstrukcji
wzmocnień, monitorowaniu oddziaływania głębokich wykopów oraz prowadzenia działań
prewencyjnych oraz pewnych sytuacji awaryjnych stwierdzanych przy tego typu
inwestycjach. Celowo zrezygnowano z prezentacji metod wzmacniania uszkodzeń ścian
budynków murowanych oraz elementów niekonstrukcyjnych gdyż tematyka ta została
szczegółowo opisana w pracach [6, 33]. W wypadku zaleceń dotyczących monitoringu
obiektów podano najważniejsze informacje z technik pomiarów geodezyjnych rezygnując z
charakterystyki systemów pomiarowych, które z kolei obszernie opisano w wykładzie [49].
2. Informacje podstawowe i ustalenia prawne
Ze względu na proporcje głębokości do szerokości dna wykopy dzieli się na dwie
zasadnicze grupy [46, 66, N1]:
• wąskoprzestrzenne (wąskie), którego głębokość jest większa od szerokości dna lub
gdy szerokość dna jest mniejsza od 1,5 m, względnie gdy całkowita szerokość nie
jest większa od 5 m,
• szerokoprzestrzenne, gdy głębokość jest mniejsza od szerokości dna lub gdy
szerokość dna jest większa od 1,5 m.
Z kolei ze względu na sposób zabezpieczenia wykopy dzieli się na:
• wykopy ze skarpami,
• wykopy w obudowie.
Wszystkie z wymienionych typów wykopów, można dodatkowo podzielić według
kryterium głębokości na:
• płytkie, gdy głębokość nie przekracza 1 m,
• głębokie o pionowych ścianach zabezpieczonych obudową o głębokości większej niż
3 m.
Przyjęty podział ma znaczenie umowne, ponieważ ścisłe określenie, co już jest głębokim
jest trudne i zależy od warunków gruntowo-wodnych. Wykop w gruntach spoistych o
pionowych ścianach wysokich na 1–2m jest według (rozdz. 10, §147 [38]) głębokim
wykopem i wymaga dokumentacji geotechnicznej oraz wskazania sposobu zabezpieczenia.
Jednak w przypadku zwartych glin morenowych taka głębokość nie stwarza na ogół
żadnych problemów geoinżynieryjnych i wykop może nawet nie wymagać podparcia.
114
Oprócz tego z uwagi na okres użytkowania (realizacji) wykopy dzieli się na:
• tymczasowe, gdy okres użytkowania nie jest dłuższy niż 1 rok,
• trwałe, kiedy przewidywany okres użytkowania przekracza 1 rok.
Każdy proces budowlany, w tym proces budowy głębokiego wykopu jak również
projekty zabezpieczenia sąsiadujących budynków reguluje Ustawa z dnia 7 lipca 1994 roku
Prawo Budowlane (DzU z 2006r., nr 156, poz. 1118), zmienione Ustawą z dnia 27 sierpnia
2009 r., o zmianie ustawy Prawo Budowlane oraz ustawy o gospodarowaniu
nieruchomościami (DzU z 2009 r., nr 161, poz. 1279) [61].
Dokumentem regulującym kwestie posadowienia obiektów jest Rozporządzenie Ministra
Spraw Wewnętrznych i Administracji w sprawie ustalania geotechnicznych warunków
posadowienia obiektów budowlanych (DzU nr 126/1998, poz. 839) [39]. Obiekty
budowlane zalicza się do jednej z trzech kategorii geotechnicznej, zróżnicowanych pod
względem warunków gruntowych i złożoności konstrukcji. Warunki złożoności zostały
zdefiniowane, jako proste, złożone i skomplikowane. Proste warunki gruntowe występują,
gdy w podłożu występują grunty jednorodne, nośne, a woda znajduje się poniżej poziomu
posadowienia. W wypadku złożonych warunków gruntowych w podłożu występują grunty
niejednorodne lub nienośne, a woda gruntowa znajduje się powyżej poziomu posadowienia.
Skomplikowane warunki gruntowe charakteryzują się cechami złożonych warunków
gruntowych a jednocześnie pojawiają się niekorzystne zjawiska geologiczne, takie jak
zjawiska krasowe, osuwiska, kurzawki, deformacje spowodowane wpływami eksploatacji
górniczej glacitektonika.
Do I kategorii geotechnicznej zalicza się jedno lub dwu kondygnacyjne budynki, ściany
oporowe i rozparcia wykopów o różnicy poziomów do 2 m, wykopy do 1,2 m, nasypy do 3
m wykonywane w prostych warunkach gruntowych.
Fundamenty bezpośrednie i głębokie ściany oporowe, wykopy, nasypy, przyczółki, filary
mostowe, nabrzeża, kotwy gruntowe wykonywane w prostych i złożonych warunkach
gruntowych zaliczane są do II kategorii geotechnicznej obiektów. Natomiast do III kategorii
geotechnicznej zalicza się obiekty zabytkowe i monumentalne oraz inne obiekty nietypowe
wykonywane w skomplikowanych warunkach gruntowych.
Kategorię geotechniczną całego obiektu lub jego części określa projektant w uzgodnieniu z
osobą, która jest upoważniona na podstawie odrębnych przepisów do ustalania
geotechnicznych warunków posadowienia obiektu.
Głębokie wykopy są najczęściej zaliczane do II kategorii geotechnicznej, a w szczególnych
warunkach nawet do III kategorii. W związku z tym na potrzeby projektowania i
wykonawstwa niezbędne jest opracowanie dokumentacji geologiczno-inżynierskiej zgodnie
z wymaganiami Ustawy z dnia 4 lutego 1994 roku Prawo geologiczne i Górnicze (DzU z
2005 r., nr 228, poz. 1947, z późniejszymi zmianami) [63]. Wyjątek stanowić mogą
głębokie wykopy w prostych warunkach gruntowych, gdy wystarczy opracowanie
ekspertyzy geotechnicznej niewymagającej zatwierdzenia przez organ administracji
geologicznej.
Projekt prac geologicznych powinien zostać wykonany zgodnie z wymaganiami zawartymi
w Rozporządzeniu Ministra Środowiska z dnia 19 grudnia 2001 r., nr 153, poz. 1777) [40] i
podlega zatwierdzeniu przez okres 30 dni. Zamiar przystąpienia do prac geologicznych
należy zgłosić, co najmniej 2 tygodnie przed rozpoczęciem prac. Gotowa dokumentacja
geologiczno-inżynierska obejmująca wyniki prac geologicznych wraz z ich interpretacją
podlega przyjęciu przez organ administracji geologicznej przed upływem 60 dni, a w
przypadku niezbędnych korekt dodatkowo jeszcze prze 30 dni od daty złożenia poprawionej
dokumentacji. Zazwyczaj projekt prac geologicznych (rozmieszczenie i liczba otworów
115
wiertniczych) zgodnie z celem prac obejmują obszar głębokiego wykopu, a strefy
oddziaływań są zdecydowanie mniej rozpoznane. W konsekwencji nie ma możliwości
stosownych porównań stanu podłoża gruntowego w trakcie prowadzonej inwestycji, kiedy
oddziaływania wykopu są większe od przewidywanych.
Jeżeli zasięg leja depresji będzie wykraczał poza granice działki, na której realizowany jest
wykop, wtedy należy uzyskać pozwolenie wodnoprawne zgodnie z wymaganiami Ustawy
Prawo Wodne (DzU z 2001 nr 115, poz. 1229 z późniejszymi zmianami) [62]. Wydaje je
organ administracji geologicznej w terminie do 30 dni od daty złożenia wniosku, do którego
trzeba dołączyć operat wodnoprawny. Konsekwencje związane z wpływem odwodnienia na
pobliskie budynki i zieleń powodują, że często inwestor rezygnuje z części podziemnej i
głębokiego wykopu. Nie jest wymagane pozwolenie wodnoprawne, gdy lej depresji nie
wykracza poza teren inwestora, dlatego ten czynnik często determinuje sposób obudowy
głębokiego wykopu i odwodnienia.
Zgodnie z wytycznymi [N1] wszystkie rodzaje wykopów powinny być wykonywane na
podstawie dokumentacji projektowej. Dokumentacja zawierać powinna oprócz danych o
warunkach gruntowo-wodnych także informacje dotyczące infrastruktury podziemnej oraz
obiektów sąsiadujących z wykopem. Niezbędne jest także uzyskanie informacji o
możliwości występowania zabytków archeologicznych lub gruntów skażonych. Projekt
budowany zawierać powinien:
• projekt obudowy wykopu,
• opis sposobu odwodnienia wykopu,
• program monitorowania oddziaływań wykopu na stan bezpieczeństwa pobliskich
obiektów,
• sposób zabezpieczenia instalacji naziemnych i podziemnych,
• projekt wzmocnienia obiektów sąsiednich.
W obszarach oddziaływania głębokiego wykopu wszystkie sąsiadujące obiekty znajdują się
w strefie oddziaływania w związku z tym zgodnie z Art. 28.2 Ustawy Prawo Budowlane
[61] są stronami w postępowaniu i mają wpływ na uzyskiwanie stosownych pozwoleń do
prowadzenia robót. Zakres projektu budowlanego powinien być zgodny z Rozporządzeniem
Ministra Infrastruktury w sprawie szczegółowego zakresu i formy projektu budowlanego z
dnia 3 lipca 2003 r. (DzU z 2003, nr 120, poz. 1133), zmienionym Rozporządzeniem z dnia
6 listopada 2008 roku (DzU z 2008 r., nr 21, poz. 1239) [36].
Możliwość wystąpienia awarii lub katastrofy i związane z tym znaczne skutki materialne
lub społeczne powodują, że bezpieczeństwo obudowy głębokiego wykopu oraz pobliskich
obiektów stanowi jedno z najważniejszych zagadnień projektowani i realizacji głębokiego
wykopu. Dużego znaczenia nabierają w tym wypadku zagadnienia związane z oceną i
analizą ryzyka, gdyż część danych ma charakter losowy (warunki gruntowo-wodne,
parametry geotechniczne, wykonawstwo). Ryzyko w tej dziedzinie działalności
inżynierskiej nie jest zagadnieniem nowym, któremu poświęca się coraz więcej uwagi. W
2004 roku zostały opracowane wytyczne zarządzania ryzykiem w budownictwie
podziemnym [7]. Wyszczególniono trzy podstawowe fazy procesu zarządzania ryzykiem w
projektach budownictwa podziemnego:
• faza I – wstępne etapy projektowania, stadium opracowania, ocena wykonalności
zrealizowania projektu koncepcyjnego sformułowanie programu funkcjonalnoużytkowego obiektu,
• faza II – przetarg i negocjacje warunków kontraktu,
• faza III – realizacja inwestycji.
116
W fazie I ustala się strategii zarządzania ryzykiem i kryteria jego akceptacji, a następnie
dokonuje się jakościowej oceny ryzyka z opracowaniem listy ogólnych i szczegółowych
zagrożeń. Do ogólnych zagrożeń zalicza się sporne kwestie związane z kontraktem
niewypłacalnością i problemami formalnymi.
W fazie II na etapie przetargu i negocjacji warunków kontraktu, należy przygotować
dokumenty do przetargu, zawierające zapisy dotyczące ryzyka. Po wyborze wykonawcy
należy sporządzić umowę określającą procentowy podział ryzyka między zlecającego i
wykonawcę. Brak takiego zapisu prowadzić może do znacznego wzrostu cen w związku
ukryciem dodatkowych kosztów zabezpieczenia.
Faza III obejmuje już realizację inwestycji i konieczne jest opracowanie sytemu zarządzania
ryzykiem niezależnie przez wykonawcę i inwestora oraz wspólny system zarządzania
ryzykiem.
Dynamiczny rozwój budownictwa powoduje, że analiza i zarządzanie ryzykiem stały się
kluczowymi zagadnieniami przy realizacji tego typu przedsięwzięć. Jednak brak
świadomości organów administracji państwowej oraz inwestorów w zakresie zarządzania
ryzykiem i jego podziału między podmioty procesu budowlanego powoduje znaczny wzrost
cen przetargowych. Dzieje się tak z tego powodu, że jedynym kryterium wyboru
wykonawcy w drodze przetargu, zgodnie z ustawą o zamówieniach publicznych jest
najniższa cena. Wykonawca kalkulując ofertę, uwzględnia po swojej stronie ryzyko
inwestycji i odpowiednio wlicza je w koszty wykonania.
3. Rodzaje obudowy głębokiego wykopu
Rozróżnia się następujące rodzaje obudowy głębokiego wykopu [45, 46, 56]:
• ściana szczelinowa,
• obudowa berlińska,
• ściana z grodzic stalowych,
• palisada z pali lub mikropali,
• ściana z kolumn wykonanych metodą iniekcji strumieniowej,
• ściana gwoździowana
• technologie mieszane.
Technologie te stosowane są zarówno w budownictwie komunikacyjny oraz ogólnym. W
budownictwie komunikacyjnym głębokość zależy od przebiegu trasy komunikacyjnej i
wynosi od kilkunastu do 30 – 40 m. Natomiast w budownictwie ogólnym głębokość
wykopu zależy od liczny kondygnacji podziemnych i najczęściej nie przekracza 18 m.
Stateczność obudowy głębokiego wykopu wykonaną jedną z wymienionych metod za
wyjątkiem ścian gwoździowanych zapewniają rozpory, kotwy gruntowe lub stropy
kondygnacji podziemnych. Najczęściej stosowane i uzasadnione ekonomicznie są ściany
szczelinowe, obudowa berlińska oraz ściany z grodzić stalowych. Chętnie wykonywane są
również jako obudowy także palisady z mikropali, ściany wykonywane metodą iniekcji
strumieniowej lub w technologii DSM [31]. Obudowy głębokich wykopów wykonywane
mogą być również w postaci ścian gwoździowanych, jednak technologia ta wyklucza ich
zastosowanie w rejonie budynków.
117
3.1. Ściana szczelinowa
Technologia wykonywania obudowy głębokiego wykopu w postaci ścian szczelinowych
sięga lat 50 XX wieku i wiąże się z rozbudową metra w Mediolanie [46]. W Polsce ściany
szczelinowe zaczęto stosować w latach 70 XX w. w budownictwie komunikacyjnym, jako
fundamenty podpór mostów oraz przy budowie warszawskiego metra. Ściany szczelinowe
są najczęściej stosowanymi obudowami głębokich wykopów ze względu na sztywność oraz
możliwość wykorzystania w konstrukcjach zarówno ścian tuneli, podziemi budynków jak i
fundamentów. W budownictwie ogólnym ściany szczelinowe wykonuje się do głębokości
12 – 18 m a w budownictwie komunikacyjnym 22 – 25 m, a sporadycznie do
kilkudziesięciu metrów. Grubość ścian szczelinowych wynika z obliczeń statycznych oraz z
szerokości chwytaków i wynoszą 60 cm, 80 cm i 100cm.
Ściana szczelinowa formowana jest z betonu w szczelinie wykonanej w gruncie. Szczelinę
wypełnia się cieczą rozpierającą (stabilizującą) z zawiesiny iłowej nazywanej bentonitową
(materiał ilasty z grupy montmorrillonitów) lub zawiesiny polimerowej. Realizacja ściany
szczelinowej obejmuje wiele etapów. W pierwszej kolejności wykonuje się stabilną
platformę roboczą usytuowaną minimum 1,5 m powyżej poziomu wód gruntowuych,
zdolnej do przeniesienia od ciężkiego sprzętu budowlanego. Kolejny etap obejmuje
wykonanie ścianek prowadzących położonych po obydwu stronach ściany szczelinowej, na
całej jej długości. Najczęściej wykonywane są jako prefabrykowane rzadziej betonowane na
miejscu. Ścianki prowadzące mają różne kształty najczęściej mają przekrój prostokątny o
wysokości 70 – 150 cm. Ścianki prowadzące do chwili rozpoczęcia głębienia szczeliny
powinny być rozparte oraz zaprojektowane w wykonane tak, aby przeniosły obciążenia
wynikające z dalszych etapów realizacji ścian szczelinowych.
Głębienie szczeliny odbywa się w osłonie zawiesiny iłowej, której właściwości określa
się każdorazowo w projekcie w zależności od rodzaju gruntu i poziomu wody gruntowej
według normy [N2]. Głębienie prowadzi się sekcjami, których długość, kolejność
wykonywania oraz rozstępy zależą od warunków gruntowo-wodnych, rodzaju ściany
rodzaju chwytaka oraz warunków w poziomie terenu. Najczęściej wykonuje się sekcje o
długości około 6 m, a w przypadku wykonywania ściany w bliskiej odległości od
istniejących obiektów długości sekcji należy ograniczyć. Do wykonanej szczeliny
wprowadza się elementy rozdzielacze wykonane ze stalowych rur lub kształtowników z
uszczelkami. Jedna sekcja może zawierać jedne lub więcej szkieletów zbrojeniowych
oddalonych od siebie, o co najmniej 200 mm, a odległość prętów zbrojeniowych szkieletu
od styku sekcji nie powinna być większa od 100 mm. Szkielety zbrojeniowe powinny mieć
sztywność umożliwiającą transport, montaż oraz betonowanie. W szkielecie umieszcza się
elementy niezbędne do instalacji kotew, rozpór lub stropów podziemnych kondygnacji
(zbrojenie uciąglające) oraz podkładki dystansowe zapewniające otulinę o grubości 70 mm.
Betonowanie sekcji ściany szczelinowej odbywa się metodą kontraktor w ten sposób, że
mieszanka betonowa układana jest stopniowo w sposób ciągły od dna szczeliny przy użyciu
jednej lub kilku rur wlewowych. Bentonitowa zawiesina iłowa jest wypierana przez
mieszankę betonową i odpompowywana w celu regeneracji do ponownego użycia. Po
związaniu betonu usuwa się nadmiar betonu na górnej krawędzi ściany, do projektowanego
poziomu. Etapy wykonywania ściany szczelinowej pokazano na rys.1.
W następnej kolejności usuwa się elementy rozdzielcze i w ten sposób uzyskuje się gotową
sekcję ściany szczelinowej. Obudowę całego wykopu uzyskuje się powtarzając wielokrotnie
wymienione czynności. W celu ograniczenia klawiszowania poszczególnych sekcji wzdłuż
górnej krawędzi ściany wykonuje się żelbetowy wieniec. W niektórych warunkach
gruntowo-wodnych ściany szczelinowe projektuje się o znacznie większej długości niż
118
wynika to z obliczeń statycznych, po to, aby sięgnąć do nieprzepuszczalnych warstw gruntu
i odciąć wykop od wody gruntowej. Dzięki temu ograniczyć można zakres odwodnienia
tylko do obszaru znajdującego się w obrębie ścian szczelinowych. Warunkiem koniecznym
jest jednak wykonanie szczelnych styków sekcji ściany szczelinowej. Zdarzyć się może, że
w wyniku nieprawidłowego uszczelnienia styków między poszczególnymi sekcjami ściany
szczelinowej dochodzi do wypłukiwania gruntu za ścianą szczelinową, a w konsekwencji do
nadmiernych osiadań gruntu – rys. 2.
Rys. 1. Konstrukcja ściany szczelinowej: a) etapy wykonywania ściany szczelinowej (Faza I
– osadzenie ścianek prowadzących i drążenie szczeliny w osłonie zawiesiny iłowobentonitowej, Faza II – ustawienie elementów rozdzielczych i szkieletu zbrojenia,
betonowanie), b) schemat pojedynczej sekcji ściany szczelinowej;
1 – ścianki prowadzące, 2 – chwytak, 3 – zawiesina iłowo-bentonitowa, 4 – elementy
rozdzielcze: rury stalowe lub elementy CWS, 5 – szkielet zbrojeniowy
Rys. 2. Nieszczelności styku między sekcjami w wypukłym narożu ściany szczelinowej
119
Ze względu na dużą sztywność obudowy ściany szczelinowej po usztywnieniu i podparciu
ścianami kondygnacji podziemnych wpływ wykopu na sąsiadujące obiekty jest znacznie
ograniczony. Obudowa głębokiego wykopu ze ścian szczelinowych jest bardzo korzystna,
ze względu na odwodnienie wykopu oraz wpływu na przylegające obiekty po usztywnieniu
stropami kondygnacji podziemnych.
W przypadku wykonywania ściany szczelinowej w sąsiedztwie fundamentów budynków
zaleca się ograniczenia długości sekcji do długości jednego zaboru chwytaka (2,7 – 2,9 m),
a harmonogram głębienia powinien być w ten sposób ułożony, aby sekcje wykonywane w
niewielkim odstępie czasu nie stykały się ze sobą. W trakcie głębienie szczeliny występują
największe przemieszczenia pionowe budynków [57].
3.2. Obudowa berlińska
Ściana berlińska jest jednym z elementów metody odkrywkowej budowy tuneli, którą
stosowano do budowy metra w Berlinie w latach 20. XX wieku. Optymalna i ekonomicznie
uzasadniona głębokość wykopu wykonywanego w tej technologii wynosi 10-15 m, pod
warunkiem odwodnienia gruntu do głębokości około 1 m poniżej docelowej rzędnej dna
wykopu. Stanowi tymczasową obudowę wykopu, w którym wykonuj się konstrukcje
podziemia budynku lub tunelu, wykonywana jest sukcesywnie w miarę postępu robót
ziemnych. Sztywność obudowy berlińskiej jest mniejsza niż opisanej wcześniej ściany
szczelinowej, dlatego istnieją ograniczenia, co do jej stosowania. Już przy wykopach o
głębokości większej od 4 m wymaga się dodatkowego rozpierania lub kotwienia na wielu
poziomach.
Ściana berlińska składa się z pionowych stalowych słupów i poziomych elementów opinki
(najczęściej drewnianych) – rys. 3. Proces realizacji ściany berlińskiej zaczyna się od
wykonania stabilnej platformy roboczej oraz wykonania systemu odwodnienia w zależności
od warunków gruntowo-wodnych. Następnie w gruncie w miejscach linii projektowanej
obudowy osadza się stalowe słupy o przekroju, długości i w rozstawie wynikającym z
obliczeń statyczno-wytrzymałościowych. Stalowe profile osadza się w gruncie przy
zastosowaniu wbijania udarowego lub wibracyjnego. Istnieje możliwość osadzania profili w
uprzednio wywierconych w gruncie otworach wypełnionych zawiesiną składającą się iłu,
cementu wody, dzięki czemu unika się drgań podczas osadzania słupów. Otwory zgłębione
są znacznie głębiej niż rzędna dna wykopu, i po zainstalowaniu słupa w otworze tę część
otworu wypełnia się betonem mocując w ten sposób słup w gruncie. Po zainstalowaniu
słupów następuje głębienie wykopu i osadzanie między słupami stalowymi opinki
drewnianej lub stalowej. Wysokość montowanego jednorazowo pasa opinki zależy od
rodzaju gruntu (w piaskach około 50 cm, w gruntach spoistych zawartych nawet 150 cm).
Obudowa berlińska może być również stosowana w połączeniu z obudową ze ścian
szczelinowych – rys. 3a, 3b jeżeli rzędna oczepu znajduje się poniżej poziomu gruntu.
Dzięki temu uzyskać można podwyższenie obudowy o 1,5 – 2,5 m. W zależności o
głębokości wykopu ściany rozpiera się stosując jedne lub kilka poziomów podparcia,
wykorzystując kształtowniki stalowe, lub kotwy gruntowe, których głowice montuje się na
ryglach lub bezpośrednio do słupów. Ze względu na konieczność odwodnienia placu
budowy ścianę berlińską korzystnie jest stosować w gruntach słabonawodnionych. Istnieje
niebezpieczeństwo, że przesączająca się przez obudowę woda może doprowadzić do
rozluźnienia gruntu za obudową. Dlatego ściana berlińska nie powinna być stosowana w
sąsiedztwie istniejących budynków.
120
Rys. 3. Konstrukcja ściany berlińskiej: a), b) typowe rozwiązanie ściany ze słupami
stalowymi z profili HEB i drewnianą opinką opieraną lub klinowaną (wykorzystywane jako
nadbudowa ściany szczelinowej), c) rozwiązanie ściany berlińskiej kotwionej,
1 – słup stalowy, 2 – opinka drewniana, 3 – klin, 4 – kotew gruntowa
3.3. Ścianka z grodzic stalowych
Ten typ obudowy nosi nazwę ścianki szczelnej i wykonywany może być, jako stały lub
tymczasowy i stosowany jest najczęściej w gruntach nawodnionych niespoistych. Obudowa
ze ścianki szczelnej jest zazwyczaj obudową traconą, jeżeli wokół wykopu brakuje miejsca
do ustawienia ciężkiego sprzętu służącego do usunięcia grodzic lub gdy obudowa jest
kotwiona. Problemem przy stosowaniu tego typu obudowy w sąsiedztwie budynków są
drgania i hałas powstające podczas osadzania grodzic. Nie bez znaczenia jest również
transport w mieście składowanie długich grodzic na placu budowy. Do osadzania grodzic
stosuje się wibromłoty (rys. 4) w gruntach niespoistych u młoty hydrauliczne w glinach i
iłach, dzięki czemu ogranicza się negatywny wpływ montażu ściany. Sztywność obudowy
można zwiększyć stosując kotwy gruntowe lub rozpory stalowe lub stosując technologię
mieszaną polegającą na pogrążaniu grodzic w wykopie szczelinowym wypełnionym
zawiesiną iłowo-cementową. Przy właściwym rozparciu i monitoringu przemieszczeń
ściany pozwala na zastosowanie tego typu konstrukcji w obszarach zurbanizowanych.
Stosuje się wiele rodzajów grodzic zróżnicowanych pod względem kształtu poprzecznego
przekroju oraz zamka. Najpowszechniej stosowane są grodzice korytkowe w kształcie litery
U lub Z, grodzice skrzynkowe z profili dwuteowych i o przekroju H oraz grodzice płaskie
oraz rurowe. Kształt poprzecznego przekroju grodzicy powinien być tak dobrany, aby
uzyskać jak największy moment bezwładności przekroju przy minimalnej masie. Kształt
zamka powinien być tak dobrany, aby zapewniona była ciągłość połączenia wzdłuż długości
grodzicy oraz szczelność ścianki. Technologię wykonywania obudowy głębokiego wykopu
z grodzić stalowych podaje norma [N3].
121
a)
b)
Rys. 4. Obudowa wykopu z grodzic stalowych:
a) osadzenie grodzicy stalowej przy użyciu wibromłota, b) widok gotowej obudowy
kotwionej (fot. R. Klaszczyk)
3.4. Palisady
Wykonywane są z pali wierconych wzajemnie stykających się lub z pali wciętych, w
których zbrojenie z prętów lub zbrojenie sztywne umieszcza się w każdym palu lub
mijankowo, co drugi pal – rys. 5. Obecnie palisady wykonuje się z pali CFA (pale wiercone
formowane ciągłym świdrem ślimakowym) o średnicy 60 cm, 80 cm lub 100 cm, długość
do 20 m. Oprócz klasycznych palisad stosuje się także systemy mieszane stanowiące
połączenie niezbrojonych ścian szczelinowych ze zbrojonymi palami typu CFA. Palisada
tego typu wykorzystuje wpływ łukowego przesklepienia występującego w ścianie
szczelinowej, między podporami, które stanowią pale CFA. Palisady można stosować ze
względu na stosunkowo niskie koszty wykonania obudowy wykopu, dużą sztywność
pozwalającą na wykonanie obudowy w sąsiedztwie budynków oraz brak drgań podczas
wykonywania pali i możliwość stosowania w różnorodnych warunkach geotechnicznych.
Ważną zaletą palisady wykonywanej z pali wierconych świdrem ciągłym, jest zapobieganie
rozluźnienia gruntu, co ma szczególnie ważne znaczenie, gdy wykop ma przylegać do
budynków wrażliwych na nierównomierne osiadania gruntu. Wadą palisady jest natomiast
brak szczelności, co przy wysokim poziomie wód gruntowych ogranicza jej stosowanie lub
wymusza stosowanie odwodnienia terenu poza obudową wykopu. Szczelność palisady
można uzyskać stosując pale wzajemnie wcięte. W tej technologii w pierwszej kolejności
realizuje się zbrojone pale pierwotne, a następnie zanim beton stwardnieje zazębiające się z
nimi również zbrojone pale wtórne. W celu zwiększenia sztywności pale wtórne zbroji się
sztywnymi wkładami z profili dwuteowych. Po usunięciu betonu do projektowanej rzędnej
palisady, w celu ograniczenia klawiszowania palisadę zwieńcza się żelbetowym wieńcem.
Palisadę można również wykonać z mikropali zbrojonych profilami stalowymi. Ze względu
na małą sztywność palisadę tego typu należy kotwić. Technologię wykonywania mikropali
podaje norma [N4]. Oprócz klasycznych pali plisadę można wykonać z pali pod osłoną rur
obsadowych. Dzięki temu można palisadę zbliżyć do fundamentów istniejącego obiektu,
wykonać pale pochylone lub przeciąć pęczniejącą warstwę gruntu.
122
Rys. 5. Schemat palisady: a) pale stykające się pobocznicami, b) z pali wzajemnie wciętych,
1 – pale pierwotne, 2 – pale wtórne, 3 – beton natryskowy
3.5. Ściany z kolumn jet-grouting
Metoda iniekcji strumieniowej polega na upłynnianiu i mieszaniu gruntu strumieniem
cieczy o ciśnieniu 30-70 MPa i mieszaniu go z zaczynem cementowym. Upłynnianie gruntu
może być realizowane przy pomocy wody lub zaczynu cementowego, wody i sprężonego
powietrza lub zaczynu cementowego ze sprężonym powietrzem rozróżnia się iniekcję
pojedynczą, podwójną lub potrójną.
Żerdź z dyszami, przez które wydostaje się insekt jest w pierwszej kolejności osadzana w
gruncie na żądana głębokość, a następnie wyciągana ruchem skokowym z jednoczesnym
obrotem i iniekcją gruntu. Średnica uzyskiwanych w ten sposób kolumn zależy od sposobu
upłynniania, uziarnienia gruntu oraz tempa unoszona żerdzi i wynosi od 60-70 cm do nawet
kilku metrów [28]. W zależności od uziarnienia stosu okruchowego gruntu wytrzymałość na
ściskanie w ten sposób uformowanej kolumny może wynosić od kilkunastu do
kilkudziesięciu MPa. Jeżeli kolumny formowane będą blisko siebie wówczas utworzona
zostanie ściana tworząca obudowę głębokiego wykopu – rys. 6. W celu zwiększenia
nośności ściany można zastosować zbrojenie w postaci sztywnych wkładów a jednocześnie
zastosować rozpory lub kotwy gruntowe. Szczegółowe przepisy dotyczące realizacji tego
typu konstrukcji znajdują się w normie [N5].
123
a)
b)
Rys. 6. Palisada wykonana z kolumn jet-grouting (fot. R. Klaszczyk): a) wyprofilowana do
kształtu zabudowy palisada, b) palisada bezpośrednio po usunięciu gruntu (strzałką
zaznaczono profile HEB osadzone w palach wtórnych)
4. Metody wykonywania głębokich wykopów
Sposób realizacji robót ziemnych oraz system zapewnienia stateczności ścian wykopu
zależą od wielu czynników. Przede wszystkim od rodzaju obudowy, rozmiarów wykopu
oraz warunków na zewnątrz wykopu. Obudowa wykopu w miarę głębienia wykopu jest
jednostronnie odsłaniana. Metoda wykonania głębokiego wykopu i sposób stabilizacji ścian
powinny być zdefiniowane na etapie wstępnej koncepcji budowy obiektu. Wybór
rozwiązania ma wpływ na statykę ścian, siły wewnętrzne w elementach podparcia oraz ich
przemieszczenia oraz przemieszczania przylegającego gruntu. Przyjęte rozwiązanie
powinno być optymalne nie tylko pod względem statyczno-wytrzymałościowym, warunków
hydrogeologicznych, systemu odwodnienia, ale również ekonomicznym. W wielu
wypadkach aspekt finansowy decyduje o wyborze technologii wykonania wykopu kosztem
bezpieczeństwa konstrukcji. Generalnie w trakcie realizacji wykop może być otwarty, kiedy
stosuje się rozpory, kotwienie lub przypory lub zamknięty, gdy wykonuje się jedną z metod
stropowych. Prowadzenie prac w wykopie otwartym jest najdogodniejsze dla wykonawcy,
ponieważ zapewnia szybki postęp prac ziemnych, szalunkowych, zbrojarskich i
betoniarskich może jednak wpływać niekorzystnie na otoczenie budowy. Wybór metody
rozparcia obudowy wykopu zależy od rodzaju obudowy, wymiarów wykopu w planie,
sytuacji poza wykopem, warunków gruntowo-wodnych, konstrukcji obiektu w wykopie.
Po wykonaniu obudowy wykopu, w pierwszej fazie prac zakłada się wspornikową pracę
obudowy. Dopuszczalna głębokość wykopu na tym etapie zależy od rodzaju obudowy.
Kiedy stosuje się wiotkie obudowy w postaci ścianek berlińskich, ścian szczelnych
głębokość wykopu nie powinna przekraczać 4 m, a kiedy stosuje się ściany szczelinowe
głębokość może wynosić 5m. Należy jednak określić, jaki wpływ powstałe przemieszczenia
obudowy będą miały na obiekty zlokalizowane na zewnątrz wykopu. Przemieszczenia w tej
fazie prac są największe ze wszystkich możliwych w trakcie głębienia wykopu. Następne
etapu wykonywania wykopu na ogół wymagają, aby nie przekraczała 4-6 m. S6tosować
124
należy jednak: stalowe rozpory, kotwy gruntowe, przypory z gruntu rodzimego, ukośne
zastrzały, a w wypadku ścian szczelinowych teowe lub skrzynkowe poprzeczne przekroje
zwiększające sztywności wspornika. Alternatywę do realizacji otwartego wykopu stanowią
metody stropowa lub półtsropowa, przy których oddziaływanie na otoczenie jest
najmniejsze. Możliwość ich stosowania ogranicza się jednak do obudowy wykonanej, jako
ściana szczelinowa. W tym wypadku obudowa ściany na żadnym etapie nie pracuje jako
wspornik, ze względu na podparcie stropami wykonywanymi od góry do dołu sukcesywnie
z drążeniem wykopu.
4.1. Wykop w obudowie wzmocnionej rozporami
Jako rozpory biegnące poziomo między ścianami obudowy wykopu stosuje się elementy
drewniane lub stalowe w postaci kształtowników, rur (rys. 7a) czy kratownic. W zasadzie
rozpory stalowe można stosować przy wykopach o szerokości nie większej niż 25 m. W
wypadku stosowania ściany berlińskiej zamiast najwyższego poziomu rozpór można
zastosować w poziomie terenu żelbetową poziomą ramę taczającą wykop i zakotwić w niej
obudowę. Najczęściej jednak pierwszy poziom rozparcia wykonuje się wykonuje się na
poziomie około 4 m poniżej poziomu terenu. Rozpory mocuje się do uprzednio
zainstalowanych stalowych oczepów. Rozpory należy zaklinować w taki sposób, aby
wzbudzić w rozporach siły ściskające. Jeżeli występują kolejne poziomy rozparcia,
postępowanie jest podobne, a rozpory dostosowane są do konstrukcji wykonywanego w
wykopie obiektu. W wypadku stosowania, jako obudowy wykopu ścian szczelinowych
stosuje się również punktowe oparcie rozpór na kształtownikach stalowych
przymocowanych do marek osadzonych w betonie ścian.
Stosowanie rozpór w wykopach o szerokości większej od 25 m zależy od konstrukcji
obiektu wykonywanego wewnątrz wykopu, ponieważ konieczne jest wykonywanie podpór
pośrednich podpierających rozpory. Taki rozwiązanie utrudnia pracę wewnątrz wykopu i
naraża podpory pośrednie na uszkodzenie w trakcie drążenia wykopu lub prowadzenia
innych prac montażowych. Rozwiązaniem pozwalających zapewnić stateczność obudowy
jest zastosowanie ukośnych zastrzałów (rys. 7b) mocowanych do płyty dennej, mikropali
lub baret.
a)
b)
Rys. 7. Widok wykopu wzmocnionego rozporami:
a) narożne ukośne i poziome (z podporami pośrednimi) rozpory, b) kratownicowy zastrzał
wypukłego narożnika ściany szczelinowej
125
4.2. Wykop w obudowie kotwionej
Oprócz zastosowania rozpór lub zastrzałów najdogodniejszym rozwiązaniem podparcia
obudowy są kotwy gruntowe, które sięgają poza granicę działki na 15-20 m. Konieczna jest
wówczas zgoda Właściciela przyległego terenu na wykonanie kotwienia. Kiedy kotwy
sięgają pod budynki Właściciele odmawiają zgody na wykonanie kotew, kiedy kotwy
sięgają pod jezdnie czy ulice, organy administracji najczęściej taką zgodę wydają. Problem
zgody nie jest jedyną istotną wadą kotwień należy, bowiem brać pod uwagę potencjalną
możliwość kolizji kotwy z sieciami wodociągowymi, elektrycznymi lub ciepłowniczymi.
Znana lokalizacja sieci pozwala dopasować położenie głowic kotew, natomiast nieznane
położenie sieci może być przyczyną kolizji z sieciami stwierdzanymi dopiero podczas
wiercenia otworu. Oprócz tego istotnym problemem jest poziom wód gruntowych
uniemożliwiający wiercenie w gruncie. Niezbędne wówczas jest obniżenie zwierciadła
wody gruntowej poza wykopem lub wykonywanie wierceń w osłonie bentonitowej,
sprężonego powietrza lub zastosowanie szczelnych śluz. Wszelkie takie działa mogą
wpłynąć niekorzystnie na otaczające budynki. Negatywnym przykładem wpływu kotew
gruntowych może być wystąpienie nadmiernych osiadań budynków w rejonie budowy
budynku Reform Plaza w Warszawie, gdzie przyjęto niewłaściwą technologię wykonywania
kotwi. Odwierty kotwi prowadzono metoda jednoprzewodową z płuczką wodną i podczas
odwiertów następowało niekontrolowane wypłukiwanie gruntu i powstania obszernych
kawern w gruncie [59]. Rzadko zdarza się jednak w terenie zurbanizowanym, że stateczność
konstrukcji zapewniona zostanie przy zastosowaniu kotew i najczęściej stosuje się
rozwiązanie mieszane w postaci rozparć, zastrzałów lub przypór z gruntu rodzimego
(rys. 8a), w obszarach niezurbanizowanych dopuszcza się kotwienie bez innych podparć
(rys. 8b). Typ i liczba kotew jest przedmiotem szczegółowych obliczeń statycznych
podanych między innymi w [46, 47], natomiast metody wykonywania oraz badań kotew
gruntowych reguluje norma [N6].
a)
b)
Rys. 8. Zabezpieczenie wykopu kotwami gruntowymi: a) obudowa ze ściany szczelinowej
(widoczne poziome stalowe przypory z rur oraz przyporę z gruntu rodzimego), b) obudowa
z palisady z pali wierconych kotwiona na 4 poziomach [8]
126
4.3. Wykop z przyporą z gruntu rodzimego
Przypora obudowy wykopu wykonana z gruntu rodzimego jest sposobem stosunkowo
wygodnym przy stosowaniu obudowy wykonanej w technologii ściany szczelinowej, gdyż
wykluczać może podparcie ściany przy użyciu kotew gruntowych. Konieczne jednak w tej
technologii wykonanie rozpór montowanych do powstającej wewnątrz wykopu konstrukcji.
Przypór ziemnych nie powinno się stosować, gdy w bliskim sąsiedztwie wykopu znajdują
się obiekty budowlane obciążające naziom lub istniejące obiekty posadowione są powyżej
poziomu dna wykopu. Ponadto grunt, z którego wykonana jest przypora jest gruntem
nośnym i nie składa się z gruntów spoistych w stanie plastycznym lub gruntem niespoistym
w stanie średniozagęszczonym lub luźnym. Przyporę ziemną można stosować, gdy rzędna
dna wykopu nie jest większa od 7,5 m. Technika wykonania wykopu z przyporą ziemną nie
odbiega istotnie od innych technologii. Wstępne drążnie wykopu odbywa się do głębokości
3,5 m – 4,0 m. Pozostawiając przyporę ziemną o przekroju trapezowym przy obudowie
wykopu, dalsze drążenie odbywa się wewnątrz wykopu. W wewnętrznej części wykopu
wykonuje się fragment konstrukcji budynku najczęściej płytę denną i strop na poziomie -1.
Następnie wykonuje się stalową przyporę łączącą konstrukcję powstającego obiektu z
obudową wykopu. Po zmontowaniu poziomej przypory stalowej usuwa się fragment
gruntowej przypory ziemnej i w bezpośrednim sąsiedztwie obudowy wykonuje się płytę
denną i kolejne kondygnacje podziemne obiektu. Projekt zabezpieczenia obudowy
głębokiego wykopu powinien być ściśle dostosowany do rzędnych stropów budynku oraz
ewentualnej siatki słupów. Oprócz poziomych rozpór stosuje się również ukośne stalowe
zastrzały mocowane tylko do płyty dennej nowego obiektu lub kotwienie (rys. 9).
Rozwiązanie takie stosowane jest gdy sztywność podziemnej części obiektu nie jest
wystarczająca do przejęcia poziomych sił parcia gruntu na obudowę.
Rys. 9. Przypora obudowy wykopu z gruntu rodzimego
4.4. Klasyczna metoda stropowa
Dzięki ograniczeniu przemieszczeń górnej krawędzi ściany szczelinowej wykonanym na
wstępie stropem, wpływ głębokiego wykopu na otoczenie jest ograniczony do minimum.
Powinien być stosowany w terenie silnie zurbanizowanym, w którym występują obiekty
zabytkowe lub obiekty wrażliwe na nierównomierne osiadania podłoża, jednak znacznie
podnosi koszty budowy w stosunku do prowadzenia robót w wykopie otwartym. Procedura
postępowania przy realizacji głębokiego wykopu klasyczną metodą stropową polega na
wykonaniu obudowy głębokiego w postaci ścian szczelinowych, a w następnej kolejności
tymczasowych podpór zapewniających podparcie stropów, będących jednocześnie
127
rozparciem ścian szczelinowych. Podporami są najczęściej stalowe słupy usytuowane poza
miejscami występowania docelowej siatki słupów podziemnej części konstrukcji budynku
lub poza tymi miejscami (rys. 10). Ponieważ stalowe słupy musza przejmować duże
obciążenia posadawia się je na palach CFA lub baretach wykonanych do poziomu płyty
dennej.
Rys. 10. Wykonywanie tymczasowych podpór na przygotowanej platformie roboczej
Po wykonaniu fundamentów w istniejących otworach osadza się tymczasowe stalowe słupy
(faza I – rys. 11). Następnie wykonuje się najwyższy strop na poziomie 0 oparty gruncie i
stalowych słupach (faza II – rys. 11). W stropie pozostawia się otwór technologiczny
pozwalający na prowadzenie robót na kolejnych kondygnacjach podziemnych. Po usunięciu
ziemi poniżej stropu na poziomie 0 wykonuje się strop na poziomie -1 (faza III – rys. 11), a
następnie czynności się powtarza, aż osiągnie się poziom dolnej powierzchni płyty dennej.
Po wykonaniu płyty dennej wykonuje się żelbetowe słupy w docelowych miejscach
podziemnej części budynku prowadząc roboty od płyty dennej do poziomu 0 (faza IV –
rys. 11). Na zakończenie wypełnieniu podlegają otwory technologiczne pozostawione w
stropach. Oprócz dużych kosztów wykonania stropów tą metodą wynikającą ze stosowania
sprzętu umożliwiającego urabianie i usuwanie gruntu między kondygnacjami o niewielkiej
wysokości (około 3 m), wykonywania robót konstrukcyjnych dochodzą jeszcze koszty
związane z bezpieczeństwem podobnie jak przy budowie tuneli metodami górniczymi.
Część gruntu znajdująca się pod szalunkami i przy słupach stalowych usuwana jest ręcznie,
a kiedy wykonuje się odwodnione grunty zwarte lub półzwarte urabianie i usuwanie gruntu
jest bardzo utrudnione. Zaleca się, dlatego fazowanie robót polegające np. na wykonywaniu
co drugiego stropu kondygnacji podziemnych. Dlatego dzięki zwiększeniu wysokości
możliwe jest użycie bardziej wydajnego sprzętu. Istotną wadą jest również dłuższy czas
realizacji w porównaniu z wykopami szerokoprzestrzennymi, wynika to oczywiście z
oczekiwania na uzyskanie przez beton odpowiedniej wytrzymałości pozwalającej na
odsłonięcie stropu oraz sama pracochłonność przy usuwaniu urobku. Dodatkową trudność
sprawia konieczność transportu urobku przez otwory technologiczne, nad którymi należy
ustawić ciężki sprzęt budowlany. Dodatkowe obciążenie naziomu powinno być
uwzględnione w projekcie obudowy wykopu. Istnieje możliwość jednoczesnego
prowadzenia robót konstrukcyjnych w części podziemnej jak również nadziemnej budynku.
Osie słupów części nadziemnej, które wykonuje się jako docelowe muszą pokrywać się z
osiami słupów tymczasowych w części podziemnej. Sposób budowania nosi nazwę metody
top&down i nie jest rozpowszechniony w Polsce (budynek TP S.A i jedne z hoteli w
Warszawie [43, 52]).
128
Rys. 11. Etapy realizacji wykopu metodą stropową, Faza I – osadzenie tymczasowych
stalowych podpór w otworze wypełnionym zawiesiną iłowo-bentonitową,
Faza II – wykonanie stropu na poziomie 0, Faza III – wykonanie kolejnych stropów,
Faza IV – wykonanie płyty dennej, docelowych słupów w kolejności od dołu do góry;
1 – tymczasowe stalowe słupy, 2 – fundament wykonany metodą iniekcji strumieniowej,
3 – stropy kondygnacji pośrednich, 4 – płyta denna, 5 – docelowe słupy
Zaletą jest znaczne skrócenie czasu realizacji robót i dociążenie dna wykopu. Do
najważniejszych wad zaliczyć należy przejęcie obciążeń budynku przez tymczasowe
podpory podziemnej części budynku, obciążenie baret lub pali fundamentowych
znajdujących się pod budynkiem, co jest szczególnie istotne, gdy pod fundamentem
występuje napięte zwierciadło wody gruntowej. Jednoczesne prowadzenie robót ziemnych i
konstrukcyjnych zwiększa koszty realizacji i zwiększa zagrożenie pracowników. Wymagana
jest precyzja w ustaleniu harmonogramu robót. Jakiekolwiek opóźnienia robót mogą
generować znaczne koszty.
4.5. Metoda półstropowa
Metoda ta stanowi odmianę klasycznej metody stropowej i może być stosowana wtedy,
gdy w sąsiedztwie wykopu nie ma zwartej zabudowy lub obiektów szczególnie podatnych
na przemieszczenia podłoża. W metodzie tej mogą powstać poziome przemieszczenia
obudowy głębokiego wykopu (w postaci ścian szczelinowych) w pierwszej fazie głębienia
wykopu do głębokości około 4 m gdy obudowa wykopu jest wspornikiem. Po wydrążeniu
wykopu do poziomu stropu na poziomie -1 wykonuje się fundamenty tymczasowych
stalowych słupów w postaci baret lub pali CFA.
129
a)
b)
c)
d)
Rys. 12. Etapy realizacji wykopu metodą półstropową: a) wykonany na gruncie strop na
poziomie -1, b) usuwanie urobku do poziomu stropu na poziomie -2, c) uciąglanie zbrojenia
słupów w poziomie najniższej kondygnacji
W istniejących otworach osadza się stalowe słupy, a następnie na gruncie wykonuje się
strop na poziomie -1 (rys. 12a). Dalsze roboty prowadzić można identycznie jak w metodzie
stropowej. Poniżej wybetonowanych stropów usuwa się grunt (rys. 12b) i wykonując
poszczególne stropy niższych kondygnacji podobnie jak w metodzie stropowej. Po
wykonaniu płyty fundamentowej wykonuje się docelowe słupy i łączy się je przy użyciu
zbrojenia uciąglającego pozostawionego w wykonanych stropach (rys. 12c,d). Jeżeli istnieje
możliwość zastosowania centralnego otworu technologicznego i zachowaniu poziomego
rozparcia roboty prowadzi się podobnie jak w wykopie otwartym. Analogicznie jak w
metodzie stropowej można pominąć pośrednie stropy umożliwiając wydajniejsze usuwanie
gruntu.
4.6. Metody mieszane
Ograniczenie kosztów realizacji głębokich wykopów możliwe jest przy zastosowaniu
kombinacji wymienionych wcześniej metod drążenia. Wybór zależy najczęściej od sytuacji
jak występuje w otoczeniu wykopu. Jeżeli odległość od najbliższych obiektów oraz warunki
gruntowo wodne na to pozwalają głęboki wykop można wykonać w uprzednio wykonanym
wykopie ze skarpami sięgającymi nawet do stropu na poziomie -1. Dalsze postępowanie
może być analogiczne jak w metodach z rozporami, zastrzałami lub w metodach stropowych
130
czy półstropowych. Jeżeli wykop znajduje się w sąsiedztwie budynków, a jako
zabezpieczenie ściany wykopu stosuje się ukośne zastrzały lub przypory ziemne, obudowę
wykopu można odciążyć wykonując równoległy do ściany szczelinowej wykop biegnący od
zewnątrz. Głębokość wykopu zależy od rodzaju gruntu, w gruntach spoistych głębokość
wykopu może wynosić około 1m. Przy nieregularnych kształtach wykopów często
rezygnuje się ze stalowych rozparć ze względu na zróżnicowaną, wykonując w narożach
wklęsłych stropy metodą półstropową, a pozostałe obszary obudowy zabezpiecza się
kotwami gruntowymi.
5. Prognozowanie przemieszczeń podłoża w rejonie głębokich wykopów
Wykonanie głębokiego wykopu zawsze wiąże się z zależnym od wielu czynników
oddziaływaniem na otoczenie. W pierwszej kolejności wymienić należy poziome
przemieszczenia gruntu w kierunku wykopu spowodowane usuwaniem gruntu za obudową.
Zdarzają je także lokalne przemieszczenia w stronę przeciwną, powstające na skutek pracy
obudowy podpartej w poziomach rozpór lub zakotwień. Przyjęcie odpowiedniego
rozwiązania statycznego obudowy wykopu decyduje o kształcie krzywej osiadań gruntu.
Odpowiednie zaprojektowanie i wykonanie systemu zakotwień lub rozpór i wykorzystanie
pracy tarcz stropów w metodzie stropowej pozwala skutecznie ograniczyć przemieszczenia
poziome do bezpiecznych wielkości [13, 34]. Konsekwencją poziomych przemieszczeń
ścian obudowy powstających w trakcie drążenia wykopu są również pionowe osiadania
gruntu (skierowanymi w dół), które sumują się z przemieszczeniami gruntu skierowanymi
do góry powstającymi na skutek odprężenia gruntu wywołanego usuwaniem gruntu i
późniejszym dociążaniem w wyniku budowy budynku [25, 58].
We wstępnych fazach drążenia wykopu, lub gdy głębokość wykopu nie przekracza 4 – 5
m obudowa wykopu może nie być podparta i pracować wspornikowo. Wtedy kształt niecki
osiadań gruntu jest wypukły (promień krzywizny R > 0), w przeciwnym razie przy
zastosowaniu podpór obudowy niecka w najbliższym sąsiedztwie wykopu ma jest wklęsły
(R < 0 ), a dalej wypukły [13, 34]. Maksymalne pionowe przemieszczenia są
porównywalne, ale znajdują się w innej odległości od wykopu – rys. 13.
Rys. 13. Kształt niecki osiadań gruntu w obrębie głębokiego wykopu [13, 34]:
a) obudowa wspornikowa, b) obudowa podparta, 1 – obudowa
Właśnie kształt zdeformowanej powierzchni terenu i związane z nim: krzywizna,
wychylenie oraz odkształcenia zmienia warunki pracy budynków i decyduje o zachowaniu
się sąsiednich obiektów [18, 19].
131
W przypadku głębokich wykopów odprężenia są często większe niż obciążenia w zakresie
wtórnym, ponieważ zdarza się, że całkowity ciężar budynku jest mniejszy od ciężaru gruntu
usuniętego z wykopu. W takich sytuacjach osiadania nie występują, ale mogą wystąpić
odprężenia po wykonaniu wykopu, jeśli okres budowy jest długi, a budowa realizowana jest
w głównie gruntach niespoistych – rys. 14. Do wymienionych przemieszczeń gruntu dodać
należy osiadania wywołane obniżeniem zwierciadła wody gruntowej poza obudową
spowodowane odwadnianiem wykopu. Odwadnianie jest dużym zagrożeniem w stosunku
do otaczających wykop obiektów wywołane jest przez ciśnienie spływowe wypłukujące
drobne frakcje gruntu i jest szczególnie istotne w przypadku luźnych gruntów
drobnoziarnistych.
Rys. 14. Przemieszczenia gruntu w różnych fazach realizacji wykopu w obudowie
podpartej: a) faza budowy – drążenie głębokiego wykopu, b) faza docelowa, 1 – obudowa
wykopu, 2 – elementy podpierające obudowę wykopu, 3 – sąsiadujące budynki,
wykonywany obiekt
Wymienione przemieszczenia podłoża występują zawsze, przy czym ich procentowy udział
w całkowitych przemieszczeniach zależą zarówno od rodzaju obudowy, fazy realizacji
głębokiego wykopu oraz ewentualnych błędów popełnianych w trakcie projektowania lub
realizacji [58].
Znajomość krzywej deformacji podłoża gruntowego za ścianą obudowy stanowi
podstawę do analizy wpływu głębokiego wykopu na stan techniczny zabudowy. Znając
przechylenia budynku (nierównomierne osiadania lub odkształcenia postaciowe) obliczone
na podstawie empirycznych krzywawych osiadań można porównać je z wartościami
podanymi wytycznych projektowania [N10] lub literaturze przedmiotu [58, 51, 34]. W
stosunku budynków z murowanymi ścianami nośnymi można posługiwać się wartościami
odkształceń postaciowych wywołanych przez deformujące się podłoże [N7, N8]. Do
obliczeń osiadań gruntu za obudową [50] zaliczyć należy metodę Jen [16], Ilicheva [14]
oraz Michalak [25, 27].
Metoda Jen [16] stanowi kontynuację analiz teoretycznych i badań prowadzonych przez
Hashash [12]. Potrzebne współczynniki równań zostały wykalibrowane przy pomocy
numerycznego modelu i zweryfikowane in-situ. Przemieszczenia gruntu za podpartą
obudową wykopu o głębokości większej niż 7,5 m oblicza się z zależności
132
δv = δv (max)
(
)
e (ax 2 +bx )  1 + x 2 c


(1)
β
gdzie:
δv – osiadanie, cm,
δv(max) – maksymalne osiadanie, cm,
x–
odległość od głębokiego wykopu, m,
β =  e

x (max) =
b = b'
H–
dB –
d B* –
2
ax (max)
+bx (max) 
(
2
 1 + x (max)

)
2
(2)
− b − b 2 − 16ac
0,35
, a = 0,358 −
*
4a
dB − H dB
(
)
(3)
+ b* , c = c' + c*
głębokość wykopu, m,
głębokość zalegania podłoża skalnego, m,
skorygowana głębokość zalegania podłoża skalnego, m.
Wartość parametru dB* oblicza się z zależności:
1. Szerokie wykopy B > (dB – H)
d B = d B *,
2. Średnio szerokie wykopy (dB – H) ≥ B > 2(L – 10 – H)
dB* = (3,5H + B+ dB) / 3,
3. Wąskie wykopy B ≤ 2(L – 10 – H)
dB* = (4,5H + B+ L) / 3,
gdzie:
B – szerokość wykopu, m,
L–
długość wykopu, m.
Pozostałe parametry b, c odczytuje się z odpowiednich nomogramów opracowanych na
podstawie badań i obliczeń numerycznych. Wartość maksymalnego osiadania δv(max) oblicza
się według zależności
(
δv (max) = µλω δv*(max)
)
w której:
δv(max) – maksymalne osiadanie, m,
µ–
współczynnik zależny od głębokości zalegania podłoża skalnego,
λ–
współczynnik zależny od profilu geotechnicznego podłoża,
ω – współczynnik uwzględniający sztywność systemu podparcia obudowy wykopu.
133
(4)
Maksymalne osiadanie gruntów spoistych za obudową można obliczyć z następujących
zależności empirycznej
 B

+ 1n
 2m

δv*(max) = 
w której:
(
(5)
)
n = i − H 2 − 7 ,52 j ,
m, i, j – współczynniki zależne od proporcji wykopu podano w tablicy 1.
Tablica 1. Wartości współczynników m, i, j wg [16]
B / 2 ≥ 15 m
B / 2 < 15 m
dla każdej wartości L
L = 25 m L = 40 m
m
7
27
30
i
-0,35
-0,7
j
0,0055
0,0115
Proponowaną metodę określania osiadań budynku weryfikowano w trakcie budowy
budynku National Enterprise Center na Tajwanie [54]. Wykop o głębokości ~20 m,
szerokości 40 m i długości 35 m wykonywano w obudowie ze ścian szczelinowych grubości
0,90 m w technologii stropowej z dodatkowymi rozparciami metodą top&down. W trakcie
realizacji wykopu prowadzono pomiary przemieszczeń gruntu wzdłuż dwóch istotnie
zróżnicowanych pod względem profilu geotechnicznego przekrojów oznaczonych umownie,
jako „A” i „B”. W przekroju „A” dominowały gliny zwięzłe natomiast w przekroju „B” iły.
Na rys. 15 pokazano uzyskane wyniki pomiarów gruntu w obudowie podpartej oraz
obliczonych według metody Jen [16].
Rys. 15. Porównanie uzyskanych wyników pomiarów osiadań gruntu za obudową wykopu
oraz obliczonych według metody Jen [16]: a) przekrój „A”, b) przekrój „B”
Mimo, że metoda Jen [16] została opracowana i wykalibrowana do pewnego rodzaju gliny
występującej w Bostonie, to zdaniem autorów [12] pozwoliła bezpiecznie oszacować
przemieszczenia gruntu za obudową także w wypadku gruntów ilastych i mieszanej
134
technologii zabezpieczenie wykopu. W wypadku glin przewidywane maksymalne osiadania
były około 10% większe od pomierzonych in-situ, natomiast w wypadku iłów obliczone
wartości były przeszacowane nawet 40%.
Drugą powszechnie stosowaną metodą służąca do obliczania krzywej przemieszczeń
podłoża została opracowana przez Ilicheva [15] i bazuje na modelu belki sprężystej
(reprezentującej budynek) na podłożu gruntowym Winklera oraz zależnościach
empirycznych uzyskanych na podstawie badań laboratoryjnych i in-situ. Jako jedna z
nielicznych metod pozwala uwzględnić w analizie głębokich wykopów zabudowy
sąsiedniej. Funkcja opisująca osiadanie budynku za ścianą wykopu wyraża krzywa
spełniająca równanie:
EJ
∂ 4 y (x )
∂x 4
+ k [y (x ) − f (x )] = q
(6)
w którym:
k–
współczynnik sprężystego osiadania belki charakteryzującym grunt, kN/m3,
y(x) – funkcja osiadań belki pomijająca wpływ wykopu,
f(x) – funkcja osiadań gruntu spowodowana obecnością głębokiego wykop,
q–
zastępcze obciążenie od budynku, kN/m,
EJ – zastępcza sztywność giętna budynku.
Funkcja osiadań f(x) zależy od odległości od głębokiego wykopu została przyjęta przez
Hannika i innych [11] na podstawie eksperymentalnych uzyskanych przez Clougha,
O’Rourke’a [10] w postaci wykładniczej
x
−α
f (x )
= f 1e H k
Hk
(6)
w której:
α = 0,7552,
f1 =(0,1÷10,1) Hk – współczynnik empiryczny o zalecanej wartości 1,1% Hk.
Po rozwiązaniu cząstkowego równania różniczkowego, funkcję osiadań belki przedstawia
następujące równanie.
 k

α
− L
k
α
f 1H k5


4
x
− (x +L )
 −
α 2 e H k  αEJ
k
q
EJ

S (x ) = κ r 
− 1e EJ cos 4 x + e H k
+ 
(7)
k 4 2
EJ
k
4
k HkK

α + H k H k 2

EJ
EJ


gdzie:
κr – doświadczalny współczynnik uwzględniający rodzaj zabezpieczenia obudowy
głębokiego wykopu, przyjmowany równy κr = 1,0 przy rozparciu z rur stalowych, κr
= 0,6 przy zastosowaniu metody stropowej oraz przy metodzie top&down, κr = 2,5
przy zastosowaniu kotew gruntowych.
135
Model ilustrujący omawianą metodę wraz z przykładowymi wynikami przemieszczeń
podłoża za ścianą obudowy wykopu, otrzymanymi na podstawie metody elementów
skończonych i opisywanej metody oraz pomiarów geodezyjnych w trakcie budowy budynku
w Moskwie w wykopie o głębokości 10 m, przedstawiono na rysunku 16.
Rys. 16. Metoda Ilicheva:
a) model obliczeniowy, b) przykładowe wyniki przemieszczeń podłoża za ścianą wykopu
Metoda Michalak [25, 27] opracowana została na podstawie numerycznych analiz i badań
in-situ deformacji terenu prowadzonych do około roku po rozpoczęciu użytkowania nowo
wzniesionego budynku. Krzywe opisujące deformację podłoża za ścianą obudowy wykopu,
uzyskano:
• wykorzystując rzeczywiste wyniki pionowych przemieszczeń powierzchni terenu na
krawędzi wykopu,
• opisując zasięg strefy oddziaływania wykopu w funkcji jego głębokości,
• uzależniając zasięg oddziaływania nowo wzniesionego obiektu na przemieszczenia
pionowe terenu za ścianą wykopu od rodzaju gruntu zalegającego poniżej płyty
dennej budynku oraz jego zastępczego ciężaru.
W zależności o rodzaju gruntu zalegającego pod fundamentem budynku funkcje deformacji
terenu zostały przedstawione w następujący sposób:
• grunty piaszczyste,


x 
x 
V (x ) =  − 0,00883  + 0,0482  − 0,0655 V 0


h 
h 
2

•
(8)

grunty ilaste:

2

x 
x 
 + 0,0454  − 0,0652 V 0

h
h

V (x ) =  − 0,00614


w których
(
n
V0 =
q * ∆ωi B 1 − ν i2
E 0i
i =1
∑
)
(9)
(10)
gdzie:
V0 – jest przemieszczeniem powierzchni terenu bezpośrednio za krawędzią obudowy
wykopu w m,
136
x–
h–
q* –
odległość od ściany wykopu w, m,
głębokość wykopu, m,
zastępcze obciążenie od budynku w kN/m2 zmniejszone o wartość obciążenia od
części podziemnej,
ω – współczynnik zależny od kształtu i sztywności fundamentu,
B – szerokość fundamentu nowo wznoszonego budynku, m,
E0 – moduł odkształcenia pierwotnego gruntu, MPa,
v – współczynnik Poissona gruntu.
Przy zastosowaniu powyższych równań do opisu krzywej deformacji terenu w
analizowanym budynku pojawić się mogą zarówno osiadania, jak i wypiętrzenia.
Przykładową krzywą osiadania gruntu za obudową wykopu pokazano na rys. 17. Znak
przemieszczenia w głównej mierze zależy tu od wartości V0 oraz głębokości wykopu h.
Rys. 17. Przykładowa krzywa osiadań gruntu
uzyskana przy zastosowaniu metody Michalak [29]
Metodę charakteryzuje duży zakres zastosowań zarówno do szacowania wpływu głębokich
posadowień na sąsiednią zabudowę w przypadku wykopów wykonanych metodą stropową
bądź z zastosowaniem ścian szczelinowych rozpartych.
Podane zależności analityczne z powodzeniem można wykorzystywać do inżynierskich
analiz zachowania się budynków zlokalizowanych w sąsiedztwie głębokiego wykopu.
Niewątpliwą zaletą jest to, że nie jest wymagane modelowanie przestrzenne obiektu wraz z
bryłą gruntu (często z wykorzystaniem skomplikowanych modeli), ale po wyznaczeniu
charakterystyk podłoża uzyskuje się bezpośrednio przemieszczenia gruntu. W stosunkowo
prosty sposób można również wyznaczyć wielkości przemieszczeń w poziomie
posadowienia budynku.
6. Ocena oddziaływań wykopów na budynki
W zależności od fazy budowy obiekty znajdujące się w strefie oddziaływania wykopu mogą
ulegać wypiętrzeniu, które najczęściej występuje po odprężeniu gruntu lub osiadaniu, które
powstaje, gdy powstający w wykopie obiekt dociąża podłoże. Nierównomierne osiadania
gruntu oraz powstałe w ich wyniku przechylenia budynków, jeżeli są nadmierne mogą
powodować uszkodzenia elementów konstrukcyjnych oraz elementów wyposażenia
budynków.
Z punktu widzenia prowadzonej analizy murowanych budynków zlokalizowanych w
sąsiedztwie głębokich wykopów, analogicznie jak w sytuacji obiektów zlokalizowanych na
terenach
podlegających
oddziaływaniom
górniczym,
deformujące
podłoże
scharakteryzować można przez przemieszczenia pionowe ν i wynikające z nich
137
nierównomierne osiadania ∆s, przemieszczenia poziome u, poziome odkształcenie terenu ε,
nachylenie terenu T, krzywiznę (wklęsłą lub wypukłą) zdefiniowaną przez promień
krzywizny R. W wyniku oddziaływań podłoża w budynku powstać mogą wychylenia Tb,
zarysowania scharakteryzowane przez szerokość rys w, oraz odkształcenia postaciowe ścian
oraz otworów okiennych Θi – rys. 18.
Rys. 18. Parametry charakteryzujące deformacje podłoża w obrębie głębokiego wykopu
przy różnych schematach pracy obudowy wykopu: a) obudowa nieodparta – schemat
wspornika, b) obudowa podparta, "a" – odkształcenia postaciowe nadproża lub pasa
podokiennego, b) deformacje w poziomie posadowienia
Pionowe przemieszczenia gruntu v są wynikiem superpozycji przemieszczeń
powstających na różnym etapie robót obejmujących wykonanie obudowy, drążenie wykopu,
realizację podziemnej i nadziemnej części budynku oraz eksploatacji powstałego obiektu.
Po zakończeniu drążenia wykopu obserwuje się zakończenie procesu sprężystego
odprężenia i spadku ciśnienia ssania wody w porach gruntu. Zjawisko konsolidacji gruntu
powoduje, że tempo narastania osiadań gruntu może trwać nawet kilka lat [66], po
wykonaniu budynku i zależy od budowy podłoża. W zasadzie tylko w gruntach niespoistych
i spoistych w stanie półzwartym po zakończeniu budowy osiągają 70%–100% wartości
maksymalnych. Natomiast w gruntach spoistych w stanie twardoplastycznym i plastycznym
wynoszą 50–70%, a w gruntach miękkoplastycznych i organicznych 30–50%. W podłożach
niejednorodnych proces stabilizacji osiadań trwać może od 1–2 lat po zakończeniu budowy i
138
wystąpieniu całkowitych obciążeń eksploatacyjnych. Powstające w wyniku przemieszczeń
pionowych nierównomierne osiadania fundamentów budynku są główną przyczyną
występujących uszkodzeń. Pierwsze zalecenia dotyczące nierównomiernych osiadań
fundamentów podał Terzaghi [66] i określ je na poziomie 1 cala (25 mm) w wypadku
pojedynczych fundamentów, 2 cale (50 mm) w wypadku płyt fundamentowych i ¾ cala (18
mm) w wypadku różnic osiadań tego samego fundamentu (∆s). Według PN-EN 19971:2008/Ap2 [N9] zaleca się sprawdzić zarówno osiadania ρ, różnice osiadań
(nierównomierne osiadania) ρp, obrót θ, przechylenie konstrukcji ω, względne ugięcie ∆ i
względny obrót β, odkształcenie kątowe α oraz przemieszczenie poziome i amplitudę drgań
(rys. 19). W zakresie stanu granicznego użytkowalności SLS EC-7 [N9] podano:
Maksymalne dopuszczalne względne obroty otwartych konstrukcji ramowych, ram
wypełnionych, ścian nośnych lub ścian ciągłych z cegły są różne, jednakich ograniczenie w
zakresie od 1/2000 do 1/300 zapobiega wystąpieniu stanu granicznego użytkowalności
konstrukcji. Natomiast w zakresie stanu granicznego nośności ULS podano Dla wielu
konstrukcji jest dopuszczalny względny obrót 1/500. Względny obrót, który może wywołać
stan graniczny nośności wynosi 1/150. Przy braku ustalonych granicznych wartości
odkształceń konstrukcji i fundamentów wartości EC-7 w określeniu stanów granicznych
użytkowalności odsyła do Załącznika H. Według Załącznika Krajowego wartości
maksymalnych osiadań fundamentów przy niecce wklęsłej ustalono na poziomie ρ = 50
mm, natomiast nierównomierne osiadania wynoszą ∆ = 10 mm, natomiast w przypadku
niecki wypukłej wartości te zmniejszono o połowę.
Rys. 19. Oznaczenia przemieszczeń fundamentów wg PN-EN 1997:2008/Ap2 [N7]
Nierównomierne obniżenie terenu w obrębie rzutu poziomego obiektu jest ważnym
parametrem w stosunku do obiektów powierzchniowych niewystarczająco usztywnionych
na działanie deformacji pionowych. Sytuacja taka występuje wtedy, obiekt powierzchniowy
usytuowany jest pod pewnym kątem w stosunku do krawędzi wykopu – rys. 20.
Nierównomierne osiadania mogą powodować skręcanie konstrukcji powodując jej znaczne
odkształcenie i nierzadko uszkodzenie.
Rys. 20. Skręcanie budynku wywołane wpływem nierównomiernych osiadań
139
Przemieszczenia poziome u praktycznie nie powoduje żadnych negatywnych
konsekwencji w budynkach wolnostojących o zwartej bryle. Ważne jest uwzględnienie
przemieszczeń u na urządzenia technologiczne i sieci znajdujące się w strefie oddziaływań
wykopu [5]. W obrębie starej zabudowy występować mogą sieci wodociągowe wykonane z
różnych materiałów (żeliwo szare stal wykonywane do lat 60 XX w., azbestocement lata
1960 – 1970, PVC lata 80 XX w., żeliwo sferoidalne i PE od lat 90 XX w. [5]) lub
murowane kolektory kanalizacyjne, które w wyniku wystąpienia poziomych przemieszczeń
ulec mogą rozszczelnienia najczęściej na odcinkach przyłączy do budynków.
Na rys. 21 pokazano przemieszczenia gruntu w posadzce piwnicy przy zewnętrznej
ścianie położonej najbliżej wykopu oraz przemieszczenia rury kanalizacyjnej w obrębie
kielichowego połączenia powstałe w skutek poziomych przemieszczeń gruntu przy
wykopie. Wbrew pozorom, ryzyko rozszczelnienia przewodów gazowych lub
ciepłowniczych, wykonywanych z rur stalowych, ze względu na stosowanie kompensatorów
na rurociągach magistralnych lub rozdzielczych jest mniejsze. Jednak w obrębie przyłączy,
przejść przez ściany lub stropy (często wypełnionych pianką montażową) przemieszczenia
poziome mogą prowadzić uszkodzeń.
a)
b)
Rys. 21. Wpływy poziomych deformacji podłoża spowodowany działaniem głębokiego
wykopu: a) zarysowania posadzki przy zewnętrznej ścianie, b) przemieszczenie króćca rury
kanalizacyjnej w obrębie połączenia
Z poziomymi przemieszczeniami gruntu wiążą się poziome odkształcenia ε w wyniku,
których obserwowane są oddziaływania gruntu na fundamenty i ściany kondygnacji
piwnicznych. Odkształcenia ε > 0 występują przy wypukłej niecce osiadań powodują
rozluźnienie gruntu i wywołują w fundamentach oraz kondygnacjach piwnicznych siły
rozciągające. Kiedy występuje wklęsła niecka osiadań odkształcenia ε < 0 powstaje
dodatkowe parcie gruntu na ściany zagłębione w gruncie i fundamenty. Przy
odkształceniach podłoża ε > 0 występujących na wypukłej niecce osiadań w pracach [34, 2]
podano związek między stopniem szkodliwości, uszkodzeniami konstrukcji a poziomymi
odkształceniami gruntu tablica 2.
140
Tablica 2. Zależność między stopniem szkodliwości, uszkodzeniami a granicznymi
odkształceniami podłoża [34, 2]
Nr
kategorii
Stopień
szkodliwości
1
0
2
Nieistotne
1
Bardzo drobne
2
Drobne
3
4
5
4
--
Graniczne
wartości
odkształceń
εlim > 0, ‰
5
0 – 0,5
Przybliżona
szerokość
rysy
w, mm
6
< 0,1
Wykończenie ścian
0,5 – 0,75
1,0
Wypełnienie
zarysowań zaprawą
0,75 – 1,5
5,0
1,5 – 3
od 5 do 15
mm
(kilka rys o
szerokości >
3 mm)
Opis uszkodzeń
Naprawy
3
Rysy włoskowate
Rysy na ścianach
wewnętrznych budynku,
możliwe pojedyncze
pęknięcia ścian.
Widoczne zarysowania.
Wadliwe działanie
stolarki okiennej i
drzwiowej
Umiarkowane
Istotne pęknięcia ścian,
defekty stolarki okiennej,
drzwiowej. Uszkodzenia
instalacji.
Poważne
Widoczne pęknięcia i
szczeliny. Deformacje
stolarki okiennej i
drzwiowej. Przerwane
instalacje.
Bardzo
poważne
Widoczne pęknięcia i
szczeliny, wychylenia
ścian grożące utratą
stateczności. Pęknięcia
elementów stolarki,
Przemurowania rys.
Korekta stolarki.
Rozległe naprawy
obejmujące
przebudowę części
ścian w rejonie
nadproży i pasów
podokiennych.
Wymagany remont
obejmujący
częściową lub
całkowitą
rekonstrukcję
>3
od 15 mm do
25 mm,
zależnie od
liczby
pęknięć
Zwykle >25
mm, zależne
od liczby
pęknięć
Nachylenie terenu T rozpatrywać należy pod kątem konstrukcyjnym jak i użytkowym.
Na etapie prognozowania wpływu wykopu przyjmuje się (per analogia do terenów
górniczych), zgodność przechylenia budynku z nachyleniem gruntu Tb = T. Ze względu na
stan konstrukcji obiektu nachylenie powoduje powstanie dodatkowego momentu
obracającego od składowej ciężaru obiektu, równoległej do pochylonego terenu.
Rys. 22. Wpływ wychylenia ternu T na konstrukcję obiektu
141
Przy wychyleniu terenu powstać mogą odkształcenia plastyczne w podłożu
zlokalizowane przy jednej z krawędzi budynku. Przed wystąpieniem deformacji podłoża
pod fundamentami pierwotny odpór podłoża na charakter równomierny, natomiast po
wychyleniu w skutek działania momentu zginające od poziomej składowej odpór podłoża
przybiera kształt trapezu – rys. 22. Gdy naprężenia przy krawędzi najbardziej pochylonej
osiągną wartość graniczną wystąpi uplastycznienie gruntu, które z kolei doprowadzą do
dalszych osiadań wywołując zwiększenie wychyleń budynku.
Kwestie użytkowe związane z wychyleniem są szczególnie ważne, gdy zjawisko takie
ma charakter stały. Wtedy uciążliwość jest odczuwalna przede wszystkim przez
użytkowników jak i wszelkiego rodzaju urządzenia techniczne. Właściwość użytkową
obiektu można rozumieć, jako zespół cech wynikających z potrzeby zapewnienia
użytkownikowi budynku dogodnego i bezpiecznego dla niego środowiska [18].
W przypadku głębokich wykopów szczegółowe badania dotyczące reakcji
użytkowników na oddziaływania budowy nie były prowadzone, ale jednak pewien pogląd
na odczuwalność inwestycji przez użytkowników mogą stanowić obszerne wyniki badań
przeprowadzone na Śląsku w latach 1970 – 1992 [19]. Analizując odczuwalność deformacji
terenu wywołującą wychylenie budynku, reakcje użytkowników były następujące:
T ≤ 5 ‰ – reakcja nieodczuwalna,
5 ‰ < T ≤ 10 ‰ – reakcja odczuwalna,
10 ‰ < T ≤ 15 ‰– reakcja odczuwalna lub dokuczliwa,
T > 15 ‰ – dokuczliwa.
Uzyskane wyniki są szczególnie ważne w trakcie prowadzenia robót i monitoringu
sąsiedniej zabudowy. Już wychylenie budynku rzędu 5 ‰ zawsze skutkuje wzmożoną
aktywnością użytkowników obiektów odczuwających skutki prowadzenia robót. Warto
zaznaczyć, że wartości normowe podane w Załączniku Krajowym do EC-7 [N9] za
graniczne wartości wychylenia ω przy niecce wklęsłej przyjmuje do wartości 3‰, a na
niecce wypukłej 1,5‰.
Krzywizna terenu K oddziałuje najbardziej niekorzystnie na otaczające budynki,
powodując powstanie dodatkowych sił wewnętrznych praktycznie w całej konstrukcji. W
obiektach ścianowych, które zaliczyć można do obiektów sztywnych niedopasowujących się
do krzywizny terenu powstają znaczne siły w połączeniach ścian oraz w pasmach
osłabionych otworami. Natomiast w konstrukcjach podatnych, do których zaliczyć należy
elementy infrastruktury podziemnej i nadziemnej dostosowujących się do deformacji
podłoża, spodziewać należy się dużych przemieszczeń, a jednocześnie stosunkowo
niewielkich sił. W przybliżeniu równomierne obciążenia ze ściany (rys. 23) są
równoważone przez paraboliczny odpór gruntu, o maksymalnej wartości w miejscu
przegięcia i najmniejszych przy skrajnych krawędziach budynku (nawet zerowych
wartościach w miejscach, w których tracony jest kontakt podłoża z budowlą na skutek
wygięcia terenu). W efekcie budynek poddany jest wypadkowym obciążeniom stanowiącym
sumę obciążeń i odporu gruntu.
W dowolnej fazie realizacji wykopu na otaczające obiekty działa kombinacja wszystkich
wymienionych parametrów deformacji terenu, z których największy wpływ mają promień
krzywizny terenu R i poziome odkształcenie gruntu ε. Siły wewnętrzne zależą od schematu
statycznego konstrukcji, występujących dylatacji i aktualnego stanu technicznego. W
budynkach o sztywnym schemacie konstrukcyjnym następuje redukcja wzajemnych
wpływów odkształceń gruntu i krzywizny terenu – rys. 23.
142
Rys. 23. Siły wewnętrzne w budynku o sztywnej konstrukcji przy wypukłej krzywiźnie
terenu: 1 – obciążenia fundamentu konstrukcją, 2 – odpór podłoża, 3 – wypadkowe
obciążenie działające na budynek, a – rysy od zginania, b – rysy ukośne od ścinania i
rozciąganie
Kiedy na budynek działa wypukła krzywizna terenu (R > 0) na fundamenty działają
ściskające siły Fε natomiast na wyżej położone część konstrukcji siły rozciągające
wywołujące pionowe zarysowania (a). Jednocześnie występujące odkształcenia (ε > 0)
wywołują ścinanie w ścianach piwnicznych i rozciąganie w fundamentach Fεf
powodujących powstanie zarysowań ukośnych (b). Z kolei w wyniku działania krzywizny
wklęsłej (R < 0) w fundamentach powstają rozciągające siły FR a w nadbudowie siły
ściskające. Natomiast odkształcenia (ε < 0) podłoża powodują ściskanie fundamentów. W
wyniku superpozycji obydwu stanów obciążenia uzyskuje się łączny efekt działania obydwu
wpływów. Na rys. 24 przedstawiono wyniki obliczeń numerycznych tarczy ściennej (h = 3
m, l = 5 m, t = 0,25 m, E = 6500 MPa, v = 0,18) poddanej oddziaływaniu promienia
krzywizny terenu R = 6000 km i odkształceń ε = 1 ‰ .
Rys. 24. Wykresy naprężeń normalnych w tarczy prostokątnej poddanej różnym wpływom
deformacji terenu: a) odkształcenia poziome podłoża, b) krzywizna terenu
143
W rozpatrywanym przykładzie (przy proporcjach h/l = 0,6) krzywizna terenu powoduje
powstanie naprężeń rozciągających w niemal całym przekroju, przy czym największe
wartości zawsze obserwowane są w górnych częściach ściany. Przy odkształcenia podłoża
naprężenia rozciągające występują w dolnych partiach ściany, ale wartości są wielokrotnie
większe niż w wypadku krzywizny. Przy zmianach proporcji h/l wartości naprężeń jak i
rozkłady naprężeń wzdłuż wysokości ulegają zmianie. Im większy stosunek h/l tym zasięg i
wartość naprężania od rozpełzania przy dolnej krawędzi stają się mniejsze. Natomiast
ekstrema naprężeń spowodowanych krzywizną nie występują przy krawędzi górnej, ale
przesuwają się w kierunku dolnej krawędzi ściany. Z kolei w ścianach smukłych, gdy
proporcje h/l maleją rozkłady naprężeń przypominają pokazane na rys. 24.
W ogólności, wyznaczenie ekstremalnych sił wewnętrznych w danym elemencie
konstrukcyjnym budynku sprowadza się do rozpatrzenia kombinacji wartości ε i R. Wynik
takiego postępowania będzie zależny od rozkładu deformacji terenu w sąsiedztwie
głębokiego wykopu oraz geometrii obiektu.
Projektowanie ścian obudowy głębokiego wykopu i prowadzenie robót powinno
przebiegać w taki sposób, aby nie zostały przekroczone wartości dopuszczalne
nierównomiernych osiadań oraz promieni krzywizny terenu. Wieloletnie obserwacje
zachowania się obiektów pozwoliły określić graniczne wartości parametrów terenu, których
przekroczenie powoduje powstanie uszkodzeń mogących mieć wpływ na bezpieczeństwo
obiektu [58, 51], w zależności od wymiaru rzutu budynku przedstawiają się następująco:
• promień krzywizny R: (20÷125)L, lecz nie mniej niż R=2000 m w przypadku
krzywizny wypukłej i R=5000 m przy wystąpieniu krzywizny wklęsłej.
• nierównomierne osiadanie ∆s: (1/150÷1/1000)L.
Odporność budynku zależy w głównej mierze od zastosowanych materiałów, schematu
statycznego konstrukcji i jak widać przedziały wartości granicznych promieni krzywizny i
nierównomiernych osiadań są dość zróżnicowane, przez co możliwość zastosowań
praktycznych raczej ograniczona.
Znacznie precyzyjniej charakteryzuje zachowanie się poszczególnych elementów
budynku pochylenie konstrukcji T. Empiryczne wartości granicznych pochyleń konstrukcji
w zależności od obserwowanych szkód wywołanych osiadaniami konstrukcji – tablica 3.
Lp.
1
2
3
4
5
6
7
Tablica 3. Graniczne wartości pochyleń konstrukcji T [58, 51]
Graniczne
Rodzaj szkody
pochylenie T
Problemy z funkcjonowaniem elementów wyposażenia budynków
1/750
(stolarki okiennej, dźwigów windowych)
Inicjacja zarysowań elementów architektonicznych (lekkie szkody
1/500 ÷ 1/600
architektoniczne). Granica bezpieczeństwa ustrojów ramowych
Duże prawdopodobieństwo wystąpienia zarysowań w ścianach
1/500÷1/300
nośnych.
Zarysowania i pęknięcia ścian nośnych (średnie szkody
1/300÷1/150
architektoniczne).
Istotne zarysowania elementów niekonstrukcyjnych i zarysowania
1/300÷1/200
elementów konstrukcyjnych
Wyraźnie widoczne przechylenie wysokich budynków o sztywnej
1/250
konstrukcji
Duże uszkodzenia konstrukcyjne. Poważne uszkodzenia ścian
> 1/150
działowych. Możliwość wystąpienia awarii większości budynków
murowanych.
144
Odkształcenia postaciowe ścian wywołane są przez powstające w wyniku deformacji
podłoża naprężenia styczne τ. Efektem tych oddziaływań są zazwyczaj ukośne zarysowania
ścian. Kształt, kierunek i rozwarcie rys (morfologia) zależą w głównej mierze od
towarzyszących ścinaniu normalnych naprężeń pionowych σy, i poziomych σx. W wypadku
istniejących obiektów zazwyczaj wartości składowych stanu naprężenia jak również
właściwości muru nie są znane. Określenie odporności ścian na deformacje ścian odbywa
się więc na podstawie analizy stanu odkształcenia.
Zarówno w normie PN-B-03002:1999 [N7] jak i normie PN-B-03002:2007 [N8] oprócz
warunków stanu granicznego nośności wprowadzono dodatkowy warunek odkształceniowy
SLS w postaci
PN-B
(11)
03002:2007
ΘSk ≤ Θadm
(50)
w którym:
ΘSk – kąt odkształcenia postaciowego uzyskany na podstawie analizy statycznowytrzymałosciowej (obliczony przy charakterystycznej wartości poziomych sił
ścinających VSk) ściany,
Θadm– dopuszczalna wartość kąta odkształcenia postaciowego podana w tablicy 4,
odpowiadająca powstaniu zarysowań o akceptowalnej szerokości w = 0,1 – 0,3 mm.
Tablica 4. Dopuszczalne wartości kąta odkształcenia postaciowego Θadm
[mrad = mm/m] podane w normie PN-B-03002:2007 [N8]
Zaprawa
Grupa elementów murowych
Zaprawa cementowa
cementowo-wapienna
Grupa
1
poza
elementami
z autoklawizowanego
betonu
0,4
0,5
komórkowego
Grupa 2, 3 i 4
0,3
0,4
Elementy z autoklawizowanego
0,2
0,3
betonu komórkowego
Normy nie podają tych istotnych parametrów w wypadku obiektów zabytkowych, które
wymagają badań in-situ na modelach wyciętych z konstrukcji. W tablicy 5 podano wartości
kątów odkształcenia postaciowego i modułów odkształcenia postaciowego uzyskane z
badań (badanych zgodnie z normami [N14, N15]) pobranych z obiektów zabytkowych
fragmentów ścian.
145
Tablica 5. Wartości kątów i modułów odkształcenia postaciowego murów zabytkowych
według różnych badań
Kąt odkształcenia
Moduł odkształcenia
postaciowego
Rodzaj muru
postaciowego
Gobs, N/mm2
Θobs, mrad
Zabytkowy mur ceglany [4]
0,136
131
(fB, fm – brak danych)
Ściany z cegły [3]
0,47 – 0,29
173 – 333
(fB, fm – brak danych)
Ściany z cegły i piaskowca [3]
0,51 – 0,64
195 – 220
(fB, fm – brak danych)
Zabytkowy mur kamienny z pojedynczą
warstwą cegieł [4]
0,791
30
(fB, fm – b.d)
Zabytkowy mur kamienny z trawertynu [4]
0,942 – 0,370
19 – 60
(fφ70/150=1,75 – 8,1 N/mm2, fm – b.d)
Mur z lizbońskiego piaskowca na słabej
zaprawie wapiennej [30]
0,20 – 0,40
58 – 389
(fb– b.d, fm=0,56 N/mm2).
Ściany ze słabego kamienia i słabej cegły
[3]
0,33 – 0,81
249 – 290
(fB, fm – brak danych)
We włoskiej normie [N13] podano wartości modułów odkształcenia postaciowego oraz
obliczone na tej podstawie wartości kątów odkształcenia postaciowego murów – tablica 6.
Tablica 6. Wartości kątów odkształcenia postaciowego według różnych badań
Kąt odkształcenia
Moduł odkształcenia
Rodzaj muru
postaciowego
postaciowego
mrad
N/mm2
Nieregularny mur z kamienny
0,13 – 0,14
230 – 350
(drobny kamień i kamień polny)
Nieregularny mur kamienny do
wykonywania ścian elewacyjnych
0,15 – 0,17
340 – 480
lub wypełnianających
Mur z kamienia ciętego
0,16 – 0,18
500 – 660
Przedstawionych w tablicach 5 i 6 zastawień wynika, że w wypadku zabytkowych murów
przy określaniu granicznych wartości kątów odkształcenia postaciowego można
przyjmować orientacyjne wartości:
• ΘSk = 0,13 – 0,20 mrad mury ceglane w dostatecznym stanie technicznym
(zawilgoceniam ubtrki korozyjne cegieł zaprawy)
• ΘSk = 0,20 – 0,30 mrad mury ceglane nie wykazujące uszkodzeń korozyjnych,
• ΘSk = 0,30 – 0,50 mrad mury kamienne z pojedynczymi warstwami cegieł,
• ΘSk = 0,10 – 0,15 mrad mury kamienne (nieregularny układ kamieni – ,,mur dziki”),
• ΘSk = 0,15 – 0,30 mrad mury z kamienia ciętego kamienne (regularny układ kamieni
– mur warstwowy lub rzędowy).
146
W wyjątkowych sytuacjach np. budynków o dużej wartości historycznej przeprowadzić
należy badania na ścinanie in - situ dużych fragmentów muru. W cytowanych badaniach [3,
30, 4] badano albo smukłe ściany ścinane i jednocześnie ściskane (rys. 25a) przy użyciu
specjalnego systemu siłowników, krępe ściany ukośnie ściskane (rys. 25b) lub wycięte z
konstrukcji fragmenty ścian badane w laboratorium w próbie ukośnego ściskania według
norm [N14, N15].
a)
b)
c)
Rys. 25. Metody badań parametrów ścinania istniejących murów: a) badania ścinania ze
ściskaniem [3], b) badania ukośnego ściskania [4], c) badania na próbkach pobranych z
konstrukcji [30]
Geometryczny sposób wyznaczania kątów odkształcenia postaciowego ściany poddanej
nierównomiernym przemieszczeniom podłoża omówiono bardzie szczegółowo w normie
[N8]. Miarodajną do sprawdzenia warunku (11) wartość kąta odkształcenia postaciowego
ΘSk zalecano obliczać z ogólnej zależności według modelu pokazanego na rys. 18
– ściana o długości Li:
PN-B
03002:2007
(53)
– ściana o długości Li + 1:
PN-B
03002:2007
(54)
ΘSd = Θi −1 =
ΘSd = Θ i +1 =
147
v i −v i −1
Li
ν i − ν i +1
Li +1
(12)
gdzie:
νi-1, νi, νi+1 – wartości pionowych przemieszczeń wyznaczone na obydwu końcach
wydzielonego pasma obliczanej ściany usztywniającej,
Li, Li+1 – długości wydzielonych pasm ściany usztywniającej (odległości pomiędzy ścianami
poprzecznymi lub pomiędzy otworami).
Norma [N8] dopuściła do obliczeń wykorzystanie metody elementów skończonych w celu
określenia odkształceń ściany. Wartości kąta odkształcenia postaciowego zalecano obliczać
z zależności
PN-B
∆ν i
ΘSd =
(13)
03002:2007
li
(55)
w której
∆vi – różnica pionowych przemieszczeń wyznaczonych na obydwu końcach obszaru
(odcinka) o największej kumulacji odkształceń,
długość najbardziej odkształconego obszaru (odcinka) w danym paśmie obliczanej
li –
ściany.
Jeżeli pionowe przemieszczenia podłoża zostały wywołane oddziaływaniami o
charakterze długotrwałym lub gdy w murze zaszły już procesy reologiczne w normie [N8]
dopuszczano przyjąć zwiększoną wartość dopuszczalną kąta odkształcenia postaciowego
obliczoną według relacji
PN-B
Θadm ⋅ (1 + ηE φ∞ )
(14)
03002:2007
(56)
w której
ηE – współczynnik uwzględniający zmniejszenie pełzania muru na skutek redystrybucji sił
wewnętrznych w konstrukcji oraz stosunek obciążenia działającego długotrwale do
obciążenia całkowitego konstrukcji murowej o wartości ηE = 0,3;
φ∞ – końcowa wartość współczynnika pełzania równa φ∞ = 1,5.
7. Uproszczona metoda oceny oddziaływań wykopów na budynki
W zastosowaniach praktycznych, można posługiwać się uproszczoną metodą oceny
oddziaływań wykopu na budynki podaną w instrukcji [N10] pod warunkiem, że ich
położenie względem krawędzi wykopu spełnia warunek:
Instrukcja ITB
d min > βH w
(15)
nr 376/2002
(1)
gdzie:
Hw – głębokość wykopu, m,
β = 4 –gdy przy wykonywaniu wykopu nie przewiduje się obniżenia zwierciadła wody
gruntowej,
β = 5– gdy przy wykonywaniu wykopu przewiduje się obniżenia zwierciadła wody
gruntowej.
148
Jeżeli warunek jest spełniony traktuje się, że wykop zlokalizowany jest w terenie
zabudowanym, w przeciwnej sytuacji, gdy budynki znajdują się w większej odległości,
teren traktuje się, jako niezabudowany i wpływ wykopu może zostać pominięty.
Ogólnie metoda na sprawdzeniu czy osiadania konstrukcji nie przekraczają wartości
granicznych. Warunki stanu granicznego nośności oraz użytkowalności przedstawiają się
następująco
Instrukcja ITB
nr 376/2002
(12)
Instrukcja ITB
nr 376/2002
(13)
gdzie:
max s k ≤ s ku
(16)
su
max s k ≤ s kn = k
γf
(17)
sku – graniczna wartość przemieszczenia konstrukcji budynku w stanie granicznym
użytkowalności, sygnalizuje możliwość powstania zarysowań lub nadmiernych
przemieszczeń,
skn – graniczna wartość przemieszczenia konstrukcji budynku w stanie granicznym
nośności, sygnalizuje możliwość utraty nośności poszczególnych elementów
konstrukcji.
Graniczne wartości przemieszczeń konstrukcji w stanie granicznym nośności i
użytkowalności zawarto w instrukcji [N10] i podano w tablicy 7.
Tablica 7. Wartości granicznych przemieszczeń konstrukcji budynków w [mm] [N10]
sku
skn
5÷7
15 ÷ 18
7÷9
20 ÷ 25
9 ÷ 11
25 ÷ 35
Rodzaj konstrukcji
Budynki murowane bez wieńców, ze stropami drewnianymi
lub stropami typu Kleina
Budynki murowane ze stropami gęstożebrowymi lub
żelbetowymi, budynki prefabrykowane
Budynki o konstrukcji monolitycznej
Należy zauważyć, że podane w tablicy 7 nierównomierne osiadania budynków w stanie
granicznym użytkowalności odniesione do długości budynku nie powinny przekraczać
wielkości uzyskanych na podstawie znajomości kątów odkształcenia postaciowego.
W zasadzie jako wartość miarodajną w stanie granicznym użytkowalności powinno się
przyjmować minimalną z następujących wartości
s u - Instrukcja ITB 376/2002 [N10]
s uk = min  k

Θ adm l i
(18)
gdzie:
Θ adm – dopuszczalna wartość kąta odkształcenia postaciowego podana w normie [N8]
(tablica 4 )lub podana w tablicach 5 i 6,
li – rozpatrywany odcinek ściany lub długość budynku, na którym wystąpić mogą
nierównomierne osiadania.
149
Maksymalne przemieszczenie konstrukcji (rys. 26) wyznacza się w następujący sposób:
• gdy budynek posadowiony jest na głębokości h f ≤ 2,2 m :
max s k ≤ ∆ν o
(19)
• gdy budynek posadowiony jest na głębokości h f ≥ 2,2 m :
max s k ≤ ∆ν o
H w − hf
Hw
(20)
gdzie:
∆νo – przemieszczenie terenu występujące na rozpatrywanym odcinku budynku, mm
dmin – odległość od obudowy wykopu,
Hw – głębokość wykopu, m,
Rys. 26. Maksymalne przemieszczenia konstrukcji wg [N10]: 1 – stan przed rozpoczęciem
budowy, 2 – stan w czasie budowy, 3 – obudowa wykopu, S – strefa oddziaływania wykopu,
SI – strefa bezpośredniego oddziaływania wykopu, SII – zasięg wpływu wtórnego
Wartości przemieszczeń terenu νo można wyznaczać stosując jedną z podanych wcześniej
metod analitycznych (Jen, Iilichewa, Michalak). Instrukcja [N10] umożliwia wyznaczenie
uproszczonego rozkładu przemieszczeń terenu na podstawie znajomości następujących
parametrów:
a) maksymalnych przemieszczeń gruntu max v0 w bezpośrednim sąsiedztwie obudowy,
b) przemieszczeń ν0I na granicy strefy I i II,
c) zerowych przemieszczeń na granicy strefy oddziaływania wykopu S.
Maksymalne przemieszczenia ujemne występujące w sąsiedztwie obudowy wykopu mogą
być znacznie zróżnicowane zależnie od głębokości wykopu, rodzaju podłoża, rodzaju
obudowy wykopu i sposobu podparcia. Zdaniem autorów [68] instrukcji [N10] przeciętne
wartości osiadań ocenia się na 0,15%Hw, a wartości maksymalne na 0,3%÷0,5%Hw.
Maksymalne wartości wypiętrzeń są mniejsze i wynoszą około 0,10%Hw. Realizacje budów
prowadzonych na terenie Warszawy (I linia metra i kilka budynków głęboko
posadowionych) wykazywały, że przy prowadzeniu wykopów w gruntach morenowych
150
(skonsolidowanych glin i piasków gliniastych) przeciętne osiadania wynosiły około 8 – 12
mm (0,1%÷0,12%Hw), a wartości maksymalne osiągały wartości rzędu 50 mm i wiązały się
raczej z błędami popełnionymi w trakcie wykonywania obudowy wykopu. Natomiast
wartości wypietrzeń nie przekraczały 10 mm.
Zasięg strefy oddziaływania wykopu zależy od właściwości gruntów zalegających w
podłożu. Gdy dominują grunty mało odkształcalne takie jak piaski, gliny w stanie
półzwartym, przemieszczenia zanikają w odległości 1 ÷ 1,5Hw od krawędzi wykopu. Jeżeli
występują grunty odkształcalne takie jak itp. Gliny w stanie twardoplastycznym zasięg
strefy oddziaływania wynosi około 2 ÷ 2,5Hw. Przy dużej odkształcalności gruntów na
przykład iłów zasięg oddziaływania może wynosić nawet 4 ÷ 6Hw. Późniejsze badania
prowadzone w Warszawie przy realizacji głębokich wykopów [58, 24, 26] wykazały, że
największe przemieszczenia pionowe powierzchni terenu obserwuje się w strefie o
szerokości 0,5 ÷ 0,75Hw, a zanik osiadań obserwowany był w odległości 2,0Hw. Pewien
wpływ na zasięg oddziaływania wykopu ma odwodnienie. Powoduje najczęściej wzrost
zasięgu strefy oddziaływania. Według danych zawartych w [58, 24, 26], gdy zastosowano
depresyjne studnie zanik osiadań widoczny był w odległości 3 ÷ 4Hw. Występujące w
poszerzonej strefie przemieszczenia od odwodnienia są małe i nie mają istotnego wpływu na
stan obiektów.
Na rys. 27 przedstawiono wyniki pomiarów przemieszczeń budynków usytuowanych w
sąsiedztwie budowy trzech stacji I linii metra w Warszawie. W wypadku budynków A-8 i
A-10 w podłożu zalegały grunty morenowe takie jak piaski średniozagęszczone i gliny w
stanie twardoplastycznym. Natomiast przy stacji A-11 w podłożu pod gruntami
morenowymi o zaburzonym uwarstwieniu występowały grunty zastoiskowe pylaste.
Każdorazowo głębokość wykopu wynosiła około 12 m, a poziom wody gruntowej był
obniżany poniżej dna wykopu.
Rys. 27. Porównanie przemieszczeń budynków zlokalizowanych w sąsiedztwie trzech
wybranych wykopów o głębokości Hw = 12m (analiza ITB za [67])
151
Natomiast na rys. 28 przedstawiono wyniki pomiarów osiadań zebranych przez Pecka [32]
kilku głębokich wykopów wykonanych w USA i Norwegii, a na rys. 29 pomiary
przemieszczeń trzech zespołów budynków przeprowadzone przez autora przy realizacji
wykopu Hw = 12,7 m w gruntach spoistych. Uproszczone rozkłady ekstremalnych
przemieszczeń pionowych terenu w strefie oddziaływań wykopu przyjęte w wytycznych
[N1] pokazano na rys. 30.
Rys. 28. Wyniki pomiarów osiadań terenu wg Pecka [32]
Rys. 29. Wyniki pomiarów własnych osiadań terenu
152
Rys. 30. Uproszczone rozkłady pionowych przemieszczeń i odkształceń terenu
w sąsiedztwie głębokiego wykopu [N10]: a) pionowe przemieszczenia, b) odkształcenia
podłoża; 1 – ekstremalny rozkład przemieszczeń ujemnych, 2 – ekstremalny rozkład
przemieszczeń dodatnich, 3 – przeciętny rozkład przemieszczeń
Wytyczne [N1] pozwalają określić maksymalne ujemne przemieszczenia (osiadania)
z zależności:
maxν 0(− ) = ν i + ν u + ν w
(21)
gdzie:
νi – przemieszczenia pionowe wywołane wykonaniem obudowy,
νu – przemieszczenia pionowe wywołane poziomym przemieszczeniem ściany,
νw – przemieszczenia pionowe wywołane odwodnieniem wykopu.
Gdy obudowa głębokiego wykopu została wykonana, jako ściana szczelinowa, pionowe
przemieszczenie spowodowane wykonaniem obudowy wyraża zależność
Instrukcja ITB
nr 376/2002
(3)
w której:
α–
współczynnik empiryczny.
ν i = α Hw
Wartości współczynnika podano w tablicy 8.
153
(22)
Tablica 8. Wartości empirycznego α [N10]
Budowa podłoża lub warunki wykonania szczeliny
Gliny piaszczyste, piaski gliniaste, gliny zwięzłe w sanie
półzwartym lub twardoplastycznym z przewarstwieniami ze
średniozagęszczonych piasków interglacjalnych
Niekorzystne warunki gruntowe stwarzające zagrożenie
występowania obwałów w szczelinie:
- grunty silnie ściśliwe o modle odkształcalności E0≤15 N/mm2,
- grunty silnie przepuszczalne, pustki, kawerny mogące
spowodować nagłą ucieczkę cieczy stabilizującej ściany
szczeliny.
α
1,0 ÷ 1,3
1,3 ÷ 5,0
Zazwyczaj przemieszczenia gruntu (na tym etapie realizacji) przy wykonywaniu innych
typów obudowy takich jak ścianki szczelne, palisady lub obudowy berlińskie są mniejsze w
stosunku do obudowy w postaci ściany szczelinowej. Bezpiecznym oszacowaniem w
wypadku palisad jest przyjęcie we wzorze (22) zmniejszonych nawet o 50% wartości
współczynnika α.
Drugi składnik opisujący pionowe przemieszczenia gruntu wywołane poziomymi
odkształceniami ściany obudowy określa się według zależności
Instrukcja ITB nr
ν u = 0,75(maxu k )
376/2002
(3)
w której:
max uk –
maksymalne poziome przemieszczenie ściany obudowy wykopu.
(23)
Wartości maksymalnych przemieszczeń ściany wykopu (rys. 31) należy wyznaczyć w
poszczególnych fazach realizacji. Obliczenia uwzględniać powinny przemieszczenia
podparć obudowy wynikające ze skrócenia, wpływów termicznych, skurczu betonu oraz
niedokładności montażowych. W wypadku żelbetowych ścian obudowy (ściany
szczelinowe, palisady) przy obliczeniach poziomych przemieszczeń uwzględnić należy
zmiany sztywności spowodowane zarysowaniem przekroju. Kiedy obudowę wykopu
wykonano, jako ścianę berlińska, do poziomych przemieszczeń ściany dodać należy
poziome przemieszczenia gruntu spowodowane niedokładnym przyleganiem opinki do
gruntu.
Według krajowych wyników badań [58, 24, 26], obejmujących wspornikowe kotwione
ściany berlińskie, palisady i wspornikowe kotwione ściany szczelinowe ustalono zależność
empiryczną w postaci vu = (0,5 ÷ 0,75) maxuk. W wypadku ścian szczelinowych we wzorze
(22) równą 0,75 natomiast w wypadku najbardziej podatnych obudów itp. W postaci ścian
szczelnych we wzorze (22) bezpiecznie jest założyć wartość współczynnika równą 0,5
przyjmować można asekuracyjną wartość równą 0,5.
Na podstawie pomiarów przeprowadzonych w trakcie realizacji kilkudziesięciu budów
zagranicą oraz w Warszawie w pracy [34] podano wartości maksymalnych przemieszczeń
poziomych różnych typów obudowy głębokiego wykopu, uzyskane wartości zestawiono w
tablicy 9.
154
Tablica 9. Maksymalne poziome przemieszczenia obudowy głębokiego wykopu na
podstawie [34]
Lp.
1
2
3
Autor
Burland J.B. i inni
Simpson B. i inni
Breymann H. i inni
4
Long M.
5
Siemińska–Lewandowska A.
i inni
6
Kotlicki, Wysokiński L.
7
Smoltczyk U.
max uk
10 – 40 mm
0,002 – 0,004 Hw
0,002 Hw
0,0005 – 0,0025 Hw
(maksymalnie 0,007 Hw)
0,001 – 0,02 Hw
(średnio 0,003 Hw)
0,0018 – 0,002 Hw
0,0005 – 0,001 Hw
0,0008 Hw
0,003–0,005 Hw
0,01 Hw
itp. 0,001 Hw
Rodzaj obudowy
brak danych
brak danych
brak danych
ściany kotwione, rozparte i
realizowane metodą stropową
ściany wspornikowe
ściany szczelinowe kotwione
ściany szczelinowe rozpierane
ściany szczelinowe przy
zastosowaniu metody stropowej
brak danych
ściany wspornikowe
Ściany rozparte, projektowane z
uwagi na obciążenie parciem
czynnym gruntu, realizowane w
gruntach niespoistych i spoistych w
stanie od twardoplastycznego do
zwartego
Rekomendacje rosyjskie [N12] podają w formie nomogramów wartości maksymalnych
poziomych przemieszczeń obudowy wspornikowej wykonanej w postaci ściany
szczelinowej (grubości 600 mm), ścianki szczelnej (Larsena) oraz obudowy z rur średnicy
35 mm. Zalecenia sformułowano dla piasków, glin piaszczystych i glin piaszczystych oraz
glin. Bez względu na rodzaj obudowy największe przemieszczenia wystąpiły w piaskach a
najmniejsze w glinach. Przy głębokościach wykopu rzędu 3 m, mniej więcej na pierwszym
poziomie kotwienia lub rozparcia przemieszczenia obudowy rur wynosiły od 40 – 15 mm,
ścianki Larsena 20 – 8 mm, najmniejsze przemieszczenia wystąpiły przy obudowie ze ścian
szczelinowych 15 – 5 mm. Nomogramy stosować można do głębokości wykopu równej 6
m. Stwierdzone wtedy maksymalne przemieszczenia wynosiły już w wypadku obudowy z
rur od > 200 – 150 mm obudowy z grodzic stalowych 140 – 30 mm, a ścian szczelinowych
40 – 10 mm.
Rys. 31. Poziome przemieszczenia ściany obudowy wykopu: 1 – obudowa wykopu po
odkształceniu, u1, u2 – przemieszczenia ściany wynikające z etapowego zakładania podpór
155
Maksymalne wartości wypiętrzeń gruntu (przemieszczeń dodatnich) wyznaczać można na
podstawie zależności
Instrukcja ITB
(24)
maxν 0(+ ) = ην max
nr 376/2002
(7)
w której:
νmax – przewidywana maksymalna wartość wypiętrzenia dna wykopu,
η–
współczynnik redukcyjny zależny od zagłębienia obudowy poniżej dna wykopu,
równy:
0,3 –
kiedy obudowa zagłębiona jest poniżej dna wykopu na co najmniej 3 m,
0,6 –w pozostałych przypadkach.
Ostatni składnik wzoru (21) wyraża wpływ przemieszczeń spowodowanych odwodnieniem
wykopu. Jeżeli wykop zlokalizowany jest w gruntach małoodkształcalnych (E0 ≥ 40 MPa)
wpływ przemieszczeń powodowanych obniżeniem poziomu wody gruntowej można
pominąć. W pozostałych przypadkach maksymalne przemieszczenie pionowe spowodowane
obniżeniem poziomu wody gruntowej na zewnątrz obudowy określa zależność
Instrukcja ITB
ν w = θν (w,max )
(25)
nr 376/2002
(8)
w której:
vw,max – maksymalne przemieszczenie terenu spowodowane obniżeniem poziomu wody,
θ–
współczynnik uwzględniający korzystniejszy z reguły dla budynków bardziej
,,łagodny” rozkład przemieszczeń vw w porównaniu z rozkładem vi i vu.
Kiedy w podłożu występują grunty odkształcalne wartość vw,max można obliczać jako
przyrost osiadań na skutek zwiększenia ciężaru objętościowego odwodnionego gruntu.
Wartość współczynnika θ można obliczać ze wzoru
Instrukcja ITB
L
θ=
nr 376/2002
R
(9)
w którym:
L – długość lub szerokość budynku w kierunku prostopadłym do wkopu,
R – zasięg leja depresji.
(26)
W najczęściej występujących sytuacjach, gdy dominują grunty morenowe obniżenie
zwierciadła wody o 1m powoduje obniżenie terenu o około 1 mm.
Na granicy strefy I i II wartości przemieszczeń ν0I na granicy strefy I i II przyjmować
należy, jako połowę przemieszczeń występujących przy krawędzi obudowy
{
ν 0I = 0,5 maxv 0(+ ) lub maxv 0(− )
156
}
(27)
Badania krajowe oraz wyniki zaczerpnięte z literatury pozwoliły ustalić w instrukcji [N10]
dwie strefy oddziaływań:
Strefa I – strefa oddziaływań bezpośrednich, w której w krańcowych sytuacjach takich jak
błędy projektowe, niewłaściwe prowadzenie robót mogą wystąpić
przemieszczania zagrażające bezpieczeństwu konstrukcji,
Strefa II – w której występujące przemieszczenia mogą doprowadzić do powstania w
elementach budynku widocznych uszkodzeń nie powodujących jednak
zagrożenia dla konstrukcji.
Przyjęty podział jest uzasadniony, ponieważ w poszczególnych strefach należy się liczyć z
innymi zagrożeniami w stosunku do budynków. W strefie oddziaływań bezpośrednich, czyli
w obrębie najbardziej prawdopodobnego klina odłamu wymaga się wykonania ekspertyz
określających stan konstrukcji, a przede wszystkim ich odporności na przewidywane
przemieszczania.
Poza strefą oddziaływań nierównomierne osiadania nie stanowią zagrożenia dla
budynków, nie mniej jednak możliwe są uszkodzenia – lekkie szkody architektoniczne.
W zależności od rodzaju gruntu zalegającego w podłożu, zasięgi stref oddziaływania
przyjmuje się w następujący sposób – rys. 32, tablica 10.
Rys. 32. Zasięg stref oddziaływania wykopu SI i S
Tablica 10. Zasięg stref oddziaływania wykopu
Rodzaj gruntu
SI
S
Wykop w piaskach
0,5Hw
2,0Hw
Wykop w glinach
0,75Hw
2,5Hw
Wykop w iłach
1,0Hw
3 ÷ 4Hw
Zasięg stref oddziaływania wykopu S można zmniejszyć, o 20% jeżeli nie przewiduje się
obniżenia poziomu zwierciadła wody gruntowej. Natomiast zwiększenie zasięgu stref
podanych w tablicy 10 należy zwiększyć (,,nieco” przp. [N10]) o, koło 5 % – 10% gdy
wymiary rzutu wykopu przekraczają 60 m. Zwiększenie zasięgu strefy oddziaływania
wykopu S następuje także wtedy, gdy średni moduł E0<15 MPa. Wtedy przyjąć należy
wartości S > 2,5Hw (jak dla glin). Ustalenie stref oddziaływania wykopu leży w
obowiązkach projektanta obudowy wykopu. Ustalone zasięgi stref oddziaływania wykopu
należy zamieścić w projekcie budowlanym w postaci mapy wykonanej w skali 1:500 –
rys. 33. Oprócz zasięgu stref należy zaznaczyć także lokalizację obudowy wykopu oraz
budynki usytuowane w całości lub częściowo w bezpośredniej strefie oddziaływań.
157
Wszystkie budynki znajdujące się w strefie oddziaływania wykopu (strefa S) powinny być
monitorowane w trakcie prowadzenia robót. Po szczegółowej analizie, niektóre z obiektów
powinny podlegać wzmocnieniom z uwagi na wpływy nierównomiernych osiadań.
Rys. 33. Strefy oddziaływania wykopu
8. Diagnostyka obiektów zlokalizowanych w strefie oddziaływań wykopu
Po wstępnym wyznaczeniu zasięgu stref oddziaływania wykopu określić można, które z
budynków sąsiadujących z budową mogą być narażone na wpływy oddziaływania wykopu.
Każdy z obiektów powinien być przedmiotem szczegółowych badań i analiz
diagnostycznych, których celem jest:
a) ocena stanu technicznego,
b) określenie bezpieczeństwa podczas realizacji nowego obiektu
c) ochrona inwestora przed ewentualnymi roszczeniami użytkowników, którzy mogą
domagać się usuwania uszkodzeń istniejących przed rozpoczęciem inwestycji lub
powstałych na skutek przyczyn nie związanych z realizacją inwestycji.
Do podstawowych prac diagnostycznych, które należy wykonać na etapie projektu
budowlanego nowej inwestycji zaliczyć należy:
a) określenie konstrukcji obiektów i ich stanu technicznego,
b) analizę wpływu deformacji terenu na bezpieczeństwo i użytkowalności sąsiedniej
zabudowy,
b) wykonanie dokładnej inwentaryzacji graficznej i fotograficznej bądź
fotogrametrycznej istniejących obiektów budowlanych ze szczególnym
uwzględnieniem występujących uszkodzeń,
c) ustalenie położenia uzbrojenia terenu i określenie wymagań dotyczących jego
ewentualnego zabezpieczenia lub przebudowy,
d) ustalenie stanu prawnego danego obiektu.
158
Rozpoznanie konstrukcji budynków zaliczyć należy do najważniejszych prac
diagnostycznych. Punkt wyjścia, jak przy wszystkich pracach ekspertyzowych, stanowi
dokumentacja archiwalna obiektów na podstawie, której można rozpoznać konstrukcję
fundamentów, ścian nośnych oraz stropów. Bazowanie na dokumentacji archiwalnej
wymaga przede wszystkim sprawdzenia jej poprawności pod względem podstawowych
wymiarów i przekrojów elementów, czyli informacji potrzebnych do analiz statycznowytrzymałościowych. W wypadku braku takich informacji wymagane są dodatkowe
inwentaryzacje budowlane oraz odkrywki. Wizje lokalne, umożliwiają ocenić stopień
wykonanych zmian elementów konstrukcyjnych takich jak wymiany stropów, przebudowy
ścian konstrukcyjnych, czy też wykonane w przeszłości wzmocnienia. Mniej istotne,
chociaż ważne w późniejszych etapach realizacji lub napraw są również zmiany elementów
niekonstrukcyjnych takich jak ściany działowe, ściany osłonowe, posadzki czy też tynki itp.
Znajomość konstrukcji budynków ich posadowienia, i nacisków na podłoże
wykorzystywane są przez projektantów do obliczeń statyczno-wytrzymałościowych,
konstrukcji obudowy wykopu i wyboru sposobu realizacji głębokiego wykopu. Z tego też
powodu, bez względu na dostępność archiwalnej dokumentacji wymagane są odkrywki
fundamentów wszystkich budynków znajdujących się w strefie bezpośrednich wpływów
oddziaływania wykopu (strefa SI), a poza strefą bezpośrednich odkrywki fundamentów nie
są niezbędne, ale mogą być realizowane w wyjątkowych sytuacjach. W zasadzie zawsze
konsekwencją braku dokumentacji archiwalnej powinno być rozpoznanie posadowienia
obiektu nawet zlokalizowanego poza strefą bezpośrednich oddziaływań. Takie rozpoznanie
może pozwolić wyjaśnić powstałe w trakcie prowadzenia inwestycji uszkodzenia,
wykluczyć lub potwierdzić wpływ głębokiego wykopu. Szczegółowego rozpoznania
konstrukcji wymagają zawsze budynki, w których występują wyraźnie widoczne
uszkodzenia. W instrukcji [N10] wyraźnie zaleca się, aby szczegółowo rozpoznać
konstrukcję budynków starych wybudowanych przed 1930 rokiem, zwykle pozbawionych
wieńców z drewnianymi stropami, szczególnie wrażliwych na nierównomierne osiadania.
Uwagę zwrócić należy na budynki usytuowane w zabudowie pierzejowej, w których często
zdarza się, że ściany szczytowe są wzajemnie powiązane lub oddylatowane. Na rys. 34
przedstawiono widok rozwartej dylatacji (zakrytej w trakcie wykonanego remontu elewacji)
między dwoma budynkami wybudowanymi na początku XX w.
Ocenę stanu obiektów dokonuje się według dwóch kryteriów:
a) kryterium technicznego do którego zaliczyć należy warunki stanu granicznego
nośności ULS, użytkowalności SLS (przemieszczenia i zarysowania). Wynikiem
oceny są decyzje techniczno-konstrukcyjne decyzje o użytkowaniu itp. Dopuszczenie
lub wyłączenie z użytkowania itp., decyzje o charakterze ekonomicznym,
b) kryterium ekonomicznego, przesłankami oceny są zarówno czynniki techniczne jak i
ekonomiczne, wynik ma zawsze charakter ekonomiczny.
Przy ocenie stanu obiektów pod kątem technicznym wykorzystuje się normy i
normatywy projektowania, natomiast pod kątem ekonomicznym podstawę stanowią
publikacje, dane i instrukcje eksploatacyjne zarówno dla budynków i budowli jak i
pozostałych środków trwałych oraz praktyka gospodarcza.
Sposób określania zużycia lub dalszych okresów użytkowania dokonywany jest zawsze na
podstawie oględzin i badania stanu technicznego i jest jedyną metodą dającą obiektywne
wyniki. Należy jednak podkreślić, że wynik taki jest miarodajny na chwilę wykonania
oględzin. Z tych też powodów ocen takich dokonuje się okresowo w uznanych
fakultatywnie lub prawnie okresach czasowych. Przykładem wynikającym z Ustawy Prawo
159
Budowlane jest obowiązek przeglądów obiektów budowlanych przez osoby posiadające
stosowne uprawnienia budowlane i zapewniające niezależność oraz bezstronność.
a)
b)
przed rozpoczęciem prac ziemnych
po zakończeniu budowy
Rys. 34. Rozwarcie dylatacji budynku w skutek nierównomiernych osiadań podłoża:
a) widok od zewnątrz, b) widok od wewnątrz
Przy ocenie zużycia technicznego bierze się pod uwagę między innymi następujące
czynniki:
• Zużycie naturalne – jest wynikiem normalnego użytkowania i działania czynników
itp. Atmosferycznych. Stopień zużycia naturalnego zależy od określonej trwałości
(budynku) oraz czasu, jaki upłynął od jego powstania (roku budowy). Zużycie to nie
jest wprost proporcjonalne do upływu czasu eksploatacji obiektu. W początkowym
okresie użytkowania procent zużycia wzrasta nieznacznie.
• Wady projektowe – najczęściej dotyczą obiektów budowlanych, ale nie wolne są od
nich i inne środki trwałe. Należą do nich: wadliwe posadowienie budynku,
niewłaściwe usytuowanie szczelin dylatacyjnych, niewłaściwe zaprojektowanie
połączeń elementów w budownictwie uprzemysłowionym, niewłaściwe
zaprojektowanie izolacji termicznych i przeciwwilgociowych, błędne rozwiązania
160
•
•
•
•
dachów płaskich i pogrążonych, tarasów i loggi, niewłaściwy dobór materiałów
budowlanych z uwagi na przeznaczenie obiektu itp. Na przyspieszone zużycie
techniczne budynku wpływ mają jego wady, których źródło tkwi już niejednokrotnie
w momencie niewłaściwego zaprojektowania i wykonania obiektu. Część z tych wad
możliwa jest do usunięcia.
Środowisko naturalne – działanie czynników środowiskowych może wywołać
erozję i korozję materiałów, podmywanie wodą fundamentów, zawilgocenia ścian i
innych elementów obiektu, osiadanie i przemarzanie gruntu. Ponadto negatywny
wpływ na trwałość obiektu mogą mieć drgania i wstrząsy, zanieczyszczenia
chemiczne atmosfery i procesów technologicznych oraz działania czynników
biologicznych.
Wady wykonawstwa – znaczna część uszkodzeń powstaje już w czasie eksploatacji
budynku jest wynikiem popełnionych błędów w czasie realizacji obiektu. Należy tu
wymienić przede wszystkim stosowanie niezgodnej z projektem jakości materiałów,
wadliwe wykonanie elementów konstrukcyjnych budynku w tym prefabrykatów,
tynków, osadzenia stolarki itp. W budownictwie uprzemysłowionym obserwuje się
częste występowanie odchyłek montażowych, znacznie przekraczających
dopuszczalne, nieprawidłowe uszczelnianie spoin, wadliwe ocieplenie wieńców,
węzłów itp.
Niewłaściwa eksploatacja – zużycie budynku może postępować szybciej wskutek
użytkowania nieumiejętnego lub niezgodnego z przeznaczeniem budynku, jak
również dewastacji elementów wykończeniowych, czy też braku okresowej
konserwacji. Przeoczenie we właściwym czasie usterek w pokryciu dachowym,
obróbkach blacharskich, instalacjach – zwłaszcza sanitarnych – prowadzi do
trwałych uszkodzeń budynków. Na przykład niewłaściwa eksploatacja pomieszczeń
polega na ich nieprzewietrzaniu lub braku wentylacji. Nieprawidłowość użytkowania
związane są również z osłabieniem konstrukcji w wyniku nieprzemyślanych
modernizacji obiektów, często wykonywanych bez projektów. Do przyczyn
powstawania wad projektowych, wykonawczych i eksploatacyjnych zaliczyć należy
ponadto: niedostateczny stan wiedzy oraz niedbałość części projektantów,
wykonawców i użytkowników, brak kwalifikacji zawodowych, zwłaszcza u
wykonawców obiektów wznoszonych tzw. siłami własnymi bez projektu i nadzoru,
odstępstwa od projektu i norm, brak współpracy między wykonawcą a projektantem,
brak nadzoru technicznego i kontroli, niskie kwalifikacje osób przeprowadzających
konserwację obiektów.
Inne przyczyny uszkodzeń – do tej grupy czynników mających wpływ na stan
techniczny obiektów zalicza się czynniki losowe (pożary, powodzie, huragany) oraz
oddziaływania górnicze i inne deformacje podłoża. Na zmniejszenie stopnia zużycia
elementu lub obiektu wpływ ma okres budowy oraz jakość użytych materiałów.
Dobrze wzniesione pod względem konstrukcyjnym i zastosowanych materiałów oraz
starannie wykonane i utrzymywane obiekty znajdują się w dobrym stanie
technicznym i wykraczają poza normatywne (statystycznie przeciętne) okresy
trwałości. Poza zużyciem stricte technicznym (naturalnym) istnieją też inne czynniki
ograniczające trwałość i potencjał dalszego użytkowania środków trwałych. Należą
do nich czynniki wynikające z postępu technicznego, uwarunkowań prawnych itp.
Uwarunkowanych przepisami dozoru technicznego itp. Można do takich czynników
poniekąd zaliczyć użytkowanie wieczyste gruntu, które jest ograniczone czasowo.
Czynnikami takimi mogą być w niektórych okolicznościach np. pozwolenia wodnoprawne, czy też przepisy o ochronie środowiska.
161
Na potrzeby prac ekspertyzowych, dokonuje się najczęściej wizualnej oceny stopnia zużycia
technicznego części lub całych budynków. Zużycie wyrażone jest najczęściej procentowo.
W literaturze [1, 9] znaleźć można wiele skal powiązania między stanem technicznym
podawanym zwykle w formie opisu słownego: bardzo dobry, dobry, dostateczny, zły i
bardzo zły) a procentowym stopniem zużycia. Niezależnie od przyjętych kryteriów, to
stopień zużycia technicznego stanowi podstawowy atrybut w podjęciu decyzji dotyczącej
przyszłości obiektu. Do podstawowych metod ustalania stopnia zużycia należą metody
czasowa i metoda wizualna.
W wypadku oceny stanu technicznego budynków zlokalizowanych w rejonie wykopów
najczęściej stosuje się metodę wizualną (ocena stopnia zużycia poszczególnych elementów,
a po zastosowaniu odpowiednich wag zużycia całego budynku). Ustalenie stopnia zużycia
technicznego budynków przed rozpoczęciem robót nie tylko pozwala na ustalenie zakresu
potrzebnych napraw oraz wzmocnień obiektów w rejonie oddziaływań wykopu, ale
zabezpiecza inwestora przed potencjalnymi roszczeniami użytkowników. W miarę
możliwości podać należy przyczyny zużycia technicznego elementów według podanych
wcześniej kryteriów. Szczególnie trudne do określenia są błędy wykonawcze popełnione w
trakcie remontów i przebudów. Dotyczy to szczególnie zmniejszających sztywność
otworów, wykonywania przejść instalacji wymiany stropów, lub wykonania rozbiórek.
Szczególną uwagę zwrócić należy na stan nadproży i pasów podokiennych. Pasy
międzyotworowe ze względu na mniejszą od pasm ściennych sztywność w trakcie
deformacji intensywnie odkształcają się postaciowo i często ulegają zarysowaniem.
Wybrane nieprawidłowości nadproży polegające głównie na niewłaściwym poszerzeniu lub
zwężaniu otworu oraz uszkodzeniu stref przypodporowych w wyniku prowadzenia instalacji
stwierdzonych w trakcie wykonywanych prze autora badań diagnostycznych pokazano na
rys. 35.
Najważniejszą jednak kwestią są decydującą o potencjalnych wzmocnieniach
konstrukcji są warunki stanów granicznych, które należy sprawdzić, gdy stan technicznych
elementów wykazuje duże procentowe zużycie i istnieje duże prawdopodobieństwo, że w
okresie budowy wykopu stan może się znacznie pogorszyć zagrażając bezpieczeństwu.
Udokumentowanie wstępne stanu technicznego oraz geometrii całego obiektu należy
przeprowadzić bardzo starannie i w zasadzie działania te zaliczają się do prac
monitoringowych opisanych szczegółowo w pkt.9.
Oprócz oceny stanu technicznego do ważnych prac diagnostycznych należy również
analiza wpływu deformacji terenu na bezpieczeństwo i użytkowalności sąsiedniej zabudowy
powinna być związana z:
• technologią wykonania wykopu, jego obudowy i rozparcia wraz z zasięgiem stref
odkształceń gruntu,
• obniżenia zwierciadła wody gruntowej
• odciążenia wykopem, a następnie obciążenie podłoża nowym budynkiem i
charakteru odkształceń (kształtu krzywej odkształceń).
Analizy te powinny uwzględniać wyniki rozpoznania warunków hydrogeologicznych pod
nowoprojektowanym budynkiem oraz w strefie oddziaływań.
162
a)
b)
Rys. 35. Stwierdzone nieprawidłowości zwiększające stopień zużycia budynku:
a) wadliwa zmiana światła otworu (u góry poszerzenie na dole zwężenie) , b) rozkute strefy
przypodporowe łukowego nadproża murowanego
Inwentaryzacja stanu technicznego budynków przed rozpoczęciem robót, stanowi tak
zwany ,,obraz stanu 0” powinna odbywać się w obecności Właściciela lub Zarządcy
budynku. Wszystkie stwierdzone nieprawidłowości, które można sformułować bez
głębszych analiz obliczeniowych, powinny zostać odnotowane w protokole z przeglądu,
który powinny być sygnowane przez strony biorące udział w przeglądzie. W trakcie
oględzin udokumentować należy wszystkie występujące zarysowania w budynku, podając
ich szerokość i kształt. Oprócz fotograficznego lub fotogrametrycznego dokumentowania
zarysowań konieczne jest także rysunkowe odwzorowanie uszkodzeń, które pozwala na
określenie przyczyn uszkodzeń, a co za tym idzie wykonanie stosowanych zabezpieczeń i
napraw budynku. W trakcie oględzin warto zwrócić uwagę na stan techniczny elementów
niekonstrukcyjnych takich jak ściany działowe czy osłonowe oraz dekoracyjnych i detali
architektonicznych.
Ostatnim z wymienionych zagadnień, który w zasadzie należy wykonać na wstępnie to
określić stan własności danego obiektu (prawo do dysponowania nieruchomością na cele
budowlane). Pamiętać należy, że jakiekolwiek prace budowlane związane z naprawami lub
wzmocnieniami w myśl Ustawy Prawo Budowlane mogą być wykonane za po
uzgodnieniach i za zgodą właściciela (Inwestora) po uzyskaniu odpowiednich pozwoleń.
Wnioskami wynikającym z prac diagnostycznych powinny znaleźć się informacje
dotyczące realizacji głębokiego wykopu (bezpieczną z punktu widzenia obiektów
technologią) pod kątem rodzaju obudowy, rozparcia, możliwości obniżenia zwierciadła
163
wody gruntowej, jak również samego budynku. Muszą znaleźć się również informacje o
ewentualnej potrzebie wzmocnienia i zabezpieczenia budynków istniejących. W stosunku
do każdego budynku należy podać zakres i rodzaj robót naprawczych i wzmacniających.
Prace diagnostyczne stanowią również przyczynek do zakresu i częstotliwości obserwacji
(monitoringu), obudowy, realizowanego obiektu oraz obiektów w trakcie prowadzenia
inwestycji. Obserwacje te powinny obejmować:
• prowadzenie pomiarów przemieszczeń pionowych i poziomych podstawowych
elementów nośnych,
• sprawdzenie stanu wskaźników pomiarów zarysowań założonych na istniejących
rysach, pęknięciach lub dylatacjach,
• prowadzenie pomiarów przemieszczeń pionowych i poziomych obudowy wykopu w
poszczególnych fazach robót ziemnych,
• stanu podłoża gruntowego w strefie wpływów, obejmujące obserwację wahań
zwierciadła wody gruntowej, sprawdzenie stanu gruntu w strefie zastosowania kotwi
iniekcyjnych, w strefie buław tych kotwi
• odkształceń dna wykopu.
9. Metody zabezpieczeń budynków
Konsekwencją wykonania głębokiego wykopu zawsze są przemieszczenia podłoża,
których wpływ na budynki może być zróżnicowany, dlatego istniejące budynki powinny
być naprawiane i wzmacniane. Przez cały czas trwania budowy wszystkie budynki powinny
spełniać 6 wymagań podstawowych podanych w itp. 5 Ustawy Prawo Budowlane [61].
Podstawowym wymaganiem, który należy spełnić jest bezpieczeństwo konstrukcji, które
wymaga, aby w żadnym elemencie lub całej konstrukcji z określonym
prawdopodobieństwem nie zostały przekroczone stany graniczne nośności i użytkowalności
w czasie eksploatacji obiektu. Przy określaniu warunków stanu granicznego nośności
operuje się obliczeniowymi wartościami sił wewnętrznych i obliczeniowymi
właściwościami materiałów. Warunek stanu granicznego według Eurokodu podstawowego
[N16] wyraża nierówność
PN-EN
S d ≤ Rd
(28)
1990:2004
(6.8)
w której
Sd – obliczeniowe wartości sił wewnętrznych w rozpatrywanych elementach konstrukcji
wyznaczone od obliczeniowych wartości obciążeń,
Rd – obliczeniowe nośności analizowanych przekrojów lub elementów wyznaczone od
obliczeniowych wytrzymałości materiałów.
Podobnie formułuje się warunki stanu granicznego użytkowalności
PN-EN
E d ≤Cd
(29)
1990:2004
(6.13)
w której
Ed – odkształcenia, ugięcia, szerokości rozwarcia rys, drgania w konstrukcjach
budowlanych lub inne parametry użytkowalności określone przy przyjęciu
164
Cd –
charakterystycznych wartości oddziaływań, wytrzymałości zastosowanych
materiałów i ich modułów sprężystości oraz parametry akustyczne, cieplne,
zdrowotne, przeciwpożarowe itp.,
wartości dopuszczalnych stanów granicznych użytkowalności konstrukcji,
najczęściej określane są w odpowiednich przepisach (normach, instrukcjach lub
aprobatach technicznych i rozporządzeniach).
Wielkości charakterystyczne i obliczeniowe, oprócz cech wytrzymałościowych materiałów
wbudowanych zarówno pierwotnie, jak i w czasie remontu lub wzmacniania obejmują
również cechy wytrzymałościowe składowych elementów muru (zaprawa cegła), stropów
stalowo-ceramicznych, drewnianych oraz rozłożenie i rozmiary prętów stalowych w
elementach żelbetowych. Wytrzymałości charakterystyczne materiałów w konstrukcjach
eksploatowanych przyjmować należy zgodnie z badaniami wykonanymi in-situ. Stany
graniczne konstrukcji zabezpieczanych i wzmacnianych powinny być określane zgodnie z
zasadami obowiązującymi w okresie projektowania zabezpieczeń lub wzmocnień. Stany
graniczne nośności określają najczęściej:
• oddziaływania na konstrukcje w postaci obciążeń (sił) i przemieszczeń (termicznych,
podłoża, itp.),
• naprężenia na ściskanie i rozciąganie materiałów,
• naprężenia przy ścinaniu.
Natomiast stanami granicznymi użytkowania najczęściej są:
• ugięcia elementów lub konstrukcji,
• wychylenia (pochylenia) elementów lub budowli,
• zarysowania oraz pęknięcia elementów, drgania elementów lub konstrukcji.
Przy realizacjach obiektów głęboko posadowionych najistotniejszym czynnikiem
wpływającym na bezpieczeństwo obiektów sąsiednich są przemieszczenia podłoża, którym
mogą towarzyszyć także zmiany parametrów geotechnicznych. W wyniku
nierównomiernych osiadań powstają dodatkowe oddziaływania (siły) w elementach oraz
dodatkowe odkształcenia istniejących obiektów, pogarszając stany graniczne nośności i
użytkowalności. Miarą stanów granicznych budynków sąsiadujących z wykopami są
graniczne wartości nierównomiernych osiadań określone zarówno do stanu granicznego
nośności jak i użytkowalności w instrukcji [N10] lub normie [N8]. Aby spełnić formalne
warunki stanów granicznych budynków stosowane są dwie podstawowe metody
zabezpieczania budynków, polegające na:
a) wzmocnieniu odporności konstrukcji na odkształcenia związane z przemieszczeniami
podłoża,
b) ograniczenie nierównomiernych przemieszczeń konstrukcji budynku.
9.1. Zwiększenie odporności budynków na odkształcenia podłoża
Deformacje terenu charakteryzują promień krzywizny oraz odkształcenia poziome.
W inżynierskich zastosowaniach każdy z wymienionych wpływów rozpatruje się oddzielnie
stosując inne zabezpieczenia. Ze względu a krzywiznę powierzchni gruntu dokonuje się
wzmocnień nadziemnej części budynków, natomiast odkształcenia poziome gruntu
przejmowane są przez podziemne części budynków – ławy i ściany fundamentowe.
165
9.1.1. Zabezpieczenie nadziemnej części budynków
Powszechnie stosowaną metodą zwiększenia odporności konstrukcji jest zastosowanie
stalowych ściągów, kotew, rozproszonych wieńców, zbrojenia powierzchniowego lub
elementów żelbetowych w postaci wieńców opasek lub przepon. Ściągi i rozproszone
wieńce stosuje się w przypadku, gdy przewidywane przemieszczenia budynku zagrażają
stateczności konstrukcji ścian często słabo powiązanych z konstrukcją budynku lub gdy
istnieje niebezpieczeństwo rozsunięcia drewnianych belek stropowych lub stalowych belek
stropów odcinkowych lub stropów Kleina lub belek nadprożowych.
Zgodnie z wymaganiami instrukcji [N10] konstrukcja ściągów powinna zostać
zaprojektowana do przejęcia sił rozciągających i bezpiecznego przekazania ich na
konstrukcję. Ściągi powinny mieć charakter wzmocnienia czynnego, czyli powinna istnieć
możliwość wstępnego naciągu i wprowadzenia sił ściskających do konstrukcji. W związku z
tym należy przewidzieć w systemie monitoringu kontrolę wartości sił naciągu ściągów i
metodykę ewentualnej korekty. Sumaryczny przekrój zbrojenia ściągów Fa
zabezpieczających konstrukcje prze nadmiernymi odkształceniami konstrukcji należy
obliczać z zależności:
Instrukcja ITB
L
Fa = 0,0007 ⋅ (max s k − [s k ]u ) ⋅ Q o
(30)
nr 376/2002
Ho
(14)
gdzie:
Fa – sumaryczne pole powierzchni ściągów cm2,
L0 – obliczeniowa długość budynku w kierunku prostopadłym do wykopu, L0=L (lub B) ≤
20 m
H0 – obliczeniowa wysokość budynku w kierunku prostopadłym do wykopu, H0=H ≤ L0,
kN,
Q – całkowite obciążenie budynku na długości L0,
max sk – [sk]u – maksymalna różnica osiadań fundamentów.
W celu omówienia występujących we wzorze wielkości najlepiej posłużyć się prostym
przykładem budynku o prostokątnym rzucie poziomym długości L i szerokości B, którego
podłużna oś nie jest nie jest prostopadła do obudowy, tylko nachylona pod kątem α. Znane
są przemieszczenia gruntu za obudową, które wynoszą
maxv0( − ) , zasięg strefy
bezpośrednich osiadań SI oraz całkowita długość strefy oddziaływania wykopu S. Zgodnie z
zaleceniami instrukcji [N10] krzywa osiadań aproksymowana jest przez dwie proste
przecinające się na granicy strefy SI gdzie przemieszczenia (wypiętrzenia i osiadania) są
równe 50% osiadań przy krawędzi obudowy, a na końcu strefy S są równe zero. W
pierwszej kolejności wyznacza się odległości naroży budynku względem obudowy wykopu
analitycznie lub geometrycznie (odczytując z mapy zasadniczej). Znając kształt deformacji
terenu oraz lokalizację budynku wyznacza się osiadania poszczególnych narożników
budynku (A, B, C, D) oraz punktów zlokalizowanych na bokach budynku, których
odległość od najbliższego obudowie wykopu narożnika budynku wynosi L0 (E,F).
W dalszym ciągu rozpatruje się już fragment budynku o trapezowym rzucie (wypełniony
kolorem szarym na rys. 36) o wierzchołkach w punktach ACEF.
166
Rys. 36. Ilustracja zasady określania nierównomiernych osiadań i wyznaczania zbrojenia
nadziemnej części budynku według [N10]:
a) usytuowanie obudowy wykopu i budynku w planie, b) kształt zdeformowanego podłoża
w przekroju prostopadłym do wykopu, c) widok budynku w przekroju prostopadłym do
wykopu, d) widok wykopu w przekroju równoległym do długości budynku L, e) widok
wykopu w przekroju równoległym do szerokości budynku L, 1 – obudowa wykopu
Odczytane lub obliczone przemieszczenia narożników budynku wynoszą:
(− ) ,
• w narożnikach budynku: ν A(− ) , ν B(− ) , ν C(− ) , ν D
• w punktach odległych o L0 od najbliższego obudowie wykopu narożnika C budynku:
ν E(− ) , ν F(− ) .
Różnice osiadań między poszczególnymi wierzchołkami trapezu wynoszą:
• bok AF: skAF = ν A(− ) − ν F(− ) ,
• bok CE: skCE = ν C(− ) −ν E(− ) ,
167
• bok AC: skAC = ν A(− ) − ν C(− ) ,
• bok EF: skEF = ν E(− ) −ν F(− ) .
Do obliczeń przyjmuje się maksymalną wartość różnic osiadań na poszczególnych bokach
trapezu:
{
max s k = max s kAF ; s kAF ; s kAC ; s kEF
}
(31)
W następnej kolejności zestawia się obciążenia stałe i zmienne oraz środowiskowe na 1 m2 i
oblicza się całkowite obciążenie Q trapezowej części budynku. Biorąc pod uwagę, że
całkowite pole powierzchni poprzecznego pola powierzchni ściągów obliczone ze wzoru
(29) zostało obliczone, jako prostopadłe do boku EF, należy rozłożyć je na składowe
równoległe do długości L i szerokości B budynku według zależności.
Fax = Fa sin α
Fay = Fa cos α
(32)
(33)
Rozłożone na kierunki zbrojenie należy podzielić wzdłuż wysokości budynku H0 i
rozmieścić na całej długości L i szerokości B.
Podana w instrukcji metoda może nastręczać pewnych kłopotów, gdy budynki mają
nieregularny kształt lub gdy rzut budynku długości L0 mierzony prostopadle do budynku jest
złożony, wtedy znacznie korzystniej jest wyznaczać pole powierzchni zbrojenia ściągów w
układzie współrzędnych Cxy przyjętym w narożu budynku położonym najbliżej wykopu o
osiach równoległych do boków budynku. W ten sposób uzyskuje się zbrojenie prostopadłe
do długości Fay lub szerokości budynku Fax. Procedura nie odbiega istotnie od
przedstawionej wcześniej, z tym, że należy wyznaczyć osiadania dodatkowych punktów H i
I odległych o L0y od początku układu współrzędnych i punktów E i G odległych o L0x od
początku układu współrzędnych. Przemieszczenia wynoszą odpowiednio:
• w punktach odległych o L0y od najbliższego obudowie wykopu narożnika C
(− ) , ν (− ) ,
budynku: ν H
I
• w punktach odległych o L0x od najbliższego obudowie wykopu narożnika C
budynku: ν E(− ) , ν G(− ) .
Różnice osiadań między poszczególnymi wierzchołkami części budynku o prostokątnym
rzucie, przy wyznaczaniu zbrojenia Fay wynoszą:
(− ) ,
• bok CH: skCH = ν C(− ) − ν H
(− ) − ν (− ) .
• bok DI: skDI = ν D
I
Do obliczeń przyjmuje się maksymalną wartość różnic osiadań na poszczególnych bokach
prostokąta. W wypadku zbrojenia prostopadłego do długości uzyskuje się L0y
{
max s kx = max s kCH ; s kDI
168
}
(34)
W wypadku obliczeń zbrojenia Fax różnice osiadań między poszczególnymi wierzchołkami
części budynku o prostokątnym rzucie wynoszą:
•
bok AG: skAG = ν (A− ) − ν G(− ) ,
bok CE: skCE = ν C(− ) − ν E(− ) ,
Do obliczeń przyjmuje się maksymalną wartość różnic osiadań na poszczególnych bokach
prostokąta. W wypadku zbrojenia prostopadłego do długości uzyskuje się L0y
•
{
max s ky = max s kAG ; s CE
k
}
(35)
W następnej kolejności zestawia się obciążenia stałe i zmienne oraz środowiskowe na 1 m2 i
oblicza się całkowite obciążenie Qx i Qy części budynku i oblicza się zbrojenie Fax i Fay z
następujących zależności
F ax = 0,0007 ⋅ (max s kx − [s k ]u ) ⋅ Q x
F ay = 0,0007 ⋅ (max s ky − [s k ]u ) ⋅ Q y
Lox
Ho
Loy
Ho
(36)
(37)
Wyznaczone zbrojenie rozkłada się proporcjonalnie wzdłuż wysokości H0 budynku na całej
długości lub szerokości budynku.
Proponowana w instrukcji [N10] metoda, pozwala na wyznaczenie całkowitego pola
powierzchni ściągów jednak wartości sił naciągu, które należy kontrolować nie są znane.
Nieznany jest także rozkład normalnych naprężeń w podziemnej części budynku i w
międzyotworowych filarkach powstający w wyniku współdziałania budynku z osiadającym
podłożem i działaniem wstępnie napiętych ściągów.
W dokładnej metodzie obliczania wzmocnień nadziemnej części nierównomiernie
osiadającego budynku zakłada się, że wypadkowe siły rozciągające przejmują stalowe ściągi
natomiast wypadkową siłę ściskającą przejmuje mur. Jeżeli nierównomierne osiadania
części budynku są mniejsze od wartości granicznej z uwagi na warunki stanu granicznego
użytkowalności [sk]u w budynku nie powstają zarysowania, a więc budynek pracuje w stanie
sprężystym. Po przekroczeniu granicznych wartości nierównomiernych osiadań powstają
zarysowania, a kąt wychylenia budynku po zarysowaniu wyznacza się ze wzoru
T1 =
max sk − [sk ]u
L0
(38)
Wychylenie budynku, powoduje, że nacisk na grunt z prostokątnego występującego w stanie
przed wychyleniem zmienia się na trapezowy, w którym największe wartości obciążeń
występują w miejscu największego przemieszczenia budynku. Wypadkowy odpór podłoża
równoważy wypadkowy nacisk na grunt. Przyjmując liniowy przebieg osiadań gruntu,
odpór gruntu także będzie miał także przebieg liniowy, przy czym na skutek osiadań na
krawędzi najbardziej przemieszczonej odpór przyjmie wartość minimalną. W wyniku
superpozycji nacisków i odporu gruntu uzyskuje się liniowo zmienny przebieg
169
wypadkowych obciążeń działających na fragment budynku. Wartości naprężeń na
przeciwległych krawędziach muszą być identyczne i wynoszą σ 3'
σ 3' = σ 1 − σ 2 =
12M
L20t z
=
6Q xx H o
(39)
L20t z
gdzie:
tz – sumaryczna grubość ścian.
Wypadkowa siła działająca na dolną krawędź budynku wynosi
1
2
P = σ 3' t z L 0 =
3Q xx H o
(40)
L0
Pozioma siła składowa Qxx całkowitego ciężaru budynku Q zależy od przyrostu kąta
wychylenia budynku
max s k − [s k ]u
Q xx = Q sin (T1 ) = Q
(41)
L0
Moment zginający powodujący obrót części budynku wynosi
2
3
M o = PL0 +
WH 0
23
12
= 2Q xx H o = 2Q
(max s k − [s k ]u )H 0
L0
+
WH 0
2
(42)
moment od wiatru
W wzorze (42) uwzględniono dodatkowy moment zginający spowodowany oddziaływaniem
wypadkowej siły od wiatru W.
W celu ograniczenia potencjalnych uszkodzeń przyjmuje się, że mur w ściskanej strefie
oraz rozciągana stal ściągów pracuje w zakresie liniowo-sprężystym, tym samym pomija się
plastyczne właściwości obydwu materiałów. Można dodatkowo założyć, że ściągi zostały
wstępnie sprężone i występuje w nich siła ∆F. Przyjęte modele materiałowe muru i stali
oraz układ sił działających na fragment budynku pokazano na rys. 36a.
W celu wyznaczenia sił wewnętrznych w ściągach, oraz w ściskanych częściach muru,
rozpatruje się warunki równowagi sił poziomych i momentów zginających względem osi
obojętnej przekroju. Równania statyczne zapisuje się w postaci:
∑ Fx = 0
1
− Q xx −W − σ m tx eff +
2
n
∑ (σ si Asi + ∆F i ) = 0
i =1
170
(43)
∑M = 0
n
1
2
− M o +  σ m tx eff  x eff +
(σ si Asi + ∆F i )hi = 0
2
3
i =1
∑
(44)
gdzie:
σ m – naprężenia normalne w skrajnych włóknach muru (w kierunku równoległym do
płaszczyzny spoin wspornych),
σ s – naprężenia normalne w stali,
∆Fi – wstępne siły sprężające w ściągach.
Rys. 36a. Ilustracja założeń przyjętych w do obliczeń wzmocnień budynku poddanego
nierównomiernym osiadaniom: a) przyjęte modele materiałowe muru i stali, b) podstawowe
oznaczenia, c) siły wewnętrzne w myślowo odciętej części budynku, c) odkształcenia
w przekroju zarysowanym
Warunki geometryczne odkształceń w przekroju można sformułować następująco
ε
ε
ε
εm
ε
ε
= s 1 , m = s 2 , m = sn
x eff
h1 x eff
h 2 x eff
hn
(45)
gdzie:
ε m – odkształcenia w skrajnych włóknach muru (w kierunku równoległym do płaszczyzny
spoin wspornych),
σ s – odkształcenia w stali normalne w stali.
171
Związek między naprężeniami i odkształceniami opisują zależności
σ m = ε m Em , σ s1 = ε s1E s , σ s 2 = ε s 2 Es , σ sn = ε sn Es
(46)
gdzie:
Em – moduł sprężystości muru w kierunku równoległym do płaszczyzny spoin wspornych,
Es – moduł sprężystości stali.
Po uwzględnieniu związków (45) i (46) i przyjęciu, że na każdym poziome pole
powierzchni ściągów jest identyczne równe As (suma pola powierzchni przekroju ściągów
jest równa Fa) uzyskuje się układ równań, w którym niewiadomymi są odkształcenia w
ściskanej strefie muru ε m oraz wysokość ściskanej strefy przekroju xeff
n

ε A n
1
 − Q xx −W − ε m E m t z x eff + m s
h i + ∆F i = 0
2
x eff i =1

i =1

n
n
ε
A
1


m s
2
hi2 +
∆F i h i = 0
− M o +  3 ε m E m t z x xeff  + x
eff i =1
i =1

∑
∑
∑
(47)
∑
W celu uniknięcia potencjalnych uszkodzeń najniżej usytuowanych części ściany, należy
dążyć do takiego rozwiązania, aby wysokość strefy ściskanej przekroju ściany nie była
mniejsza od wysokości kondygnacji xeff.≥ hp.
Znając odkształcenia w murze łatwo obliczyć naprężenia ściskające, których wartość nie
powinna być większa od obliczeniowej wytrzymałości muru na ściskanie fd w kierunku
równoległym do płaszczyzny spoin wspornych
σ m = εmE m ≤ fd
(48)
W analogiczny sposób obliczyć można naprężenia na poszczególnych poziomach ściągów
według zależności
σ h E
σ h E
σ h E
σ s1 = m 1 s , σ s 2 = m 2 s , σ sn = m n s
(49)
xeff Em
xeff Em
xeff Em
Parametry materiałowe muru Em oraz fd powinny zostać określone na podstawie badań insitu w trakcie diagnostycznych badań konstrukcji na podstawie badań fragmentów ścian lub
badań składowych elementów muru zaprawy i elementów murowych. Pomocne mogą być
także dane literaturowe dotyczące obiektów zabytkowych. Obszerne informacje w zakresie
określania wytrzymałości muru na ściskanie podano w pracy [23].
Jeżeli program wzmocnienia nie przewiduje wstępnego sprężenia ściągów, należy po
osadzeniu wstępnie je naprężyć w taki sposób, aby niewyczuwalne były luzy. W wypadku,
gdy sprężenie jest niezbędne właściwą siłę wprowadzić należy przy użyciu klucza
dynamometrycznego. Gdy ściągi prowadzone są na zewnątrz budynku uwzględnić należy
zmiany sił naciągu w ściągach spowodowane zróżnicowanymi właściwościami muru i stali.
172
Dodatkowe siły spowodowane różnicą temperatury wyznacza się według wzoru:
Ft = (α ts − α tm )∆tEAs
gdzie:
αts i αtm – współczynniki rozszerzalności cieplnej stali i muru,
∆t – różnica temperatury,
E – współczynnik sprężystości stali,
Ft – pole poprzecznego przekroju ściągu.
(50)
Występująca we wzorze (50) różnica temperatury określona jest w stosunku do temperatury
montażu ściągów. W praktyce schodzenie ściągów powoduje korzystny wzrost naprężeń
ściskających i kontrola naciągu nie jest koniczna. Niebezpieczna natomiast jest sytuacja,
kiedy, ściągi zostaną ogrzane. Wzrost temperatury ściągów o ∆t = +20oC, powinien
skutkować kontrolą ich naciągu. Przy tymczasowych wzmocnieniach budynków zasadne
jest prowadzenie ściągów wewnątrz budynku, gdzie wahania temperatury nie są duże, a
kontrola naciągu przy użyciu śrub rzymskich nie stanowi problemu. Natomiast przy
prowadzeniu ściągów na zewnątrz budynku, sama instalacja jak i późniejsza kontrola
naciągu szczególnie na wyższych kondygnacjach jest problematyczna i z tego powodu
często pomijana.
Ściągi prowadzi się wzdłuż ścian nośnych lub ścian usztywniających jak najbliżej dolnej
powierzchni stropów (lub między drewnianymi belkami) i kotwi się na zewnętrznych
powierzchniach ścian. Korzystne jest, aby przekazanie sił ze ściągów odbywało się przez
profile walcowane umieszczone wzdłuż całej długości ścian ograniczając oddziaływanie
ściągów na górną krawędź ściany powodując jej zginanie. Dyskusyjną sprawą pozostaje
sprawa osadzania ściągów w bruzdach, których kucie jest bardzo pracochłonne. Można
przyjąć zasadę, że osadzenie doraźne ściągów może być konieczne, jeżeli w wyniku
prowadzenia prac powstaną uszkodzenia i usunięcie ściągów, jako doraźnego
zabezpieczenia byłoby niebezpieczne. Jeżeli nierównomierne osiadania nie spowodują
istotnych uszkodzeń ściągi można zlikwidować, lub w porozumieniu z Właścicielem
pozostawić jako zabezpieczenie trwałe.
Przykładowe rozmieszczenie ściągów w budynkach o różnych kształtach pokazano na
rys. 37, a widok budynków wzmocnionych ściągami budynku pokazano na rys. 38.
Rys. 37. Przykładowe rozmieszczenie ściągów w budynkach o różnym układzie ścian
nośnych i usztywniających (szczegóły kotwienia "A", "B", "C", "D" według rysunku 39)
173
a)
b)
c)
Rys. 38. Widok budynku wzmocnionego ściągami: a) kotwienie ściągów na różnych
poziomach przy użyciu profili walcowanych, b) mieszane – przez profile i blachy kotwiące
kotwienie ściągów prowadzonych na zewnętrznych powierzchniach ściany, c) budynek ze
ściągami osadzonymi w bruzdach
Ściągi poprowadzone wzdłuż ścian zewnętrznych kotwi się w narożnikach budynku przez
profile kątowe – rys. 39. Minimalną długość kątownika ze względu na zginanie można
obliczyć z zależności
l op = 22,74
I
− 1 cm
b
gdzie:
lop – optymalna długość kątowników [cm],
J – moment bezwładności kątownika [cm4],
b – szerokość półki kątownika, [cm].
174
(51)
Rys. 39. Szczegóły podpór ściągów [42, 53]:
a) konstrukcja węzła w narożu budynku, b) część oporowa pod ściągi sprężające,
c) szczegół podparcia ściągów wzajemnie prostopadłych, d) konstrukcja kotwienia ściągów
poza narożnikiem ; 1 – ściągi, 2 – kształtownik oporowy, 3 – podkładka, 4 – ściana, 5 –
nakrętka, 6 – śruba, 7 – tuleja, 8 – zaprawa cementowa, 9 – blacha kotwiąca
Stosując blachy oporowe siły ze ściągów rozkłada się na większą powierzchnię. Wymiar
blachy dobrać należy z warunku nieprzekroczenia naprężeń ścinających w płaszczyźnie
spoin wspornych. Ze względu na występujący skurcz, pominąć należy wpływa ścinania w
spoinach czołowych muru – rys. 40.
Rys. 40. Zakotwienie ściągu na murze przez blachy kotwiące, 1 – stalowy ściąg, 2 – blacha
kotwiąca, 3 – przekrój przejmujący siłę ze ściągu
175
Pole powierzchni blachy oporowej określa zależność
Ab =
F
F
=
2τ d
2f vd
(52)
gdzie:
F – obliczeniowa siła w ściągu,
fvd = (fvk0 +0,4σd)/γM – obliczeniowa wytrzymałość muru na ścianie w kierunku
równoległym do płaszczyzny spoin wspornych,
fvk0 = 0,5 N/mm2– początkowa wytrzymałość muru na ścianie, w przypadku braku danych
przyjąć można wartość fvk0 = 0,1 N/mm2,
σd – obliczeniowe naprężenia normalne prostopadłe do płaszczyzny spoin wspornych,
γM – częściowy współczynnik bezpieczeństwa muru równy γM = 2,5.
Przykład P1
1. Cel obliczeń
Obliczenie potrzebnego pola powierzchni i sił w ściągach oraz naprężeń w ściskanej
części muru.
2. Uproszczony opis konstrukcji budynku
Budynek długości 35 m, szerokości 14 m i wysokości łącznie z drewnianą więźbą 12 m.
Wszystkie ściany nośne i usztywniające grubości 25 cm. Strop nad piwnicą odcinkowy,
pozostałe stropy drewniane. Głębokość posadowienia -1,8 m p.p.t. Wysokość kondygnacji
piwnicznej hp = 2,2 m, wysokości poszczególnych są równe h1 = h2 = 3,2 m. Liczba
obciążanych stropów n = 3. Widok modelu budynku pokazano na rys. P.1.
Rys. P1.1. Model rozpatrywanego budynku
3. Dostępna informacja o dopuszczalnych i przewidywanych osiadaniach budynku
Na podstawie analiz określono graniczną wartość nierównomiernych osiadań z uwagi na
stan graniczny użytkowalności na poziomie [sk]u = 8 mm, a ze względu na stan graniczny
nośności [sk]n = 18 mm. Maksymalne nierównomierne osiadania podłoża określone na
podstawie numerycznych obliczeń w rejonie analizy siadania Obliczenia osiadań wykazały,
że nierównomierne osiadania w obrębie budynku wyniosą max sk = 17 mm.
176
4. Właściwości muru i stali ściągów sprężających
Na podstawie diagnostycznych badań konstrukcji budynku określono, charakterystyczną
wytrzymałość muru na ściskanie fk = 4,35 MPa. Korzystając z procedury normowej (wg pkt.
3.7.2, PN-EN 1996-1-1 [N17]) obliczono wartość modułu sprężystości muru Em = 4350
MPa. Po przyjęciu częściowego współczynnika bezpieczeństwa równego γM = 2,5 obliczono
obliczeniową wytrzymałość muru na ściskanie wynoszącą fd = 1,74 MPa. Obliczeniowe
odkształcenia w murze wynoszą εm1 = 0,4 ‰. Do wykonania ściągów zastosowano pręty
średnicy 25 mm i polu powierzchni równym 4,9 cm2, wykonane ze stali BSt500 o module
sprężystości Es = 200000 MPa i obliczeniowej granicy plastyczności wynoszącej fyd = 420
MPa.
5. Obliczenie całkowitego ciężaru fragmentu budynku
Zgodnie z zaleceniami instrukcji [N10] L = 35 m > 20m do obliczeń przyjęto obliczeniową
długość budynku równą L0 = 20 m. Ponieważ wysokości ścian konstrukcyjnych budynku H
= 8,6 m < B = 14 m przyjęto do obliczeń H0 = 8,6 m. Na podstawie rozpoznania konstrukcji
zestawiono obciążenia stałe i użytkowe w budynku:
- obliczeniowe obciążenie ssaniem wiatru na ściany: ws = 0,75 kN,
- obliczeniowa pozioma siła spowodowana ssaniem wiatru: W = wsBH0 = 90,3 kN,
- obliczeniowe obciążenia stałe ze stropów: gomv = 3,25 kN/m2,
- obliczeniowe obciążenia zmienne na stropach z uwzględnieniem ścianek działowych:
qo = 4,88 kN/m2,
- średni ciężar objętościowy ścian (uwzględniający dwustronny tynk cementowo-wapienny
grubości 25 mm): γc = 19,3 kN/m3,
- całkowity obwód ścian na każdej kondygnacji (powiększony o 10% ze względu na
możliwe odchyłki wymiarowe): ls = (2L0 + B)1,1 = 81,4 m,
- obliczeniowe obciążenie ze ścian: Gso = (lstγchp) + (lstγch1) + (lstγch2) = 3383,5 kN,
- obliczeniowe obciążenie ze stropów: Gsto= n (gomv+ qo)L 0B = 6825 kN,
- całkowite obciążenie budynku na długości L0: Q = Gso + Gsto = 10208,5 kN,
- pozioma składowa siła wywołana wychyleniem budynku:
Qxx = Q(max sk - [sk]u)/L0 = 4,6 kN,
- całkowite poziome obciążenie budynku: Qxx + W = 94,9 kN
6. Potrzebne pole powierzchni ściągów według zaleceń instrukcji [N10]
Potrzebne pole powierzchni ściągów wyznaczono zgodnie z instrukcją [N10], według wzoru
Instrukcja ITB
L
F a = 0,0007 ⋅ (max s k − [s k ]u ) ⋅ Q o = 149,6 cm 2
nr 376/2002
Ho
(14)
W budynku należy rozmieścić 31 ściągów średnicy 25 mm o łącznym polu powierzchni
równym Fa = 152,2 cm2.
7. Potrzebne pole powierzchni ściągów według metody dokładnej
Założono, że ściągi zostaną zastosowane pod drewnianymi stropami na dwóch poziomach.
Na każdym poziomie umieszczone zostaną cztery ściągi, w których wstępny naciąg na
każdej kondygnacji wynosi ∆F = 20 kN (5 kN na każdy ściąg). Całkowite pole powierzchni
177
ściągów na każdym poziomie wynosi: As1 = 19,6 cm2. W pierwszej kolejności należy
obliczyć moment zginający spowodowany osiadaniem gruntu oraz działaniem wiatru
M o = 2Q
(42)
(max s k − [s k ]u )H 0
L0
+
WH 0
2
= 427,8 kNm.
Następnie układa się układ równań równowagi sił w przekroju
(47)



ε
1
− Q xx −W − ε m E m t z x eff + E s m (H 0 − x )As 1 + ∆F  +

2
x eff






ε

+ E s m (H 0 − x − h 2 )As 1 + ∆F  = 0
x eff






ε
1


2
m
− M +  ε E t x
(H 0 − x )2 As 1 + ∆F (H 0 − x ) +
o
m m z xeff  + E s

x eff
3
 


 

εm
(H 0 − x − h 2 )2 As 1 + ∆F (H 0 − x − h 2 ) = 0
+ E s
x eff
 

Po rozwiązaniu metodą iteracyjną uzyskano: xeff = 2,28 m > hp = 2,2 m, εm = 1,68·10-5< εm1
= 40·10-5.
Następnie obliczyć można wartości naprężeń w murze oraz ściągach:
(48)
(49)
σ m = ε m E m = 0,073 MPa ≤ f d = 1,74 MPa
ε
σ s 1 = E s m (H 0 − x eff ) = 9,32 MPa,
x eff
ε
σ s 2 = E s m (H 0 − x eff − h 2 ) = 4,60 MPa.
x eff
Całkowite siły w ściągach są równe:
F1 = σ s 1 As 1 + ∆F = 38,9 kN,
F 2 = σ s 2 As 1 + ∆F = 29,0 kN.
8. Podsumowanie
Wykorzystując instrukcję [N10] uzyskano całkowite pole powierzchni zbrojenia w postaci
ściągów odpowiadające 31 prętom średnicy 25 mm. Pod każdym drewnianym stropem
należałoby umieścić po 16 ściągów. W metodzie dokładnej, założony w sumie 8 ściągów
wstępnie sprężonych siłą 5 kN. W stadium po wychyleniu w ściskanej strefie ściany nie
stwierdzono przekroczenia obliczeniowej wytrzymałości muru na ściskanie. Także w
prętach naprężenia okazały się dużo mniejsze niż obliczeniowa granica plastyczności.
178
Przez cały okres realizacji głębokiego wykopu jak i po zakończeniu inwestycji i
wystąpieniu trwałych wychyleń spełnione powinny być warunki stanów granicznych
nośności ścian obciążonych głównie pionowo. Wychylenie budynku powoduje powstanie
poziomych składowych obciążeń w ścianach oraz sił działających ze stropów. Oczywiście
norma PN-EN 1996-1-1 [N17] nie podaje gotowych rozwiązań w tym zakresie, skorzystać
jednak można z informacji zawartych w pkt. 5.5.1 (2) Momenty zginające oblicza się,
przyjmując parametry materiałów podane w Rozdziale 3, właściwości połączeń i
podstawowe zasady mechaniki konstrukcji. UWAGA Uproszczone metody obliczania
momentów zginających w ścianach usztywniających obciążonych pionowo podano w
Załączniku C. Załącznik C(4) i Załącznik C(5) mogą być stosowane we wszystkich
obliczeniach wykorzystujących liniową teorię sprężystości.
Dzięki takiemu zapisowi, wartości sił wewnętrznych w przekrojach miarodajnych
ściany, uzyskać można rozwiązując prętowy/ramowy model budynku. Każde obciążenie
pionowe występujące w modelu obliczeniowym ściany należy rozłożyć na składową
prostopadłą i równoległą do powierzchni wychylonego terenu. Dzięki temu oprócz
momentów zginających i sił osiowych obliczonych jak w wypadku modelu pionowego
(rys. 41a) uzyskuje się dodatkowe wartości sił wewnętrznych od składowych poziomych
(rys. 41b).
Rys. 41. Model ramowy wychylonego budynku bez ścian wewnętrznych: a) momenty
zginające od pionowych składowych obciążeń, b) momenty zginające od poziomych
składowych obciążeń
W kombinacji obciążeń należy rozważyć zmienne wychylenie budynku spowodowane różną
krzywizną niecki terenu, a do obliczeń sprawdzających ULS wybrać wartości sił
wewnętrznych wywołujących najbardziej niekorzystne skutki. Więcej problemów nastręcza
sprawdzenie nośności wychylonych ścian murowanych, w których w poziomie stropów
mogą powstać zarysowania lub gdy występują stropy drewniane, a więc gdy występuje
model przegubowy. Informacje zawarte w załączniku C normy, według których można w
sposób uproszczony wyznaczać siły wewnętrzne w pionowej ścianie nie są wystarczające do
sprawdzenia warunków ULS. Generalnie modelem ściany jest pręt, na którego górny koniec
działają siły podłużne z wyższych kondygnacji NEdu na mimośrodzie eg1 oraz siła ze stropu
NEdf na mimośrodzie eg. Na dolny koniec pręta działa wypadkowa siła pionowa na
mimośrodzie ed. Nie trudno dowieść, że przy arbitralnie narzuconych wartościach
mimośrodów pionowych sił na dolnej i górnej krawędzi ściany nie są spełnione warunki
równowagi. Dlatego w modelu powinna występować para poziomych sił R przyłożonych w
miejscu połączenia ściany ze stropami zapewniająca równowagę pręta. W rzeczywistej
179
konstrukcji poziome siły na górnym i dolnym końcu ściany są efektem tarcia (pomijając
kohezję) między belkami a murem i zależą od obciążenia ze stropu i może, co najwyżej
osiągnąć wartość R≤ µNEdf (µ – współczynnik tarcia między belkami drewnianymi a murem)
– rys.42.
eg1 =
t −a
,
2
2t − a
eg =
,
4
t −a
ed =
,
2
t – grubość ściany,
a – głębokość oparcia stropu
na ścianie
Rys. 42. Przegubowy model ściany według PN-EN 1996-1-1:2010 [N17]
Przyjęte uproszczenie normowego modelu polegające między innymi na przekazywaniu
obciążenia z wyższych kondygnacji w połowie głębokości oparcia stropu umożliwia
sprawdzenie nośności dowolnej ściany z pominięciem mimośrodowego przekazania
obciążenia ze ścian znajdujących się powyżej. Jeżeli stropy oparte są na głębokość a na
ścianie w sposób ciągły (wieńce) takie założenie można uważać za słuszne. Jednak w
wypadku stropów drewnianych, w których rozstaw belek jest dość duży i nie występują
wieńce, założenie o przekazaniu obciążenia w połowie głębokości oparcia stropu jest
niebezpiecznym uproszczeniem zaniżającym wartość momentów zginających w ścianie.
Poprawnie jest założyć, że na górną krawędź rozpatrywanej ściany działają obciążenia ze
ścian wyższych kondygnacji nie w połowie głębokości oparcia stropu na ścianie, ale na
pewnym mimośrodzie wynikającym z warunków równowagi ściany. W pierwszym
przypadku można przyjąć, że w połączeniu stropu nie występują poziome siły, wtedy można
rozpatrywać model pręta obciążonego na górnym końcu pionowymi siłami z wyższych
kondygnacji oraz pionową siłą ze stropu, a na dolnym końcu siłą pionową na nieznanym
mimośrodzie ed – rys. 43a Model znajduje się w równowadze wyłącznie w wyniku działania
sił pionowych (R=0), w związku z tym mimośród siły na dolnej krawędzi ściany jest równy
ed =
N Edu e g 1 + N Edf e g
N Edu + N Edf + G
, ed ≤ 0,45t
(53)
W drugim przypadku można założyć, że stropy stanowią poziomą podporę ściany i na
górnym i dolnym końcu występują poziome siły R. Rozwiązanie uzyskuje się traktując
ścianę jak pręt oparty u podstawy na mimośrodzie (quasiutwierdzenie) i podparty
przegubowo przesuwnie u góry (jednokrotnie statycznie niewyznaczalny) – rys. 43b Wtedy
wartość poziomej siły R oblicza się ze wzoru
R=
3 N Edu e g 1 + N Edf e g
≤ µN Edf , e g 1 ≤ 0,45t
2
hk
180
(54)
Przy maksymalnych mimośrodach sił na górnej krawędzi ściany rzędu 0,45t i przeciętnym
stosunku wysokości kondygnacji do grubości ściany hk/t = 10 wartość poziomej siły w
połączeniu ściany ze stropem nie przekracza 5 – 8% całkowitego obciążenia ściany.
Wartość mimośrodu na dolnej krawędzi ściany oblicza się z zależności
ed (N Edu + N Edf + G ) + (N Edu e g 1 + N Edf e g ) − Rhk = 0
ed = −
(
)
(55)
1 N Edu e g 1 + N Edf e g
, ed ≤ 0,45t
2 (N Edu + N Edf + G )
Rys. 43. Możliwe modele ściany w budynku z drewnianymi stropami:
a) model pomijający wpływ poziomych sił w miejscu połączenia stropów z murem,
b) model uwzględniający obecność sił poziomych
W jednym i drugim przypadku wartość mimośrodu eg1obciążeń z wyższych kondygnacji
NEdu na górnej krawędzi ściany trzeba obliczyć rozpatrując każdą ścianę zlokalizowaną
wyżej wyznaczając wielkość mimośrodu. Pominięcie lub uwzględnienie sił poziomych w
połączeniu powoduje, że w ścianie rozkład momentów zginających jest wyraźnie
zróżnicowany. Biorąc pod uwagę normowe warunki ULS podane w normie [N17] według
której istotna jest bezwzględna wartość momentów zginających przekrojach skrajnych oraz
w połowie wysokości ściany zdecydowanie najbardziej niekorzystny jest model w którym
pomija się występowanie sił w połączeniu stropu ze ścianą i moment zginający od obciążeń
pionowych jest stały na całej wysokości pręta. Pominięcie sił w połączeniu wyklucza
uwzględnienie poziomych obciążeń spowodowanych wiatrem lub wychyleniem ściany.
Stosując model uwzględniający występowanie sił w połączeniu uzyskuje się większe
nośności, ale należy mieć pewność, że połączenie jest sztywne i zdolne jest do przejęcia sił.
Często zdarza się, że połączenia są znacznie rozluźnione w wyniku korozji biologicznej
drewna bądź uszkodzeń muru i założenie, że połączenie jest zdolne do przejęcia sił R może
być ryzykowne.
Przyjęcie modelu, w którym występują poziome siły w połączeniu stropu ze ścianami
można wykorzystać w sytuacji, kiedy budynek ulega wychyleniu. W tym wypadku oprócz
pionowych sił pochodzących z wyższych kondygnacji i ciężaru własnego ściany występują
siły poziome zmieniające wartości momentów zginających w ścianie.
Ze względu na niesymetrię oddziaływań, konieczność wyznaczania mimośrodów
pionowego obciążenia ze ścian wyższych kondygnacji, najlepszą ilustracją obliczeń
wychylonej ściany stanowi ściana zewnętrzna podpiwniczonego dwukondygnacyjnego
budynku wychylonego o kąt T, pokazana na rys. 44.
181
Wysokość i grubość ściany najwyższej kondygnacji wynoszą odpowiednio hk(1) , t (1) .
Głębokość oparcia drewnianego stropu najwyższej kondygnacji wynosi a (1) . Ściana
rozpatrywanej kondygnacji ma wysokość i grubość równe hk, t. Pionowe obciążenia
przekazujące się na ściany z dachu i stropu najwyższej kondygnacji rozkłada się na
składowe równoległe i prostopadłe do osi podłużnej ściany według ogólnych zależności
(1) = N (1) sin (T ) , N (1) = N (1) cos(T )
N gh
gv
g
g
(
(
(
(1) cos(T )
1)
1)
1)
N Edfh = N Edf sin (T ) , N Edfv = N Edf
(56)
gdzie:
N g(1) – pionowe obciążenie z dachu działające na ścianę, kN,
(1) – pionowe obciążenie ze stropu poddasza na ścianę, kN,
N Edf
(1) , N (1) – prostopadła i równoległa składowa pionowego obciążenia z dachu,
N gh
gv
(1) , N (1) – prostopadła i równoległa składowa pionowego obciążenia ze stropu
N Edfh
Edfv
poddasza.
Obciążenia z dachu oraz ze stropu poddasza działają na mimośrodach równych e (g1) , e (gf1) .
Postępując konsekwentnie, rozkłada się ciężar ściany na składowe równoległe i prostopadłe
do osi ściany
(1) = g (1) sin(T ) , g (1) = g (1) cos(T )
g dh
dv
d
d
(57)
gdzie:
g d(1) – ciężar ściany, kN/m,
(1) , g (1) – prostopadła i równoległa składowa ciężaru ściany, kN/m.
g dh
dv
Z warunku sumy rzutów oblicza się wartości sił pionowych i poziomych przekazujących się
na niższą kondygnację
(1) + g (1)h (1)
N 2(1v) = N g(1v) + N Edf
v
dv k
(1) + N (1) + g (1)h (1)
N 2(1h) = N gh
dh k
Edfh
(58)
Natomiast z warunków równowagi sił względem podstawy ściany oblicza się mimośród
działania pionowej siły według następującej zależności
ed(1) = −
(
)
(1) (1)
(1) h(1) + N (1) h(1)
(1) (1)
N gh
1 N gv eg + N Edfv egf
k
Edfh k
−
2 N g(1v) + N (1) + g (1)h(1) N g(1v) + N (1) + g (1)h(1)
Edfv
dv k
Edfv
dv k
(
)
182
(59)
Składowa pozioma od ciężaru własnego ściany może być pominięta ponieważ wywołuje
wyłącznie zginanie ściany w płaszczyźnie, a ze względu na przyjęcie przegubowego
podparcia końców ściany w podporach występują tylko poziome składowe zapewniające
równowagę.
Wypadkowa na dolnej krawędzi powinna znajdować się w obrębie przekroju ściany, czyli
spełniony powinien być warunek ed(1) ≤ 0,45t (1) w przeciwnym razie dojść może do utraty
stateczności ściany.
Przy różnych grubościach ściany należy dokonać transformacji mimośrodu względem osi
rozpatrywanej ściany według zależności
t (1)
(60)
− + ed(1)
2
2
Analogicznie postępuje na w ścianie rozpatrywanej kondygnacji. W pierwszej kolejności
obciążenia ze stropu i ciężar ściany rozkłada się na składowe prostopadłe i równoległe do
ed =
t
osi ściany (działające na mimośrodzie równym e gf )
N Edfh = N Edf sin (T ) , N Edfv = N Edf cos(T )
(61)
gdzie:
N Edf – pionowe obciążenie ze stropu na ścianę, kN,
N Edfh , N Edfv – prostopadła i równoległa składowa pionowego obciążenia ze stropu.
Ciężar ściany rozkłada się na składowe równoległe i prostopadłe do osi ściany
g dh = g d sin (T ) , g dv = g d cos(T )
(62)
gdzie:
g d – ciężar ściany, kN/m,
g dh , g dv – prostopadła i równoległa składowa ciężaru ściany, kN/m.
Z warunku sumy rzutów oblicza się wartości sił pionowych i poziomych występujących w
górnym i dolnym przekroju ściany
• górna krawędź ściany
N 1v = N 1d = N 2(1v) + N Edfv
N = N (1) + N
1h
2h
Edfh
• dolna krawędź ściany
N 2v = N 2d = N 1v + g dv hk
N 2h = N 2h + g dh hk
183
(63)
Natomiast momenty zginające na górnej i dolnej krawędzi ściany są równe
• górna krawędź ściany
M 1d = N 2(1v) ed + N Edfv e gf
(64)
• dolna krawędź ściany
(
)
M 2d = − M 1d − N 2(1h) + N Edfh hk
1
2
Rys. 44. Model wychylonej ściany:
a) obciążenia ściany, b) model ściany, c) siły wewnętrzne w ścianie
W połowie wysokości ściany siły osiowe obliczyć można, jako średnią arytmetyczną sił na
końcach ściany, natomiast moment zginający należy powiększyć o wpływ zginania ściany w
płaszczyźnie spowodowany poziomą składową od ciężaru własnego oraz wpływem wiatru z
następujących zależności
184
N md = 0,5(N 1d + N 2d )
mimosrodowe i poziome
obciazenie sciany
M md =
6447448
1
M + M 2d
2 1d
(
)
wychylenie sciany
+
678
g dh h 2k
8
wiatr
 644
4
7444
8


2
w p hk2 
 w s hk
±
lub

8 
 8




(65)
(66)
Sprawdzenie nośności ściany obciążonej głównie pionowo przeprowadza w przekroju
dolnym i górnym oraz w połowie wysokości. Przekrojach nad i pod stropem wartości
współczynników redukcyjnych nośności [N17] obliczyć należy z następujących zależności
PN-EN
1996-1-1
(6.4) i (6.5)
(M / N 1d + e init )
e1
= 1 − 2 1d
t
t
(
M 2d / N 2d + e init )
e2
φ2 = 1 − 2 = 1 − 2
t
t
φ1 = 1 − 2
(67)
(68)
gdzie:
hinit = hef/450 – mimośród początkowy według pkt. 5.1 normy [N17].
W połowie wysokości ściany współczynnik redukcyjny nośności φm jest funkcją mimośrodu
działania obciążenia em pionowego, który można obliczać według załącznika G normy
[N17].
Pozioma składowa powstająca przy wychyleniu budynku przekazuje się na ściany nośne
powodując ich zginanie z płaszczyzny. Pozioma składowa w ścianach usztywniających
wywołuje ścinanie powodując ukośne zarysowanie. Najbardziej narażonymi elementami
konstrukcji budynku są filarki międzyokienne – rys. 45.
Rys. 45. Siły wewnętrzne w filarkach międzyokiennych
185
Sumaryczną poziomą siłę wynikającą z wychylenie budynku oraz obecności ściągów
występującą w poziomie stropu rozpatrywanej kondygnacji należy rozłożyć proporcjonalnie
do sztywności filarków według zależności
Vn =
∑Q x −∑ F J n
∑Jn
(69)
w której:
Vn – pozioma siła ścinająca działająca na rozpatrywany filarek,
J n – moment bezwładności rozpatrywanego filarka,
∑ Qx – suma równoległych do powierzchni terenu składowych sił występujących
powyżej rozpatrywanej ściany usztywniającej,
suma sił w ściągach występujących powyżej rozpatrywanej ściany
usztywniajacej,
∑ J n – suma momentów bezwładności poprzecznego pola powierzchni filarków
międzyokiennych.
∑F –
Sprawdzenia nośności danego filarka na ścinanie należy przeprowadzić zgodnie z pkt. 6.2
Eurokodu 6 [N17] z ogólnej zależności
PN-EN
V Ed ≤V Rd
(70)
1996-1-1
(6.12)
PN-EN
f
+ 0,4σ d
f
+ 0,4(N / tl c )σ d
V Rd = f vd tl c = vk 0
tl c = vk 0
tl c
(71)
1996-1-1
γ
γ
M
M
(6.13)
w której:
VEd = Vn – obliczeniowe obciążenie filarka,
VRd = f vd tlc – obliczeniowa nośność na ścianie filarka.
lc – długość ściskanej strefy filarka. Gdy nie prowadzi się dokładnych obliczeń można
przyjąć lc = ln (por. rys. 45),
fvd – obliczeniowa wytrzymałość muru na ścinanie przy średnich naprężeniach pionowych
obliczonych od sił N,
fvk0 – początkowa wytrzymałość muru na ścinanie, otrzymana z według pkt. 2.4.1 i pkt.
3.6.2 EC-6 [N17],
t – grubość filarka.
186
Przykład P2
1. Cel obliczeń
Wyznaczyć momenty zginające w miarodajnych przekrojach zewnętrznej ściany ceglanej
nad piwnicą wychylonej o kąt T = ±15‰. Porównać momenty zginające z wynikami
uzyskanymi jak dla ściany niewychylonej. Pominąć wpływ wiatru.
2. Konstrukcja sprawdzanej ściany
Przedmiotem obliczeń jest zewnętrzna ściana
dwukondygnacyjnego
murowanego
budynku
z drewnianymi stropami – rys. P2.1. Grubość ściany
najwyższej
kondygnacji
t (1) = 0 ,25 m ,
wynosi
a wysokość hk(1) = 2 ,60 m .Na ścianie ułożono strop
poddasza, z którego pionowe obciążenie obliczeniowe
(1) = 45 kN i przekazuje się na odcinku
wynosi N Edf
a (1) = 0,15 m .
Pionowe
obliczeniowe
obciążenie
z więźby dachowej równe N g(1) = 7 ,2 kN przekazuje się
przez namurnicę o
kwadratowym przekroju
poprzecznym równym 0,14 m×x0,14m. Sprawdzana
ściana ma wysokość równą hk = 3,00 m i grubość
wynoszącą t = 0,38 m i obciążona jest ze stropu
opartego na murze na głębokość a = 0,20 m
obliczeniową siłą pionową równą N Edf = 67 kN .
Obliczeniowy
Rys. P2.1 Geometria ściany
ciężar
objętościowy
muru
(wraz
z tynkiem) γ = 25 kN/m 3 . Przyjęto współczynnik
tarcia między drewnianymi belkami a murem
wynoszący µ = 0,1, oraz szerokość pasma ściany równą
b = 1,0m.
3. Wielkości mimośrodów działania obciążeń
e g(1) =
t (1)
−
c
= 0,055 m – mimośród obciążenia z więźby dachowej,
2
2
(1) (1)
(1) = 2t − a = 0,088 m – mimośród obciążenia ze stropu poddasza,
e gf
4
2t − a
ev =
= 0,14 m – mimośród obciążenia ze stropu opartego na rozpatrywanej scianie.
4
187
4. Obciążenia od ciężaru własnego ściany
g d(1) = γt (1)b = 6,25 kN/m – ściana najwyższej kondygnacji,
g d = γtb = 9,50 kN/m – ściana rozpatrywanej kondygnacji (nad piwnicą).
5. Składowe obciążeń występujące po wychyleniu ściany
Składowe obciążeń działających na ścianę wyznaczono według zależności (56) i (57)
i zestawiono tablicy P2.1.
Tablica P2.1. Składowe obciążeń ścian występujące po wychyleniu ściany (T = +15‰.)
Obciążenie
Składowa prostopadła do osi
Składowa równoległa do osi
g d(1)
(1) = 0,094 kN/m
g dh
(1) = 6,25 kN/m
g dv
gd
g dh = 0,142 kN/m
g dv = 9,50 kN/m
N g(1)
(1) = 0,11 kN
N gh
(1) = 7,20 kN
N gv
N Edf
N Edfh = 1,0 kN
N Edfv = 67 kN
(1)
N Edf
(1) = 0,675 kN
N Edfh
(1) = 45 kN
N Edfv
Uwaga!
Przy kącie wychylenia równym T = – 15‰, zmianie ulega kierunek działania składowych obciążeń
prostopadłych do osi ściany. W obliczeniach przedstawionych poniżej należy zmienić znaki we
wszystkich wyrażeniach zawierających przy składowe obciążeń prostopadłe do osi ściany.
6. Siły wewnętrzne działające na niewychyloną ścianę poddasza
• górna krawędź ściany
(1) = 52,2 kN
N 1(d1) = N g(1) + N Edf
M (1) = N (1)e (1) + N (1) e (1) = 4,33 kNm
1d
• dolna krawędź ściany
g
g
Edf
gf
N 2(1d) = N 1d + g d(1)hk(1) = 68,45 kN
Wartość mimośrodu działania obciążenia u podstawy ściany niewychylonej wyznaczono z
zależności (59) z pominięciem poziomych składowych obciążeń
(59)
ed(1) = −
(
)
(1) (1)
(1) (1)
1 N g e g + N Edf e gf
= – 0,032 m, ed(1) ≤ 0,45t (1) = 0,11 m
2 N g(1) + N (1) + g (1)h (1)
Edf
d k
(
)
Warunek spełniony.
Pozioma siła utrzymująca ścianę obliczona ze wzoru (54) w poziomie stropu poddasza
wynosi
188
(1)
R=
(54)
3 M 1d
(1) = 4,5 kN
= 2,5 kN ≤ µN Edf
2 h (1)
k
Warunek spełniony.
M 2(1d) = N 1(d1) ed(1) = –2,17 kNm
7. Siły wewnętrzne działające na niewychyloną ścianę nad piwnicą
• górna krawędź ściany
N 1d = N 2(1d) + N Edf = 135,5 kN
Ze względu na różną grubość ścian, dokonano transformacji wielkości mimośrodu według
zależności (60)
(60)
ed =
t (1)
2
−
t
2
+ ed(1) = -0,097 m, ed ≤ 0,45t = 0,17 m
Warunek spełniony.
M 1d = N 1d ed + N Edf e gf = 2,17 kNm
Pozioma siła utrzymująca ścianę obliczona ze wzoru (54) w poziomie stropu
R=
(54)
3 M 1d
= 1,4 kN ≤ µN Edf = 6,7 kN
2 h
k
Warunek spełniony.
• dolna krawędź ściany
N 2 d = N1d + g d hk = 163,95 kN
1
M 2d = − M 1d = –1,38 kNm
2
• połowa wysokości ściany
N + N 2d
N md = 1d
= 149, 7 kN
2
M + M 2d
M md = 1d
= 0,691 kNm
2
8. Siły wewnętrzne działające na wychyloną ścianę poddasza
•
górna krawędź ściany
(1) = 52,2 kN
N1(1v) = N g(1) + N Edf
(1) e (1) = 4,33 kNm
M 1(d1) = N g(1)e g(1) + N Edf
gf
189
•
dolna krawędź ściany
N 2(1v) = N 1d + g d(1)hk(1) = 68,45 kN
Wartość mimośrodu działania obciążenia u podstawy ściany niewychylonej wyznaczono z
zależności (59) z pominięciem poziomych składowych obciążeń
ed(1) = −
(58)
)
(
(1) (1)
(1) h (1) + N (1) h (1)
(1) (1)
N gh
1 N gv e g + N Edfv e gf
k
Edfh k
= – 0,061 m
−
2 N g(1v) + N (1) + g (1)h (1) N g(1v) + N (1) + g (1)h (1)
Edfv
dv k
Edfv
dv k
(
)
ed(1) ≤ 0,45t (1) = 0,11 m
Warunek spełniony.
Pozioma siła utrzymująca ścianę obliczona ze wzoru (54) w poziomie stropu poddasza
wynosi
(1)
R=
(54)
3 M 1d
(1) = 4,5 kN
= 2,5 kN ≤ µN Edf
2 h (1)
k
Warunek spełniony.
(
)
1
(1) + N (1) h (1) = –4, 22 kNm.
M 2(1d) = − M 1(d1) − N gh
Edfh k
2
9. Siły wewnętrzne działające na wychyloną ścianę nad piwnicą
• górna krawędź ściany
N 1v = N 1d = N 2(1v) + N Edfv = 135,4 kN
Ze względu na różną grubość ścian, dokonano transformacji wielkości mimośrodu według
zależności (60)
(59)
ed =
t (1)
2
−
t
2
+ ed(1) = – 0,126 m, ed ≤ 0,45t = 0 ,17 m
Warunek spełniony.
M 1d = N 2(1v) ed + N Edfv e gf = 0,728 kNm
Pozioma siła utrzymująca ścianę obliczona ze wzoru (54) w poziomie stropu
(54)
R=
3 M 1d
1
+ N Edfh + g dh hk = 1,25 kN ≤ µN Edf = 6 ,7 kN
2 h
2
k
Warunek spełniony.
•
dolna krawędź ściany
N 2v = N 2d = N 1v + g dv hk = 163,93 kN
(
)
M 2d = − M 1d − N 2(1h) + N Edfh hk = – 2,673 kNm
1
2
190
• Połowa wysokości ściany
N md =
M md =
N 1d + N 2d
M 1d + M 2d
2
= 149, 7 kN
2
2
+
g dh hk
8
= –2,637 kNm
W analogiczny sposób wyznaczono wartości sił wewnętrznych przy kącie wychylenia
ściany wynoszącym T = –15‰ zmieniając znak przy wyrażeniach zawierających składowe
prostopadłe do osi ściany.
10. Podsumowanie
W tablicy P2.2. i na rys. P2.2 zestawiono uzyskane wartości sił wewnętrznych w ścianie
niewychylonej oraz wychylonej.
Tablica P2.1. Składowe obciążeń ścian występujące po wychyleniu ściany
Wychylenie
Siła w przekroju
T=0
T = +15‰
T = –15‰
N1d, kN
135,45
135,45
135,4
Góra
M1d, kNm
2,764
0,728
4,799
Nmd, kN
149,7
149,7
149,7
Środek
Mmd, kNm
0,691
-2,673
4,054
N2d, kN
163,95
163,93
163,93
Dół
M2d, kNm
-1,382
-6,394
3,630
Rys. P2.2. Wykresy sił wewnętrznych w ścianie: a) wykresy momentów zginających,
b) wykresy sił osiowych
Po wychyleniu ściany o założony kąt istotne zmiany wystąpiły w wypadku momentów
zginających. Przy T = +15‰ w przekroju górnym moment zginający zmalał natomiast w
przekroju dolnym wzrósł kilkukrotnie. Przy wychyleniu T = –15‰ stwierdzono wzrost
wartości momentów w przekroju górnym, a w przekroju dolnym nastąpiła zmiana znaku
momentu. Zmiana sił osiowych w ścianie na skutek wychylenia wynosiło mniej niż 1%.
Z obliczeń wynika, że wychylenie ściany na zewnątrz lub do wewnątrz budynku może
powodować wzrost momentów zginających w przekrojach miarodajnych. Obliczenia należy
prowadzić wariantowo od wychyleń różnego znaku.
191
9.1.2. Zabezpieczenie podziemnej części budynków
Jak wykazano wcześniej w procesie drążenia głębokiego wykopu budynek podlega
równoczesnemu oddziaływaniu poziomych odkształceń (ε) oraz promienia wygięcia terenu
(R). Przy obliczaniu zabezpieczeń każdy z tych wpływów rozpatruje się niezależnie,
zakładając, że siły wewnętrzne wynikające z poziomych odkształceń podłoża ε są w całości
przejmowane przez fundamenty lub podziemną część budynku [35].
Maksymalne siły rozciągające w fundamentach występują przy wypukłej niecce, a więc
w fazie po wykonaniu głębokiego wykopu i wznoszeniu nowego budynku. Siły można
obliczyć korzystając z ogólnych zasadach podanych w instrukcji [N11], przy czym zaleca
się przyjmować zmodyfikowany rozkład naprężeń stycznych τ w podstawie fundamentów
[20] według rys. 46. Modyfikacja ta uwzględnia zróżnicowanie rozkładu naprężeń w
zależności od wartości poziomych odkształceń terenu ε, co jest szczególnie istotne przy
małej ich intensywności.
Rys. 46. Rozkłady naprężeń stycznych w poziomie fundamentów przy różnej wartości
odkształceń w podłożu : a) ε ≤ 2‰, b) ε = (2÷4) ‰, c) ε > 4‰,
Instrukcja [N10] nie podaje, w jaki sposób wyznaczyć poziome odkształcenia podłoża, które
jak pokazano na rys. 24 powodują powstanie istotnych naprężeń nawet przy stosunkowo
niewielkich wartościach. Znajomość poziomych przemieszczeń gruntu umożliwia
wyznaczenie poziomych odkształceń. Jeżeli założy się, że poziome przemieszczenia
podłoża zmieniają się liniowo analogicznie jak w przemieszczenia pionowe i przy obudowie
wykopu przyjmują maksymalną wartość uk = max uk, na końcu strefy bezpośrednich
oddziaływań (SI) są równe uk = 0,5max uk, a na końcu strefy S wynoszą uk=0 można
sformułować funkcję opisującą przemieszczenia poziome podłoża w zależności od
odległości x od obudowy wykopu w następującej postaci
192
u I (x ) = maxu k −
u II (x ) =
0,5maxu k
SI
x dla 0 ≤ x ≤ SI
0,5maxu k
(S − x ) dla SI < x ≤ S
S −SI
(72)
(73)
Odkształcenia poziome oblicza się, jako pochodną funkcji poziomych przemieszczeń.
W poszczególnych przedziałach uzyskuje się następujące zależności
εI =
0,5maxu k
d
u (x ) = −
dla 0 ≤ x ≤ SI
dx I
SI
(74)
ε II =
0,5maxu k
d
u (x ) = −
dla SI < x ≤ S
dx II
S −SI
(75)
Odkształcenia powodujące rozciąganie fundamentów zmieniają znak w punkcie odległym
od obudowy wykopu o SI i oblicza się je z zależności
 0,5maxu k 0,5maxu k
−
2S I
2(S − S I )

ε = ±



(76)
Wykluczając sytuacje awaryjne, przy realizacji głębokich wykopów przemieszczenia
obudowy nie przekraczają 50 mm, w związku z tym poziome odkształcenia podłoża
wywołujące rozciąganie fundamentów są rzędu ε = 2 ‰ i rozkład naprężeń stycznych
można przyjmować według rys. 46a. Maksymalną siłę podłużną w fundamencie opisuje
zależność
1
4
Fεf = τLb =
ε ⋅ 103
8
(σtgφ + c )Lb
(77)
gdzie:
σ – naprężenia normalne w poziomie posadowienia,
φ – kąt tarcia wewnętrznego,
c – kohezja,
L – długość fundamentu,
b – szerokość fundamentu.
Oprócz sił działających w płaszczyźnie fundamentu należy uwzględnić także siły
działające na ich boczne powierzchnie według zasad podanych w instrukcji [N11].
W zależności od proporcji wymiarów części fundamentu zagłębionego w gruncie siły takie
są równe
h
Fεfb = 0,75 Fεf dla h/b ≤ 1/3
b
193
(78)
Fεfb =
hD
Fεf dla h/b > 1/3
b θ
gdzie:
π φ  
 π φ 
−  + c 1 − 2tgφtg  −   ,
 2 2 
 2 2 
γ – ciężar objętościowy gruntu
hs – odległość od środka wysokości fundamentu od powierzchni terenu.
D = γhs tgφtg 2 
(79)
Przy wklęsłym wygięciu niecki, następuje zagęszczenie gruntu powodujące dodatkowe
parcie pg na zagłębione części ścian zewnętrznych. Ogólny schemat obciążenia ścian
ilustruje rys. 47: parcie czynne pa – wykres sumuje się z dodatkowym parciem pg. Łączne
parcie gruntu na ścianę piwniczną p nie może być większe od parcia biernego pb.
Rys. 47. Zmiany parcia gruntu na ściany zagłębione w gruncie przy wklęsłej niecce
deformacji gruntu
W gęstej zabudowie miejskiej znajduje się wiele budynków murowanych z cegły,
wzniesionych zasadniczo do czasów powojennych, często w złym stanie technicznym.
Podziemne części tych obiektów nie są w żaden sposób przystosowane do przejęcia sił
wynikających z poziomych deformacji podłoża. W celu uniknięcia lub ograniczenia
uszkodzeń tych budynków, zachodzi potrzeba wzmocnienia ich podziemnych części.
W zależności od skutków, jakie wywołują odkształcenia poziome gruntu stosuje się
następujące typu zabezpieczeń:
• odkształcenia rozciągające: opaski żelbetowe, przepony kotwicze,
• odkształcenia ściskające: przepony kotwicze, zabiegi ograniczające parcie gruntu na
fundamenty.
Najczęstszym sposobem wzmocnienia budynków na wpływ poziomych ruchów terenu
jest założenie opasek (ściągów) żelbetowych w obrębie ścian fundamentowych lub w
poziomie fundamentów. Opaski zakłada się po zewnętrznym obwodzie budynku, a w razie
potrzeby także wzdłuż ścian wewnętrznych (rys. 48). Najlepiej pracują obwodowe opaski
żelbetowe założone na zewnętrznej powierzchni muru (rys. 48a). Wymaga to jednak
odkopania gruntu wokół budynku, do poziomu fundamentów. W budynkach o mocno
skorodowanych i osłabionych murach piwnicznych może to prowadzić do utraty
stateczności ścian piwnicznych. Dlatego przed podjęciem decyzji o założeniu opasek po
194
obwodzie zewnętrznym, należy szczegółowo zbadać stan techniczny murów piwnicznych i
rodzaj gruntu. Z tych względów, w niektórych przypadkach może być uzasadnione
wykonanie opasek przebiegających po wewnętrznych powierzchniach ścian zewnętrznych
(rys. 48b). Wymagane jest wtedy odkopanie budynku tylko w miejscach zakotwień opasek.
Także wzdłuż ścian przydylatacyjnych oraz ścian przylegających do sąsiedniego budynku
konieczne może być stosowanie opasek po wewnętrznej stronie ścian (rys. 48c).
Rys. 48. Konstrukcja opasek wzmacniających fundamenty budynku
W celu uzyskania lepszej współpracy opasek żelbetowych z murami ścian piwnicznych
lub fundamentami, należy skuć mur na wysokości opaski, na głębokość nie mniejszą od 3÷5
cm i wykonać zaczepy w formie stalowych haków wykonanych z prętów żebrowanych.
Najkorzystniejsze jest zakładanie opasek żelbetowych na poziomie posadzki piwnic wtedy
wykształcony zostaje rodzaj tarczy usztywniającej budynek. Zazwyczaj wymiary
poprzecznego przekroju opasek wynoszą 100 – 150 ÷ 200 mm, ale w razie potrzeby
zwiększenia odporności budynku na wpływy krzywizny terenu można zwiększyć wysokość
przekroju opaski nawet do 300 mm, zwiększając w ten sposób sztywność ściany piwnicznej
na zginanie.
195
Opaski należy konstruować jak elementy żelbetowe, zwracając szczególną uwagę na
zachowanie wymaganej długości zakotwienia prętów zbrojeniowych (lbd), a przy łączeniu
prętów na wymaganą długość zakładu (ls). Przy braku dostępu do czoła ścian (ław), opaski
można kotwić na „jaskółczy ogon” – szczegół ”A” na rys. 48.
Przy bardzo dużych uszkodzeniach ścian fundamentowych (rys. 49a) opaski zakładać
można po obydwu stronach wzmacnianej ściany.
a)
b)
Rys. 49. Obustronne wzmocnienie opaskami żelbetowymi bardzo uszkodzonych ścian
fundamentowych: a) widok ściany przed wzmocnieniem, b) zbrojenie zewnętrznego naroża
opaski
Oprócz opasek, które przystosowane są do przejęcia sił rozciągających można stosować
przepony kotwicze, które zdolne są także do przejęcia sił ściskających i zapewnienia
geometrycznej niezmienności rzutu poziomego budynku. Przeponę konstruuje się (rys. 50)
jako położoną na jednym poziomie żelbetową płytę żelbetową o grubości około 10 cm,
krzyżowo zbrojoną, którą zakłada się na istniejącej posadzce najniższej kondygnacji (w
budynkach podpiwniczonych na posadzce piwnic), za pośrednictwem warstwy poślizgowej.
Przeponę należy wykonywać, jako ciągły element konstrukcyjny, powiązany ze ścianami, w
tym przede wszystkim ze ścianami obwodowymi. Oprócz ortogonalnego zbrojenia, w
przeponie należy zastosować się ukryte ściągi, przebiegające wzdłuż zewnętrznych ścian
obwodowych budynku (segmentu) i wewnętrznych ścian nośnych (P2). W razie potrzeby
wynikającej z obliczeń statycznych lub trudności skonstruowania skutecznych zakotwień
ściągów przebiegających wzdłuż ścian, wykonuje się dodatkowo ukryte ściągi pośrednie
(P1). W zależności od rozplanowania ścian wewnętrznych budynku i wyników obliczeń
statycznych, odstępy pomiędzy ściągami powinny się zawierać w granicach od 3 do 6 m.
Każdy ściąg musi być zakotwiony w ścianach obwodowych na siłę wynikająca z
obliczeń. Zakotwienie ściągów najprościej wykonuje się przez wykucie w ścianach gniazd
w postaci “jaskółczego ogona” i zabetonowanie prętów zbrojeniowych, zakończonych
pętlami i hakami. Gdy zakotwienia za pomocą “jaskółczego ogona” nie są zdolne do
przenoszenia wymaganych sił, pręty należy kotwić po zewnętrznych stronach ścian na
przykład w opaskach żelbetowych. Gdy zachodzi potrzeba dodatkowego wzmocnienia
zewnętrznej ławy fundamentowej na występujące w niej siły poziome, można zastosować
dodatkowe pręty kotwiące P3 i P4 kotwione od wewnątrz w płycie przepony i na zewnątrz
w opasce żelbetowej.
196
Ogólne zasady obliczania i konstruowania przepon kotwicznych wykonywanych w
istniejących budynkach są analogiczne jak w budynkach projektowanych. Trzeba jednak
zwrócić uwagę, że ze względu na trudności oraz wysokie koszty wykonania, przepony w
budynkach istniejących są stosowane tylko w wyjątkowych przypadkach. Ocenia się, że
wzmocnienie tego typu jest w pełni uzasadnione, gdy poziome odkształcenia terenu są
znaczne i wynoszą ε = 12 ÷ 15 ‰ [65].
Rys. 50. Konstrukcja przepon kotwicznych z zewnętrznymi opaskami: 1 – istniejąca
posadzka, 2 – ściany fundamentowe, 3 – warstwa poślizgowa, 4 – żelbetowa przepona
kotwiczna, 5 – opaska, 6 – zbrojenie ortogonalne płyty,
Zabiegiem ograniczającym wpływ parcia gruntu na ściany fundamentowe, który może
wystąpić po wydrążeniu wykopu i wypiętrzeniu się gruntu za obudową może być
wykonanie, w pewnej odległości od budynku, pionowych rowów i wypełnienie ich
podatnym materiałem. Wokół budynku wykształca się w ten sposób pionową szczelinę
kompensującą część poziomych odkształceń podłoża.
Znane są pozytywne doświadczenia z zastosowania rowów kompensacyjnych na
terenach intensywnych deformacji terenu. Rowy wykonano o szerokości 0,6 m, do
głębokości poniżej poziomu posadowienia fundamentów i wypełniono żużlem. W efekcie
uzyskano zmniejszenie o itp. 50% wartości poziomych. W celu kompleksowej ochrony
przed wpływami eksploatacji górniczej szczególnie wrażliwych obiektów (itp. Obiektów
sakralnych) [22] można oddzielać obiekt od otaczającego terenu za pomocą głębokich
szczelin albo pionowych otworów wiertniczych, sięgających znacznie poniżej poziomu
posadowienia fundamentów). Oprócz wzmocnienia samych fundamentów i ścian
fundamentowych zasadne jest zabezpieczenie stropów odcinkowych przez rozluźnieniem
sklepień powstałych w trakcie poziomych przemieszczeń terenu. Najprostszym, a zarazem
najbardziej skutecznym zabiegiem jest wzajemne połączenie żeber przez przyspawanie do
dolnych półek stalowych prętów kotwionych na zewnątrz muru lub wklejanych w ściany
Widok zabezpieczonego w ten sposób stropu odcinkowego pokazano na rys. 50a.
197
Rys. 50a. Połączenie stalowych belek stropu odcinkowego stalowymi prętami stalowymi
przyspawanymi do dolnych półek belek
9.2. Ograniczenie nierównomiernych przemieszczeń konstrukcji budynku
Ograniczenie przemieszczeń konstrukcji istniejących obiektów uzyskać można poprzez
podparcie fundamentów z wykorzystaniem mikropali wierconych lub wciskanych bądź
kolumn iniekcyjnych [N10] (rys. 51) przenoszących obciążenia na warstwy podłoża
gruntowego położone poniżej umownego klina odłamu (określonego analogicznie do
zasięgu strefy wpływów bezpośrednich). Pamiętać jednak należy, że wzmocnieniu podlegać
powinny wszystkie ściany znajdujące się w strefie bezpośrednich oddziaływań. Liczbę
mikropali lub kolumn cementowo-gruntowych ustala się przy założeniu, że przejmą całość
obciążeń działających na podpierany fundament.
Rys. 51. Podparcie fundamentów istniejących obiektów: a) przy użyciu mikropali,
b) z wykorzystaniem kolumn formowanych w technologii iniekcji strumieniowej
wykonanych jednostronnie, c) obustronnie, 1 – obudowa głębokiego wykopu, 2 – wieniec
żelbetowy obejmujący fundament, 3 – mikrofale, 4 – kolumny cementowo-gruntowe,
5 – cięgno sprężające w osłonie z tworzywa sztucznego
198
Zdecydowanie trudniejsze w realizacji jest podchwycenie fundamentów przy pomocy
mikropali. Właściwe oparcie mikropali uzyskać można stosując poszerzenie fundamentu
przy pomocy wieńca żelbetowego połączonego trwale z murem lub przez wykonanie
obustronnych opasek żelbetowych wzajemnie sprężonych. Po odsłonięciu ściany
zagłębionej w gruncie i zabezpieczeniu wykopu przed osunięciem gruntu osadza się
obustronnie mikropale. Następnie podkopuje się fundament odcinkami 0,8 – 1,0 m tak aby
grubość betonu pod fundamentem wynosiła minimum 15 cm. Następnie wykonuje się
deskowanie wieńca obejmujące również miropale i ustawia zbrojenie odpowiednio dłuższe
od wykonywanego odcinka wieńca. Ponieważ podbicie dotyczy całych ścian wieniec
wykonuje się odcinkowo, przy czym odległość między odcinkami realizowanymi w tym
samym czasie nie powinna być mniejsza niż 1,5 krotności wysokości ściany
fundamentowej. Znaczna czasochłonność tej metody związana z koniecznością
wykonywania wieńców żelbetowych jest dużym ograniczeniem metody. Częściej stosowaną
metodą jest zastosowanie kolumn cementowo-gruntowych formowanych w technologii
iniekcji strumieniowej. Podobnie jak przy zastosowaniu mikropali także w tym wypadku
konieczne jest odsłonięcie fundamentów. Kolumny można formować jednostronnie od
strony zewnętrznej lub obustronnie jeżeli możliwy jest dostęp od strony budynku. Zasadne
jest aby wzmocnienie fundamentów nie dotyczyło tylko ściany zlokalizowanej najbliżej
wykopu, ale wszystkich ścian nośnych, po to żeby nie zmieniać warunków posadowienia
całego budynku. Zabezpieczenie jednej ściany nie zabezpieczy pozostałych przed
osiadaniami i uszkodzeniami.
10. Monitoring budynków w czasie budowy
Monitorowanie budynków w trakcie realizacji głębokiego wykopu powinno obejmować
zarówno pomiary kontrolne przemieszczeń oraz bezpośrednie obserwacje stanu
technicznego budynków. Monitoringiem powinny być objęte wszystkie obiekty znajdujące
się w strefie oddziaływania wykopu. Pomiary rozpocząć należy przed rozpoczęciem robót i
prowadzić do chwili zakończenia budowy lub ustabilizowania się ewentualnych
przemieszczeń. Procedurę prowadzenia monitoringu obiektów formułuje się w projekcie
monitoringu, który powinien powstać przed rozpoczęciem robót. Za opracowanie projektu
monitoringu odpowiedzialny jest inwestor, natomiast osobą odpowiedzialną na prowadzenie
monitoringu jest kierownik budowy, a za analizę uzyskiwanych wyników pomiarów i stanu
technicznego obiektów odpowiada inspektor nadzoru inwestorskiego [N10].
Instrukcja [N10] za Eurokodem 7 [N6] zaleca, aby projekt monitoringu obejmował:
a) budynki lub fragmenty budynków przewidzianych do obserwacji,
b) przedmiot pomiarów i obserwacji oraz sposób ich wykonania,
c) rozmieszczenie punktów pomiarowych,
d) częstotliwość wykonywania pomiarów i obserwacji,
e) zasady analizy wyników pomiarów, wartości graniczne mierzonych wartości,
f) tryb postępowania w przypadkach, gdy wyniki pomiarów zbliżają się do wartości
granicznych lub je osiągają.
W zasadzie zakres pomiarów kontrolnych ustala się indywidualnie w zależności od
otaczającej wykop zabudowy i związanych z tym zagrożeniami. Jako absolutne minimum
zaleca się prowadzenie pomiarów pionowych przemieszczeń budynków. Zazwyczaj jednak
zakres pomiarów jest rozszerzony i obejmuje pomiary przemieszczeń obudowy, pomiary
odkształceń elementów podparcia obudowy, pomiary przemieszczeń poziomych budynków,
199
pomiary wychyleń budynków, pomiary zmian szerokości rys czy też pomiary drgań
budynków.
Liczbę punktów do pomiaru przemieszczeń ustala się indywidualnie w zależności od
konstrukcji budynku i występujących zagrożeń. Instrukcja [N10], jako minimum zaleca, aby
w strefie SI na każdym budynku zainstalować, co najmniej 6, a poza strefą co najmniej 4
punkty pomiaru przemieszczeń. Krajowe doświadczenia wskazują, że największe
przemieszczenia pionowe występują na obiektach zlokalizowanych w odległości 1,0 Hw –
1,3 Hw, dlatego wszystkie obiekty w tym rejonie powinny być objęte szczegółową
obserwacją geodezyjną i wizualną. W pracy [58] w stosunku do budynków zlokalizowanych
najbliżej wykopu zalecono następujące obserwacje:
• pomiary przemieszczeń pionowych elementów nośnych konstrukcji ścian
(konstrukcyjnych i niekonstrukcyjnych), słupów metodą niwelacji precyzyjnej. W
przypadku pomiarów ścian punkty pomiarowe (repery ścienne) usytuować należy w
okolicach wszystkich narożników budynku, w miejscach zmian sztywności takich
jak bramy przejazdowe lub pasma otworowe. Repery należy zainstalować około 1 m
powyżej powierzchni terenu. Przykładową lokalizację punktów pomiarowych
pokazano na rys. 52.
Rys. 52. Lokalizacja punktów do pomiarów przemieszczeń pionowych oraz linii
pomiarowych służących do pomiaru nierównomiernych osiadań
Między punktami pomiarowymi wyznacza się linie pomiarowe, wzdłuż których
w czasie trwania budowy oblicza się nierównomierne osiadania. Przykładowe wyniki
pomiarów przemieszczeń pionowych punktów pomiarowych pokazano na rys. 53a,
natomiast na rys. 53b pokazano wykresy nierównomiernych osiadań.
200
a)
10
Przemieszczenia reperów [mm]
5
0
-5
-10
-15
-20
-25
102
103
104
105
106
109
101
-30
0
60
120
180
240
300
360
420
480
540
600
660
720
780
840
900
Czas [dni]
b)
20
Linia 1
Nierównomierne osiadnia [mm]
15
Linia 2
Linia 3
10
maxsku
maxskn
5
0
-5
-10
-15
-20
0
60
120
180
240
300
360
420
480
540
600
660
720
780
840
900
Czas [dni]
Rys. 53. Wyniki pomiarów osiadań: a) przemieszczenia punktów pomiarowych,
b) nierównomierne osiadania linii pomiarowych
• poziomych przemieszczeń ścian budynków zlokalizowanych najbliżej wykopu. Do
pomiarów wykorzystuje się najczęściej nowoczesne tachimetry elektroniczne.
Instrument zlokalizowany jest na stałym stanowisku (zabezpieczony przed
wpływami atmosferycznymi) z centrowaniem wymuszonym Przed wykonaniem
każdej serii pomiarowej, sprawdzona jest stabilność układu odniesienia (badanie
stałości osnowy realizacyjnej przez pomiar i wyrównanie jej metodami
najmniejszych kwadratów oraz estymacją odporną). Precyzyjne pomiary
tachimetryczne redukowane są w czasie rzeczywistym ze względu na zmieniające się
warunki atmosferyczne (modelowanie parametrów refrakcji). Do pomiarów
wykorzystuje się albo folie albo lustra dalmierze zainstalowane na powierzchniach
ścian – rys. 54.
201
a)
b)
Rys. 54. Punkty wykorzystywane do pomiarów poziomych przemieszczeń elementów
budynków: a) folia dalmiercza, b) lustro dalmiercze
Punkty pomiarowe rozmieszcza się na kilku poziomach w tych miejscach ścian
których przemieszczenia poziome mogą zagrażać bezpieczeństwu. Na rys. 55
pokazano rozmieszczenie luster pomiarowych na ścianie budynku, natomiast na
rys. 56 przedstawiono wyniki zarejestrowanych pomiarów przemieszczeń.
Przemieszczenia luster [mm]
Rys. 55. Przykładowa lokalizacja luster pomiarowych na ścianie budynku
Przemieszczenia luster w kierunku północ-południe (-) przemieszczenie na południe
5
0
-5
-10
-15
-20
-25
-30
-35
-40
Lustro nr 777106
Lustro nr 777107
Lustro nr 777108
Lustro nr 777109
Lustro nr 777110
Lustro nr 777111
Lustro nr 777112
Lustro nr 777113
Lustro nr 777114
Lustro nr 777196
-45
-50
-55
-60
-65
-70
-75
0
40
80
120
160
200
240
280
320
360
400
440
480
Czas [dni]
Rys. 56. Wyniki pomiarów przemieszczeń poziomych uzyskanych z luster pomiarowych
202
• poziomych przemieszczeń korony obudowy wykopu oraz przemieszczeń elementów
podpór pośrednich,
• poziomych przemieszczeń płyty dennej budynku wznoszonego w głębokim wykopie.
• Inwentaryzacji zarysowań. Oprócz pomiarów należy przeprowadzić szczegółową
inwentaryzację fotograficzną lub fotogrametryczną występujących uszkodzeń
budynków. W pierwszej kolejności należy udokumentować uszkodzenia elementów
konstrukcyjnych takich jak ściany lub słupy a następnie elementów
niekonstrukcyjnych, czyli ścian działowych lub ścian osłonowych. Inwentaryzacja
fotograficzna umożliwia porównywanie zmian kształtu rys, wyklucza jednak zmiany
szerokości. Na rys. 57 przedstawiono porównanie fragmentu ściany obiektu w
różnych fazach realizacji głębokiego wykopu.
a)
b)
Rys. 57. Zmiany rozwarcia rysy w dwóch fazach realizacji głębokiego wykopu:
a) przed budową, b) w trakcie drążenia wykopu (po zszyciu prętami)
Do kontroli zmian szerokości rys na elementach konstrukcyjnych stosować można
zastosować wskaźniki zarysowań zamontowane na istniejących zarysowaniach.
Dzięki podziałce milimetrowej można dokonywać cyklicznych pomiarów zmian
szerokości rys. Na rys. 58 pokazano dwa typu wskaźników zarysowań montowanych
na rysach. Wskaźniki do stosowania w pomieszczeniach mogą być wykonywane z
folii PCV i mocowane do tynku. Umożliwiają odczyt zmiany szerokości zarysowania
w czasie. Alternatywnie stosuje się wskaźniki zarysowań wykonane ze stali
nierdzewnej.
a)
b)
Rys. 58. Wskaźniki zarysowań: a) wskaźnik wykonany z folii PCV [M1],
b) wskaźnik ze stali nierdzewnej [M2]
203
Często oprócz pomiaru ,,płaskiego” przemieszczeń rysy należy dokonać pomiaru
przemieszczeń z płaszczyzny konstrukcji. W tym celu stosuje się dodatkowo
wskaźnik o konstrukcji przedstawionej na rysunku 59 [M3], który może z
powodzeniem służyć do pomiarów przemieszczeń dylatacji. Dokładność urządzeń
tego typu jest zbliżona rzędu 0,05 mm.
Rys. 59. Wskaźnik do pomiaru przemieszczeń rysy z płaszczyzny konstrukcji [M3]:
a) przed umieszczeniem przymiaru z podziałką milimetrową,
b) podczas odczytu przemieszczeń
Monitoring zarysowań można prowadzić również metodami automatycznymi,
wykorzystując czujniki indukcyjne. Służy do tego stosunkowo prosty przyrząd CMD
[M4]. Zasada działania polega na pomiarze zmian długości baz pomiarowych
(tworzących trójkąt równoboczny) naklejonych po obydwu stronach analizowanej
rysy (rys. 60). Po jednej stronie rysy nakleja się dwa repery pomiarowe A i B, a
trzeci C w wierzchołku trójkąta naklejony jest po drugiej stronie rysy.
Rys. 60. Idea działania przyrządu do monitoringu rys CMD [M4]
Po naklejeniu reperów należy dokładnie zmierzyć odległości między reperami przy
użyciu suwmiarki (zanotować należy również temperaturę powierzchni betonu).
W przyrządzie typu CMD 200 pomiary zmian długości baz pomiarowych dokonuje
się przy użyciu suwmiarki, natomiast w urządzeniu nowszej generacji typu CMD 300
do reperów mocowane są indukcyjne czujniki pomiarowe (rys. 61). Przyrząd CMD
204
300, zaopatrzony jest w czytnik danych (rys. 61a) z oprogramowaniem
umożliwiającym uzyskanie składowych przemieszczeń rysy (rys. 61b).
Rys. 61. Przyrząd CMD 300 [M4]: a) zestaw pomiarowy, b) wyniki pomiarów w postaci
składowych przemieszczeń rysy
Dokładność pomiarów urządzeń wynosi 0,01 mm, w zupełności wystarczająca do
zastosowań inżynierskich.
• Pomiary geometrii obiektu. W celu przeprowadzenia rejestracji kształtu obiektu
wykonuje się pomiary geodezyjne, których celem jest wyznaczenie przestrzennych
współrzędnych odpowiednich punktów zlokalizowanych na budynkach. Najczęściej
wykorzystuje się tachimetry pozwalające na pracę w trybie pomiarów
bezreflektorowych. Dokładność takich instrumentów wynosi około 1 mm. Wyniki
pomiarów mogą stanowić podstawę do budowy modelu przestrzennego obiektu bądź
być wykorzystywane w pomiarach fotogrametrycznych. Można tworzyć strukturę
wektorową obiektu w systemach CAD i przetwarzać całość w dowolnych układach
przestrzennych. Utworzoną strukturę można pokrywać obrazami rastrowymi w celu
lepszej prezentacji wyników. Oprócz klasycznych pomiarów geodezyjnych mających
charakter dyskretny z ograniczoną liczbą punktów pomiarowych coraz częściej do
pomiarów geometrii obiektów stosuje się systemy fotogrametryczne i skaningowe.
Stosując technikę fotogrametryczną uzyskuje się zdjęcie danej konstrukcji, które
poddaje się kalibracji z wykorzystaniem foto punktów. Aby utworzyć ortoobraz, na
model stereoskopowy nakłada się siatkę TIN modelującą elewację. Triangulated
Irregular Network (TIN) jest strukturą danych zastosowana do opisu powierzchni i
składa się z sieci trójkątów o znanych współrzędnych wierzchołków XYZ. Po
utworzeniu może zostać wyeksportowana do programów typu CAD w celu dalszego
opracowania – rys. 62.
205
Rys. 62. Ortoobraz z naniesioną siatką TIN [M5]
W technice fotogrametrii stosuje się metodę geometryczną pozwalającą na szybkie
wykonanie modeli 3D. Może być wykorzystywana do dokumentacji obiektów
architektonicznych, stanowisk archeologicznych czy zabytków. Oprócz metody
geometrycznej stosuje się także metodę DSM, którą wykorzystuje się przy
skanowaniu detali i fasad budynków a w szczególności wszędzie tam, gdzie
wymagane jest ścisłe odwzorowanie struktury materiału lub podłoża. Zaletą
fotogrametrii cyfrowej jest to, że nie ma ograniczenia, co do wielkości obiektu.
Teoretycznie, wszystko, co się zmieści w kadrze aparatu może być zeskanowane. To
sprawia, że metoda DSM doskonale sprawdza się w skanowaniu i pomiarze 3D
powierzchni terenu, dawnych grodzisk, wałów, nasypów, skał, jaskiń, itp.
Dokładność tej metody jest zbliżona do skanerów laserowych i wynosi 0,03mm przy
10 MPx matrycy aparatu i odległości 1m od fotografowanego obiektu.
Drugim zaawansowanym systemem pomiarów jest skaning laserowy, realizowany
przez tachimetr skanujący lub skaner laserowy. Przy pomocy tachimetru wykonuje
się około 20 obserwacji na sekundę, a przy wykorzystaniu skanera laserowego
wykonuje się aż 500 000 pomiarów na sekundę.
W wyniku pomiarów uzyskuje się chmurę punktów w przestrzeni pozwalającej
zbudować wirtualny model konstrukcji. Techniki te stwarzają całkowicie nową
jakościowo możliwość tworzenia modeli konstrukcji nie tylko ze względu na
dokładność ale także, jeżeli chodzi o szybkość inwentaryzacji. Gęstość próbkowania
tego typu technikami dochodzić może do dziesiątych części milimetra, a więc
dokonywać można także zmian szerokości występujących rys. Ilustrację
wykorzystania skaningu laserowego do pomiaru deformacji uszkodzonego zbiornika
pokazano na rys. 63.
a)
b)
Rys. 63. Zastosowanie skaningu laserowego do inwentaryzacyjnych pomiarów deformacji
[M5]: a) widok zbiornika, b) mapa deformacji
206
Pomiary przemieszczeń obiektów powinny być wykonane przed rozpoczęciem
zasadniczych robót budowlanych. W zasadzie nie powinien to być pojedynczy pomiar, ale
seria pomiarów obrazująca rzeczywiste zachowanie się obiektów. Pomiary te mogą być
wykonywane w sposób zautomatyzowany tworząc systemy monitoringu integrujące dane
pochodzące z różnych instrumentów w tym tachimetrów, niwelatorów inklinometrów itp.
Więcej informacji o zintegrowanych systemach monitoringu konstrukcji zawarto w
wykładzie [49]. Częstotliwość prowadzenia obserwacji powinna być dostosowana do
postępu robót i może być zmniejszona dopiero po wykonaniu podziemnej części budynku.
Obserwacje należy prowadzić do chwili ustabilizowania się odkształceń. Wyniki powinny
być bezzwłocznie analizowane i porównywane z wartościami uznanymi, jako graniczne
podanymi w projekcie monitoringu. W wypadku nadmiernych przemieszczeń lub
nierównomiernych osiadań należy wstrzymać roboty. Wznowienie robót może nastąpić
dopiero po przeglądzie obiektu przez rzeczoznawcę budowlanego, wykonaniu napraw lub
wzmocnień konstrukcji oraz ustaleniu zasad realizacji głębokiego wykopu. Może się
zdarzyć, że w nawet przekroczenie granicznych wartości nierównomiernych osiadań nie
spowoduje uszkodzeń konstrukcji. Może jednak wystąpić sytuacja odwrotna, że niewielkie
nierównomierne osiadania spowodują istotne z punktu widzenia bezpieczeństwa konstrukcji
uszkodzenia. Taka sytuacja wystąpić może w obiektach uprzednio uszkodzonych.
11. Podsumowanie
Najistotniejszymi czynnikami, które należy brać pod uwagę prowadząc inwestycję w
sąsiedztwie głębokich wykopów są przede wszystkim pionowe przemieszczenia podłoża
powodujące zginanie i wychylenia budynków oraz przemieszczenia poziome, które z kolei
generują duże siły rozciągające w podziemnych częściach budynków. Wielkość
przemieszczeń zależy w głównej mierze od budowy podłoża, obudowy głębokiego wykopu
oraz przyjętego sposobu zabezpieczenia obudowy w postaci rozpór, kotwi gruntowych lub
stropów podziemnych kondygnacji. Wielkości przemieszczeń ulegają zmianie w
poszczególnych fazach realizacji głębokiego wykopu warz ze zmianą schematu statycznego
obudowy wykopu i zmianą obciążeń. Krajowe doświadczenia z realizacji głębokich
wykopów w obudowie ze ścian szczelinowych rozpartych lub podpartych stropami przy
stosowaniu metody stropowej wskazują, że największe przemieszczenia powstają w
odległości około 1,3 Hw i maleją wraz ze wzrostem odległości od krawędzi wykopu.
Całkowity zasięg oddziaływań zależy od budowy geologicznej podłoża, ale mieści się w
granicach 2,8 – 5,4 Hw i przyjąć należy zasadę, że wszystkie obiekty znajdujące się w tym
obszarze będą narażone na wpływy prowadzenia robót. Przed rozpoczęciem inwestycji
należy przeprowadzić szereg prac diagnostycznych zabudowy istniejącej, opracować projekt
monitorowania geodezyjnego oraz wizualnego obiektów i procedury działań w trakcie
budowy głębokiego wykopu. Efektem prac diagnostycznych zawsze powinna być rzetelna
ocena stanu technicznego obiektów uwzględniająca stan aktualny jak i przewidywany pływ
przemieszczeń podłoża na bezpieczeństwo obiektów.
Inwestor powinien mieć świadomość, że wszystkie obiekty zlokalizowane w
bezpośrednim sąsiedztwie wykopu (usytuowane w odległości około 1,3Hw) w trakcie
prowadzenia prac będą się przemieszczać i w związku z tym wymagają wzmocnień.
Zastosowanie tradycyjnych rozwiązań w postaci ściągów nie wyeliminuje zarysowań
nadziemnych części budynków, ale zabezpieczy przed utratą stateczności i ograniczy
propagację zarysowań. Jeżeli odporność budynków na nierównomierne osiadania i
przemieszczenia okaże się na tyle mała, że zastosowanie wzmocnień w części nadziemnej
nie będzie uzasadniona ekonomicznie zasadne jest wzmocnienie fundamentów. Wszelkie
207
powstałe w trakcie budowy uszkodzenia należy naprawić, a doraźne zabezpieczenia w
postaci ściągów zlikwidować zastępując je wzmocnieniami docelowymi np. w postaci
rozproszonych wieńców.
Obiekty zlokalizowane dalej nie są tak bardzo narażone na oddziaływania, ale powinny
być w trakcie budowy monitorowane. Baza pomiarowa powinna być utworzona z pewnym
wyprzedzeniem prac budowlanych i nie powinna ograniczać się tylko do jednego pomiaru
geodezyjnego. Monitoring budynków w trakcie budowy powinna być prowadzona aż do
chwili stabilizacji przemieszczeń, która występuje po około roku od oddania obiektu do
realizacji. Geodezyjne pomiary przemieszczeń powinny być prowadzone z częstotliwością
uzgodnioną w projekcie monitoringu. Uzyskiwane wyniki powinny być na bieżąco
analizowane i w razie potrzeby zakres oraz częstotliwość pomiarów mogą ulec zmianie.
Oprócz tradycyjnych technik geodezyjnych wykorzystuje się również znacznie
precyzyjniejsze dostarczające więcej danych techniki fotogrametryczne, skaningu
laserowego. Często różne typu pomiarów geodezyjnych grupuje się tworząc systemy
pomiarowe, które umożliwiają zdalne sterowanie, możliwość inspekcji wielu instrumentów
w tym samym czasie, uzyskiwanie a sposób natychmiastowych przetworzonych danych,
analizę uzyskiwanych wyników pomiarów, graficzna prezentację wyników oraz ciągły
nadzór nad prowadzonymi robotami.
Bibliografia
[1]
[2]
[3]
[4]
[5]
[6]
[7]
[8]
[9]
[10]
Baranowski W., Cyran M.: Wycena i zużycie nieruchomości zabudowanych.
Poradnik Doradcy Majątkowego. Instytut Doradztwa Majątkowego. Warszawa 2002.
Boscardin M.D., Gording E.J.: Building response to excavation-included settlement.
Journal of Geotechnical Engineering. ASCE, Vol. 115, No. 1/1989.
Chiostrini S., Vignoli A.: In-situ Determination of the Strength Properties of
Masonry Walls by Destructive Shear and Compression Tests. Masonry International,
Vol.7, No. 3, 1994r., str. 87–96.
Corradi M., Borri A., Vignoli A.: Experimental study on the determination of
strength of masonry walls. Construction and Building Materials. Vol. 17, 2003, str.
325–337.
Denczew S.: O powstawaniu uszkodzeń i zasadach eksploatacji sieci wodociągowych
i kanalizacyjnych zlokalizowanych w sąsiedztwie głębokich wykopów. Inżynieria i
Budownictwo, Nr 12/1998, str. 683 – 687.
Drobiec Ł.: Naprawa rys i wzmocnienia murowanych ścian. XXX Ogólnopolskie
Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji Szczyrk – Beskidy, 25 ÷ 28 marca 2015 r.,
tom I, str. 323 – 398.
Eskesen S., Kampmann P., Veicherts T.: Guidelines for tunneling risk management.
International Tunneling Association. Working Group No 2. ITA/AITES Accredited
Material. Elsevier Lausanne 2004.
Gandhi S.R: Deep basement excavacation. Proceedings of Indian Geotechnical
Conference December 15-17, 2011, Kochi, str. 53 – 56.
Hajdasz H.: Sposoby ustalania zużycia technicznego budynków i budowli. Agencja
Usług Techniczno – Organizacyjnych Budownictwa „PROMIKS” Sp. z o.o. w
Katowicach. Katowice 1992.
Handboek Ondergrund Bouwen, deel 2, Bouwen Vanaf Maaiveld, Center for
Underground Construction, 2000, Balkema, Rotterdam 2000.
208
[11]
[12]
[13]
[14]
[15]
[16]
[17]
[18]
[19]
[20]
[21]
[22]
[23]
[24]
[25]
[26]
[27]
Hannik G., Brassinga H. E., Van Meerten J. J., De Wit M. S.: Toward a risk design
of underground construction on urban areas. Proceedings of the Thirteenth European
Conference on Soil Mechanics and Geotechnical Engineering, Geotechnical
Problems with Man-Made and Man-Influenced Grounds, Foundation in Urban Areas,
Prague, Czech Republic, 25-28 August 2003, Vol. 2, str. 601–606.
Hashash, Y. M. A.: Analysis of Deep Excavations in Clay. PhD thesis, Department of
Civil Engineering, Massachusetts Institute of Technology, Cambridge,
Massachusetts. 1992.
Hsieh P.G., Ou C.Y.: Shape of Grodnu surfach settlement profiles by excavation.
Canadian Geotechnical Journal, No 35/1998.
Ilichev V. A., Nikiforova N. S., Koreneva E. B. Method for calculating bed
deformations of buildings near deep excavations. Soil Mechanics and Foundation
Engineering, Vol. 43, No. 6/2006, 189-196.
Ilichev V. A., Nikiforova N. S., Koreneva E. B.: Method for calculating bed
deformations of buildings near deep excavations. Soil Mechanics and Foundation
Engineering, Vol. 43, No. 6/2006, str. 189-196.
Jen L.C.. The design and performance of deep excavations in clay. PhD thesis.
Massachusetts Institute of Technology. 1998.
Kapela M.: Problemy konstrukcyjne wykonywania budynków „plombowych”.
Rozbiórki i wyburzenia budynków w zabudowie pierzejowej. 60 Konferencja
Naukowa KILiW i KN PZITB ,,Krynica 2014”. Tom 1, s. 17 – 26.
Kawulok M.: Ocena właściwości użytkowych budynków z uwagi na oddziaływania
górnicze. ITB Warszawa, 2000r.
Kawulok M.: Szkody górnicze w budownictwie. ITB Warszawa, 2010r.
Kawulok M.: Wybrane problemy projektowania budynków na terenach górniczych.
Materiały Konferencji Naukowo Technicznej V Dni Miernictwa Górniczego i
Ochrony Terenów Górn. Prace Nauk. GIG. Seria Konferencje, nr 30. Katowice,
1999.
Kuszyk. R.: Analiza osiadań powierzchni terenu podczas budowy tunelu pod osłoną
tarczy zmechanizowanej TBM. II Ogólnopolska Konferencja Metody komputerowe w
geotechnice i geologii inżynierskiej.
Ledwoń J.: Budownictwo na terenach górniczych. Arkady. Warszawa, 1983.
Matysek P.: Metody określania wytrzymałości murów w konstrukcjach istniejących.
XXX Ogólnopolskie Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji Szczyrk – Beskidy, 25
÷ 28 marca 2015 r., tom II, str. 435 – 462.
Michalak H., Pęski S., Pyrak S., Szulborski K.: O wpływie wykonywania wykopów
głębokich na zabudowę sąsiednią. Inżynieria i Budownictwo, Nr1/1998, str. 12–15.
Michalak H.: Budynki głęboko posadowione a przemieszczenia podłoża i zabudowy
w sąsiedztwie. Geoinżynieria : drogi, mosty, tunele, Nr 4/2008, str. 66-76.
Michalak H.: Ocena wpływu realizacji budynków z wielokondygnacyjnymi częściami
podziemnymi na przemieszczenia podłoża gruntowego w sąsiedztwie. LII
Konferencja Naukowa KILiW PAN i KN PZITB ,,Krynica 2006”, Gdańsk-Krynica
11 – 16 września 2006r.
Michalak H.: Wybrane zagadnienia kształtowania konstrukcyjno-przestrzennego
wielokondygnacyjnych garaży podziemnych w strefach śródmiejskich. Górnictwo i
Geoinżynieria, Vol. 33, No. 3/1/2009, 257-266.
209
[28]
[29]
[30]
[31]
[32]
[33]
[34]
[35]
[36]
[37]
[38]
[39]
[40]
[41]
[42]
[43]
[44]
[45]
Michalski T.: Najnowsze osiągnięcia w zakresie infekcji strumieniowej. Kolumny
średnicy 2,5 do 5,0 m. Inżynieria i Budownictwo, Nr 4/2001, str. 196-199.
Miedziałowski C., Siwik D.: The Impact of Deep Foundations of Building Structures
on the Neighbouring Buildings – a Static Analysis. American Journal of Civil
Engineering and Architecture, Vol. 2, No. 4/2014, str. 136-142.
Milosevic J., Sousa Gago A., Lopes M., Bento R.: Experimental assessment of shear
strength parameters on rubble stone specimens. Construction and Building
Materiale. Vol. 47, 2013, str. 1372–1380.
Nowacki P., Łęcki P.: Kolumny DSM jako palisada zabezpieczająca wykop pod
budynek Sali koncertowej Akademii Muzycznej w Poznaniu. Inżynieria i
Budownictwo, nr 9/2005, str. 511-512.
Peck R., B.: Deep excavation and tunneling in soft ground. Proceedings of 7th
ICSMFE, State-of-the-Art volume, Mexican City 1969, str.225–290.
Piekarczyk A.: Uszkodzenia i naprawy niekonstrukcyjnych elementów budynków.
XXX Ogólnopolskie Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji Szczyrk – Beskidy, 25
÷ 28 marca 2015 r., tom III, str. 233 – 290.
Popielski P.: Metody oceny oddziaływania głębokiego posadowienia na otoczenie.
XXVIII Ogólnopolskie Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji Wisła – Beskidy, 5
÷ 8 marca 2013 r., tom. II, str. 69 – 102.
Praca zbiorowa pod kierunkiem Kwiatka.J: Ochrona obiektów budowlanych na
terenach górniczych. Wyd. Głównego Instytutu Górnictwa. Katowice, 1997.
Rozporządzenie Ministra Infrastruktury w sprawie szczegółowego zakresu i formy
projektu budowlanego z dnia 3 lipca 2003 r. (DzU z 2003, nr 120, poz. 1133),
zmienionym Rozporządzeniem z dnia 6 listopada 2008 roku (DzU z 2008 r., nr 21,
poz. 1239).
Rozporządzenie Ministra Infrastruktury z dnia 12 kwietnia 2002 r. w sprawie
warunków technicznych, jakim powinny odpowiadać budynki i ich usytuowanie
(Dz.U. 2002 nr 75 poz. 690).
Rozporządzenie Ministra Infrastruktury z dnia 6 lutego 2003 r. w sprawie
bezpieczeństwa i higieny pracy podczas wykonywania robót budowlanych (Dz. U.
Nr 47 poz. 401)
Rozporządzenie Ministra Spraw Wewnętrznych i Administracji w sprawie ustalania
geotechnicznych warunków posadowienia obiektów budowlanych (DzU nr
126/1998, poz 839).
Rozporządzeniu Ministra Środowiska z dnia 19 grudnia 2001 r., nr 153, poz. 1777).
Runkiewicz L., Wzmacnianie, zabezpieczanie i monitorowanie istniejących obiektów
w sąsiedztwie realizowanych plomb. XXII Konferencja Warsztat Pracy Projektanta
Konstrukcji, Szczyrk, 2007 r.
Runkiewicz L.: Wzmacnianie i zabezpieczanie istniejących obiektów w sąsiedztwie
realizowanych budynków plombowych. Przegląd Budowlany, Nr 4/2008, str. 28-38.
Siemińska-Lewandowska A. i inni: Varsovie: La Tour Telekomunikacja Polska S.A.
Travaux, Nr 759/1999, str. 18-22.
Siemińska–Lewandowska A., Kuszyk R.: Wpływ drążenia tuneli tarczą
zmechanizowaną TBN na osiadania powierzchni terenu oraz budynki. XXVIII
Ogólnopolskie Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji Wisła – Beskidy, 5 ÷ 8
marca 2013 r., tom. II, str. 135 – 154.
Siemińska-Lewandowska A.: Głębokie wykopy w miastach. 60 Konferencja
Naukowa KILiW i KN PZITB ,,Krynica 2014”. Tom 1, s. 39 – 50.
210
[46]
[47]
[48]
[49]
[50]
[51]
[52]
[53]
[54]
[55]
[56]
[57]
[58]
[59]
[60]
[61]
[62]
[63]
Siemińska-Lewandowska A.: Głębokie wykopy. Projektowanie i wykonawstwo.
Wydawnictwo Komunikacji i Łączności. Warszawa 2010r.
Siemińska-Lewandowska A.: Projektowanie kotew gruntowych na podstawie norm
europejskich. XX Ogólnopolska Konferencja Warsztat Pracy Projektanta
Konstrukcji, Wisła – Ustroń, 01 ÷ 04 marca 2005 r., tom. II, str. 111-130.
Siemińska–Lewandowska A.: Projektowanie ścian głębokich wykopów – teoria i
praktyka. Geoinżynieria: drogi mosty tunele, Nr. 2/2006, str. 16–22.
Sieńko R., Bednarski Ł., Howiacki T.: Wybrane zagadnienia monitorowania
konstrukcji. XXX Ogólnopolskie Warsztaty Pracy Projektanta Konstrukcji Szczyrk –
Beskidy, 25 ÷ 28 marca 2015 r., tom III, str. 341 – 410.
Siwik D., Miedzianowski C.: Wpływ głębokiego posadowienia budynku na zabudowę
sąsiednią. Budownictwo i Inżynieria Środowiska, Vol. 4, Nr. 1/2013, str. 61-68.
Smoltczyk U.: Geotechnical Engineering Handbook, Vol.1-3, John Wiley and Sons,
2006-2008.
Sorbjan P., Truty A., Urbański A., Wolski W.: Analiza statyczno-wytrzymałościowa
ściany szczelinowej podziemia rezydencji Hyatt przy ulicy Belwederskiej w
Spacerowej w Warszawie. Materiały Pokonferencyjne XIII Konferencji Naukowej
Metody komputerowe w projektowaniu i analizie konstrukcji hydrotechnicznych,
Korbelów 2001, str. 127 – 138
Stawiski B.: Konstrukcje murowe. Naprawy i wzmocnienia. Oficyna Wydawnicza
POLCEN i Bogdan Stawiski. Warszawa 2014.
Sun C. W., Chin C. T., Hwang R. N.: Prediction of Ground Settlements due to Deep
Excavations. International Symposium on Engineering Practice and Performance of
Soft Deposits, Osaka, Japan, 2004.
Szafraniec L.: Muzeum Śląskie 2006-2012. Muzealnictwo Nr 47, str. 115-122.
Szulborski K., Kulczycki A., Nalewajko R.: Współczesne tendencje w projektowaniu
i realizacji obudowy głębokich wykopów. XXVIII Ogólnopolskie Warsztaty Pracy
Projektanta Konstrukcji Wisła – Beskidy, 5 ÷ 8 marca 2013 r., tom. II, str. 155 – 198.
Szulborski K., Michalak H., Pęski S., Pyrak S.: Doświadczenia z realizacji budynku
wysokiego Reform Plaza w Warszawie. Inżynieria i Budownictwo, Nr 7/1999, str.
371-375.
Szulborski K., Michalak H., Woźniak M.: Zabezpieczenia i obserwacja obiektów w
sąsiedztwie głębokich wykopów. XXIV Ogólnopolskie Warsztaty Pracy Projektanta
Konstrukcji, Wisła – Beskidy, 17 ÷ 20 marca 2009 r., tom. III, str. 229-264.
Szulborski K., Pyrak S., Michalska H., Pęski S., Kolany G.: Analiza przyczyn awarii
i katastrof podczas realizacji obudowy wykopów głębokich. XIX Konferencja
naukowo-techniczna Awarie Budowlane. Szczecin-Międzyzdroje 19-22 maja 1999r.,
str. 147–158.
Szulborski K.: Najtrudniejsza realizacja ściany szczelinowej. Kalejdoskop
Budowlany. 2002. Vol. 2. s. 30–32.
Ustawa z dnia 7 lipca 1994 roku Prawo Budowlane (DzU z 2006r., nr 156, poz.
1118), zmienione Ustawą z dnia 27 sierpnia 2009 r., o zmianie ustawy Prawo
Budowlane oraz ustawy o gospodarowaniu nieruchomościami (DzU z 2009 r., nr
161, poz. 1279).
Ustawy Prawo Wodne (DzU z 2001 nr 115, poz. 1229 z późniejszymi zmianami).
Ustawy z dnia 4 lutego 1994 roku Prawo geologiczne i Górnicze (DzU z 2005 r.,
nr 228, poz. 1947, z późniejszymi zmianami).
211
[64]
[65]
[66]
[67]
[68]
Verruijt A., Booker J.R.: Surface settlements du to deformation of a tunel in an elastic
half plane. Geotechnique, Vol. 46, No. 4/1996, str. 753 – 757.
Wachniewski W. i inni: Profilaktyczne zabezpieczenie istniejących budynków
murowanych mieszkalnych i użyteczności publicznej położonych na terenach eksploatacji
górniczej. W: Opracowania Komisji Ochrony Powierzchni przed Szkodami Górniczymi
przy Wyższym Urzędzie Górniczym. Warszawa, 1964.
Wiłun Z.: Zarys Geotechniki. Wydawnictwo Komunikacji i Łączności. Warszawa 1976r.
Wysokiński L., Kotlicki W.: Wyniki obserwacji budynków usytuowanych w sąsiedztwie
głębokich wykopów. XII Krajowa Konferencja Mechaniki Gruntów i Fundamentowania.
Międzyzdroje 2000 r.
Wysokiński L., Kotlicki W.: Zagrożenie awarią budynków usytuowanych w sąsiedztwie
głębokich wykopów. XX Konferencja Naukowo-Techniczna Awarie Budowlane,
Szczecin-Międzyzdroje, 22-26 maja 2001r., tom II, str. 564-572.
Normy, instrukcje i wytyczne
[N1]
[N2]
[N3]
[N4]
[N5]
[N6]
[N7]
[N8]
[N9]
[N10]
[N11]
[N12]
[N13]
[N14]
[N15]
[N16]
[N17]
Instrukcja ITB Nr 427/2007 Warunki techniczne wykonania i odbioru robot
budowlanych. Część A. Roboty ziemne i konstrukcyjne. Zeszyt 1.
PN-EN 1538:2000 Wykonawstwo specjalnych robót geotechnicznych. Ściany szczelinowe.
PN-EN 12063:2001 Wykonawstwo specjalnych robót geotechnicznych. Ścianki szczelne.
PN-EN 14199:2003 Wykonawstwo specjalnych robót geotechnicznych. Mikropale.
PN-EN 12716:2001 Wykonawstwo specjalnych robót geotechnicznych. Iniekcja
strumieniowa.
PN-EN 1537:1999 Wykonawstwo specjalnych robót geotechnicznych. Kotwy gruntowe.
PN-B-03002:1999/Az1+Az2 Konstrukcje murowe niezbrojone. Projektowanie i
obliczanie.
PN-B-03002:2007 Konstrukcje murowe niezbrojone. Projektowanie i obliczanie.
PN-EN 1997-1:2008/NA:2011 Eurokod 7. Projektowanie geotechniczne – Część 1:
Zasady ogólne.
Instrukcja ITB nr 376/2002 Ochrona zabudowy w sąsiedztwie głębokich wykopów.
Instrukcja ITB nr 416/2006. Projektowanie budynków na terenach górniczych.
Rekomendacje Moskva: Rekomendacji po proektirovaniu i ustrojstwu osnovanii i
fundamentom pri vozvedenii zdanii vblizi sushhestvujushhih v uslovjah plotnoj zastojki v
g. Moskve. Pravitelstvo Moskwy Moskomarhitektura, 1999.
NTC08:2008 Ministero delle Infrastrutture e dei Transporti – Nuove Norme Tecniche per
le Costruzioni. Italian Ministry of Infrastructures and Transportation. G.U. n.29 – S.O.
n.30, February, 4th 2008, Rome, Italy.
ASTM. ASTM E 519-02 Standard test method for diagonal tension (shear) in masonry
assemblages. West Conshohocken (PA): ASTM International; 2002.
RILEM TC: 76-LUM Diagonal tensile strength tests of small wall specimens.
PN-EN 1990:2004/Ap1:2004/Ap2:2010/A1:2008/AC:2010/NA:2010 Eurokod. Podstawy
projektowania konstrukcji.
PN-EN 1996-1-1:2010/AC 2009 Eurokod 6. Projektowanie konstrukcji murowych –
Cześć 1-1: Reguły ogólne dla zbrojonych i niezbrojonych konstrukcji murowych.
Materiały reklamowe
[M1]
[M2]
[M3]
[M4]
[M5]
Materiały reklamowe firmy LE PONT EQUIPMENTS
Materiały reklamowe firmy NEOSTRAIN
Materiały reklamowe firmy GOECKE GMBH&CO.KG
Materiały reklamowe firmy GERMANN INSTRUMENTS A/S Copenhagen
Materiały reklamowe firmy WROGEO Marek Jędrzejczak Spółka Jawna
212