2010 ENERGETICKÉ A VODOHOSPODÁŘSKÉ STAVBY

5/2010

ENERGETICKÉ A VODOHOSPODÁŘSKÉ STAVBY

SPOLEČNOSTI A SVAZY PODPORUJÍCÍ ČASOPIS

CO NAJDETE V TOMTO ČÍSLE

SVAZ VÝROBCŮ CEMENTU ČR K Cementárně 1261, 153 00 Praha 5 tel.: 257 811 797, fax: 257 811 798 e-mail: [email protected] www.svcement.cz

16 /

SKLAD VYHOŘELÉHO PALIVA JE TEMELÍN HYDROELEKTRÁRNA HOCHWUHR VE FELDKIRCHU

/ 14

22 / 62 /

MANAŽÉRSTVO ŽIVOTNOSTI CHLADIACICH VEŽÍ S PRIRODZENÝM ŤAHOM

34 /

KRÁSA VODÁRENSKÝCH VĚŽÍ – HISTORICKÉ VĚŽOVÉ VODOJEMY ZE ŽELEZOBETONU U NÁS

HLAVNÍ VÝROBNÍ BLOK V TEPELNÉ ELEKTRÁRNĚ LEDVICE – BETONOVÉ KONSTRUKCE KOTELNY KŘÍŽ – BRÁNA

/ 27

SVAZ VÝROBCŮ BETONU ČR Na Zámecké 9, 140 00 Praha 4 tel.: 246 030 153 e-mail: [email protected] www.svb.cz

SDRUŽENÍ PRO SANACE BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ Sirotkova 54a, 616 00 Brno tel.: 541 421 188, fax: 541 421 180 mobil: 602 737 657 e-mail: [email protected] www.sanace-ssbk.cz, www.ssbk.cz

ČESKÁ BETONÁŘSKÁ SPOLEČNOST ČSSI Samcova 1, 110 00 Praha 1 tel.: 222 316 173 fax: 222 311 261 e-mail: [email protected] www.cbsbeton.eu

VÝSTAVBA LHC VE STŘEDISKU CERN U ŽENEVY

/ 30

ŽELEZOBETONOVÉ KONSTRUKCE PROVEDENÉ V RÁMCI LINIOVÝCH PROTIPOVODŇOVÝCH OPATŘ ENÍ

/8

❚

OBSAH

CONTENT

ROČNÍK: desátý ČÍSLO: 5/2010 (vyšlo dne 15. 10. 2010) VYCHÁZÍ DVOUMĚSÍČNĚ

Ú V O DNÍ K Lucie Šimečková

VYDÁVÁ BETON TKS, S. R. O., PRO: Svaz výrobců cementu ČR Svaz výrobců betonu ČR Českou betonářskou společnost ČSSI Sdružení pro sanace betonových konstrukcí

/2

TÉMA NOVÁ MODELOVÁ NORMA FIB 2010

Vladimír Červenka, Břetislav Teplý, Jan L. Vítek

/3

KONGRES fib 2010

/6

S TAV E B NÍ KO NST R U K C E

MANAŽÉRSTVO ŽIVOTNOSTI CHLADIACICH VEŽÍ S PRIRODZENÝM ŤAHOM

ŽELEZOBETONOVÉ KONSTRUKCE PROVEDENÉ V RÁMCI LINIOVÝCH PROTIPOVODŇOVÝCH OPATŘENÍ

Miloš Zich, Jiří Štěpánek, Michael Trnka HYDROELEKTRÁRNA HOCHWUHR VE FELDKIRCHU

/8

/ 62

V Ě D A A VÝ Z KU M

/ 16

NAVRHOVÁNÍ RÁMOVÝCH ROHŮ S POUŽITÍM MODELŮ NÁHRADNÍ PŘÍHRADOVINY Jiří Šmejkal, Jaroslav Procházka / 66

František Girgle, Petr Štěpánek, David Horák, / 74 David Ďurech, Ivana Laníková

GRAFICKÝ NÁVRH: 3P, spol. s r. o. Radlická 50, 150 00 Praha 5

N O R M Y • JAKOS T • C E RTI FI KAC E

ILUSTRACE NA TÉTO STRANĚ: Mgr. A. Marcel Turic

/ 22

KŘÍŽ – BRÁNA

Ivo Pavlík

/ 27

VÝSTAVBA LHC VE STŘEDISKU CERN U ŽENEVY

/ 30

H IS TO R I E KRÁSA VODÁRENSKÝCH VĚŽÍ – HISTORICKÉ VĚŽOVÉ VODOJEMY ZE ŽELEZOBETONU U NÁS Vladislava Valchářová / 34

MATE R I Á LY A T E CH N O L OG I E MODUL PRUŽNOSTI VYSOKOPEVNÝCH BETONŮ RŮZNÉHO SLOŽENÍ

SAZBA: 3P, spol. s r. o. Radlická 50, 150 00 Praha 5

ZAVÁDĚNÍ EN 1992-1-2: „NAVRHOVÁNÍ BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ – ČÁST 1-2: NAVRHOVÁNÍ NA ÚČINKY POŽÁRU“ DO PRAXE – ZJEDNODUŠENÁ VÝPOČETNÍ METODA PRO NOSNÍKY A DESKY

Jaroslav Procházka, Radek Štefan

TISK: Libertas, a. s. Drtinova 10, 150 00 Praha 5

/ 80

R E A K CE A PŘ I POMÍ N KY Č TE N ÁŘ Ů REAKCE NA ČLÁNEK VYUŽITÍ PŘETVÁRNÝCH VLASTNOSTÍ VLÁKNOBETONU PRO ZVÝŠENÍ ODOLNOSTI STAVEB PROTI ZATÍŽENÍ VÝBUCHEM Jiří Štoller / 84

Petr Cikrle, Vlastimil Bílek

/ 40

A K T U A L I TY

LA CONFLUENCIA, CHILE

/ 45

BETONOVÉ VOZOVKY

/ 87

ULTRAVYSOKOPEVNOSTNÍ BETON V PREFABRIKACI

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA

/ 88

Jan Tichý, Alain Štěrba, Vladislav Trefil, Ivo Žaloudek

F IR E MN Í PR E Z E N TAC E

ING. JAROSLAV BEZDĚK, CSC. – OSMDESÁTILETÝ

/ 46

/ 50

OBERVERMUNTWERK SILVRETTASTAUSEE – „BETONOVÁ“ POHLEDNICE / 52

S AN A CE VD ŠTĚCHOVICE – OPRAVA ŽELEZOBETONOVÉ MOSTNÍ GALERIE

Václav Polák, Petr Dobrovský 5/2010

❚

REDAKČNÍ RADA: Doc. Ing. Vladimír Benko, PhD., Doc. Ing. Jiří Dohnálek, CSc., Ing. Jan Gemrich, Prof. Ing. Petr Hájek, CSc. (předseda), Prof. Ing. Leonard Hobst, CSc. (místo předseda), Ing. Jan Hrozek, Ing. Jan Hutečka, Ing. arch. Jitka Jadrníčková, Ing. Zdeněk Jeřábek, CSc., Ing. Milan Kalný, Ing. arch. Patrik Kotas, Ing. Jan Kupeček, Ing. Pavel Lebr, Ing. Milada Mazurová, Doc. Ing. Martin Moravčík, Ph.D., Ing. Hana Némethová, Ing. Milena Paříková, Petr Škoda, Ing. Ervin Severa, Ing. arch. Jiří Šrámek, Ing. Vlastimil Šrůma, CSc., MBA, Prof. Ing. RNDr. Petr Štěpánek, CSc., Ing. Michal Števula, Ph.D., Ing. Vladimír Veselý, Prof. Ing. Jan L. Vítek, CSc.

SYSTÉM KOTVENÍ PŘEDPJATÉ FRP VÝZTUŽE

HLAVNÍ VÝROBNÍ BLOK V TEPELNÉ ELEKTRÁRNĚ LEDVICE – BETONOVÉ KONSTRUKCE KOTELNY

Miloslav Smutek

Juraj Bilčík, Jan Závodný, Vladimír Priechodský

/ 14

SKLAD VYHOŘELÉHO PALIVA JE TEMELÍN

Emanuel Novák, Václav Hanuš, Petr Beneš

VD LUČINA – SANACE BETONŮ HRÁZE

Alena Šrůtková, Libor Šácha, Miloš Jelínek, / 58 Bernard Polák

VYDAVATELSTVÍ ŘÍDÍ: Ing. Michal Števula, Ph.D. ŠÉFREDAKTORKA: Ing. Jana Margoldová, CSc. PRODUKCE: Ing. Lucie Šimečková

/ 54

SMP CZ Betosan Mott MacDonald FINE Skanska Červenka Consulting Idea RS Ing. Software Dlubal Knauf Beton University ČBS – fib Symposium SVC ČR

technologie • konstrukce • sanace • BETON

/7 / 13 / 21 / 43 / 49 / 51 / 57 / 61 / 87 / 3. str. obálky / 3. str. obálky / 4. str. obálky

ADRESA VYDAVATELSTVÍ A REDAKCE: Beton TKS, s. r. o. Na Zámecké 9, 140 00 Praha 4 www.betontks.cz REDAKCE, OBJEDNÁVKY PŘEDPLATNÉHO A INZERCE: tel.: 224 812 906, 604 237 681, 602 839 429 e-mail: [email protected] [email protected] ROČNÍ PŘEDPLATNÉ: 540 Kč (+ poštovné a balné 6 x 30 = 180 Kč), cena bez DPH 21 EUR (+ poštovné a balné 7,20 EUR), cena bez DPH, studentské 270,- Kč (včetně poštovného, bez DPH) Vydávání povoleno Ministerstvem kultury ČR pod číslem MK ČR E-11157 ISSN 1213-3116 Podávání novinových zásilek povoleno Českou poštou, s. p., OZ Střední Čechy, Praha 1, čj. 704/2000 ze dne 23. 11. 2000 Za původnost příspěvků odpovídají autoři. Označené příspěvky byly lektorovány. FOTO NA TITULNÍ STRANĚ: Kříž - brána nedaleko JE Dukovany foto: Jakub Karlíček BETON TKS je přímým nástupcem časopisů Beton a zdivo a Sanace.

1

ÚVODNÍK

❚

EDITORIAL

VÁŽENÉ ČTENÁŘKY A VÁŽENÍ ČTENÁŘI, nedávno mi při rozhovoru jeden známý s jistou pýchou v hlase řekl, že nemá e-mailovou adresu, na internetu nikdy nebyl, telefon má ten nejjednodušší a když potřebuje něco domluvit, sedne do auta a vše dojedná osobně. Jistě jsou povolání a řada situací, u kterých člověk upřednostňuje osobní jednání a technika není zapotřebí. Ale v redakci využíváme dnes a denně jmenované vymoženosti a práci bez nich si vůbec nedovedeme představit. Vzpomínám si na uzávěrku čísla před dvěma roky, kdy jsme zůstali bez připojení na internet. Ve chvíli, kdy jeden e-mail stíhá druhý, autoři na poslední chvíli požadují úpravy, při korekturách se objevují chybky, které tam jistojistě předtím nebyly, takže grafik má plné ruce práce a „bombardujeme“ se navzájem e-maily, pobíhali jsme s prosíkem o chvilku připojení na internet po sousedních kancelářích, které měly to štěstí a zůstaly on-line. Tehdy si člověk uvědomí, jaké jsou internet a e-mail úžasné vymoženosti, co všechno nám poskytují a jak moc nám usnadňují a urychlují naši práci. Během okamžiku se lze připojit na síť a mít přístup k informacím z celého světa. Informace, které by dřív bylo nutné složitě hledat po knihovnách, jsou v mžiku k dostupné. Navíc u většiny případů s e-mailovou adresou „pachatele“. Pochopitelně mám na mysli architekty, stavební inženýry, statiky a řadu dalších, kteří se podíleli na zajímavých betonových stavbách, které vám chceme představit. Jeden klik a člověk na druhé straně zeměkoule ví, že máte zájem o jeho tvorbu, a další klik a můžete se spojit a domluvit na další spolupráci. Obrat „na druhé straně zeměkoule“ není obrazný, vždyť emailová komunikace s lidmi z celého světa se pro řadu z nás stala naprostou samozřejmostí a už se nad tím nepozastavujeme a přijímáme to, co před několika lety nebylo běžné, jako naprostou samozřejmost. Něco z historie internetu, když ho tolik opěvuji: • 1958 – založení agentury ARPA (Advanced Research Projects Agency), která měla zajistit obnovení vedoucího technologického postavení USA po úspěšném vypuštění Sputniku v SSSR (v období studené války),

• 1969 – zprovoznění sítě ARPANET, jejímž základem byly po-

čítače na čtyřech univerzitách v USA a kterou financovalo Ministerstvo obrany USA, • 1972 – na síti je pouhých padesát výzkumných a vojenských center a Ray Tomlinson vyvíjí první e-mailový program, • 1990 – Timothy Berners-Lee se podílí na vzniku www (World Wide Web) v evropské laboratoři CERN, vzniká podoba dnešního Internetu, a následujícího roku přichází s novou technologií pro distribuci informací – použití „odkazů“, • 2010 – počet uživatelů se blíží ke dvěma miliardám!!! (zdrojem těchto opravdu pouze základních informací je jak jinak než internet, konkrétně www.wikipedie.cz). To je ale početná rodinka! A všichni mají přístup k informacím z celého světa a mohou spolu navzájem komunikovat. Jistě i dnes existuje řada zemí, v kterých je internet cenzurován, ať už z politických, náboženských či jiných důvodů. Naše země si v poslední době dle RSF (Reportéři bez hranic) sice trošku pohoršila, ale z mezinárodních srovnání je zřejmé, že se u nás dodržování svobody tisku po roce 1989 dostalo na vysokou úroveň. Internet má i svá negativa. Určitě je báječné mít na facebooku (společenský webový systém, který měl v polovině letošního roku cca 500 mil. aktivních uživatelů) spoustu kamarádů, vyměňovat si fotografie, sdělovat zážitky, jsou chvíle, kdy člověk zůstane sám a je vděčný za pocit, že někam patří, má přátele… Otázkou ale zůstává, zda to jsou přátelé nebo jen virtuální „přátelé“, kteří se ve chvíli, když se chcete s někým podělit o svou radost či trápení „na živo“, stáhnou do bezpečí svých ulit na síti. O tom, že řada uživatelů si neuvědomí problémy, do kterých se mohou dostat, zneužije-li někdo jejich v dobré víře sdělené osobní informace, asi není třeba se vůbec zmiňovat. Já upřednostňuji přátele z masa a kostí, se kterými trávíme víkendy či dovolené, na horách či údolích, pěšky či na kolech, děti se od malička učí komunikovat se svým okolím a to jak se sobě rovnými parťáky, tak i s dospěláky. Komunikaci na síti už budou muset zvládnout sami. Budu věřit, že jsme je na to dostatečně připravili. Pokud máte chuť, můžete komunikovat s námi. Napsat nám, že Vás něco v časopise zaujalo a potěšilo nebo naopak s něčím nesouhlasíte. Výměna názorů nad sporným tématem jistě zaujme řadu čtenářů (už se objevují první „vlaštovky“). Nebo třeba jste během své dovolené narazili na zajímavou betonovou stavbu, kterou by stálo za to představit i dalším nadšencům obdivujícím beton. „Více hlav víc smyslů, více děr víc syslů“, jak říká teta Kateřina z mé oblíbené knihy pana Jirotky Saturnin. Na závěr Vám popřeji krásný podzim. Dny se krátí, rána jsou zahalená v mlze a večery lze příjemně strávit v křesle se sklenkou dobrého vína a zajímavou knihou. Anebo třeba s časopisem. Pochopitelně, že s tím naším :o). V případě, že příroda ukáže svou přívětivější tvář a Vy budete chtít opustit pohodlí svého křesla a vydat se do světa, přikládám jednu fotografii jako inspiraci pro podzimní procházku – Křeslo. Většina z Vás ho již zná z Povrchů betonu, ale rozdíl mezi fotografií a skutečností je obrovský. Zvolíte-li cestu přímou a sotva dechu popadajíce vyšplháte na vrchol a usednete do jeho pohodlí, o to více Vás bude těšit pohled na okolní krajinu. Lucie Šimečková Fotografie: Lucie Šimečková

2

Redakce Beton TKS

BETON • technologie • konstrukce • sanace

❚

5/2010

TÉMA

NOVÁ MODELOVÁ NORMA FIB 2010 CODE 2010 Vladimír Červenka, Břetislav Teplý, Jan L. Vítek Nová modelová norma fib 2010 předkládá přehled o současném stavu poznání v oboru betonových konstrukcí, slouží jako podklad pro vývoj současných norem pro navrhování a ukazuje směr dalšího vývoje. Ve srovnání s předchozími normami je kladen větší důraz na užitnost konstrukcí, jejich životnost a spolehlivost, na pravděpodobnostní metody a numerické simulace pro posouzení mezních stavů. ❚ fib New Model Code 2010 presents the state of the art in the field of concrete structures, serves as a background document for improvement of present design codes and shows directions for further development. In comparison with the previuous codes emphasis is on performance-based design, probabilistic approach to safety assessment and verification assisted by numerical sumulations.

Posláním a tradicí organizace fib – Mezinárodní federace pro konstrukční beton je syntéza nových poznatků ve formě modelových norem, o čemž svědčí řada doporučení vydaných za činnosti organizací CEB a FIP, předchůdců dnešní fib. Tyto dokumenty ve své době představovaly přehled současného stavu znalostí v oboru betonových konstrukcí a sloužily jako kvalifikovaný a vědecky podložený zdroj informací, a to zejména v oblastech nad rámec současných norem pro navrhování. Jejich důležitým posláním bylo poskytnout základ pro tvorbu nových norem a naznačit směr vývoje. Za posledních téměř padesát let byly vydány tyto modelové normativní dokumenty: • 1964 – 1th CEB International Recommendations • 1970 – 2nd CEB/FIP International Recommendations • 1978 – 1th CEB/FIP Model Code • 1990 – 2nd CEB/FIB Model Code V návaznosti na tuto činnost byl v červnu 2010 zveřejněn první text nové modelové normy fib-Model Code 2010 [1] (dále jen NMC). Nový dokument o dvou dílech (292 + 288 stran) byl zaslán členům federace k diskusi, jejíž náměty do něj budou následně zapracovány. NMC navazuje na dřívější dokument CEB/FIB-Model Code z roku 1990. NMC odpovídá na potřebu praxe prezentovat v ucelené formě a koncepci pokrok v oblasti betonových konstrukcí za posledních dvacet let a to zejména u nových materiálů, technologií a výpočetních modelů. Vývoj normových předpisů za posledních padesát let se velmi změnil. Dřívější normy byly stručné, definovaly základní kritéria návrhu (např. dovolená namáhání) a projektant navrhoval konstrukci na základě zkušeností a svých schopností. Přesto byla v minulých dobách postavena významná díla, která jsou bezpečná, spolehlivá a mají dlouhou životnost. Během času se normy stále rozšiřovaly a doplňovaly, např. i o metody výpočtu, což bylo z části dáno rozvojem procesu navrhování a posuzování staveb, ale z velké části normy nahrazují doplňující dokumenty, jako publikace popisující postupy návrhů a posouzení. Tím se dospělo k paradoxní situaci, že normy přestávají být použitelné pro navrhování složitějších konstrukcí. Příliš rozsáhlé normy se pak mohou stát brzdou dalšího rozvoje, neboť příliš striktní pravidla vedou k nemožnosti použít něco, co v normách není obsaženo. Přitom se nedá tvrdit, že by zvýšenou podrobností norem byla zajištěna vyšší kvalita staveb. Tvůrčí činnost projek5/2010

❚

❚

❚

TOPIC

FIB NEW MODEL

tanta i realizátora je pak omezena a nemůže navrhovat pokrokové konstrukční systémy nad rámec existujícím předpisům. K takovému stavu se postupně dochází na úrovni současných Eurokódů, kde situace vyhovuje projektantům, kteří nejsou ochotni nést dostatek zodpovědnosti a rizika za svoje díla. V důsledku to vede k navrhování standardním způsobem a omezuje snahy navrhovat nové věci. Uvedené trendy si dobře uvědomuje i tým zpracovatelů NMC. Proto je velká část – více než úvodních sto stran – věnována základním principům návrhu. Tyto principy jsou obecné, zdánlivě pro přímé projektování málo použitelné, ale zásadní, protože definují podmínky návrhu a požadavky na konstrukce. Při porovnání zjistíme, že MC 1990 tyto kapitoly vůbec neobsahuje. Teprve v dalším textu NMC jsou rozpracována další kritéria a postupy. NMC odpovídá na potřebu praxe prezentovat v ucelené formě a koncepci pokrok v oblasti betonových konstrukcí za posledních dvacet let, a to zejména u nových materiálů, technologií a výpočetních modelů. Tento trend by měl zeslabit nežádoucí, pokrok omezující, vliv normalizace. Přínos NMC oproti předchozí modelové normě z roku 1990 lze vidět zejména v těchto oblastech: • Životnost konstrukcí, tedy čas, je důležitým faktorem pro posouzení mezních stavů. Návrh na určitý počet let požadované životnosti. Posouzení konstrukcí se rozšiřuje o hodnocení užitnosti (performance). • Nové materiály a nové technologie umožňují lepší a optimální využití materiálů, např. nejvyšší pevnost betonu se posunula na 120 MPa, rozšířilo se použití drátkobetonu, jsou zahrnuty nekovové výztuže. Mnohem větší pozornost je věnována soudržnosti materiálů. Využívá se nesoudržné předpínací výztuže, soudržnosti starého a nového betonu nebo soudržnosti betonu a různých druhů výztuží. • Rozvoj numerických metod poskytuje velmi účinné nástroje pro simulaci očekávaného chování konstrukce, což se využívá zejména při navrhování komplexních a drahých konstrukcí. • Stávající konstrukce, posouzení jejich zbytkové únosnosti, použitelnosti a spolehlivosti. • Udržitelný rozvoj, omezené zdroje surovin, kontrola emisí CO2, význam koncepčního přístupu. NMC má pět hlavních částí: zásady, vstupní data, navrhování, provádění a ochrana a demolice. V tomto článku neposkytneme podrobný popis celé NMC, ale zaměříme se pouze na několik zajímavých témat a nových přístupů. Na závěr úvodních poznámek je nutné se zmínit o terminologii použité v článku. Autoři se snažili používat pro originální odborné výrazy v angličtině odpovídající české ekvivalenty. Pro jistotu jsou často v závorkách uvedeny i původní názvy (kurzivou). HODNOCENÍ BEZPEČNOSTI

Pravděpodobnostní metody jsou jednou z významně se rozvíjejících teoretických disciplín a ve spojení s výkonnými numerickými metodami ovlivnily i hodnocení bezpečnosti stavebních konstrukcí. Společnou komisí pro bezpečnost konstrukcí (JCSS) byla vydána obecná norma pro zásady navrhování na základě stochastického přístupu, což se promítlo


3

hustota pravděpodobnos

TÉMA

❚

TOPIC

Z = R-S > 0

CTZ

CTR

TZ

TR

Pf

Rd

Zm

Rm

Rd

1b

1c

Obr. 1 Porovnání pravděpodobnostních metod hodnocení bezpečnosti, a) pravděpodobnost mezního stavu, b) pravděpodobnost návrhové odolnosti, c) globální součinite odolnosti, d) návrhová odolnost s dílčími součiniteli ❚ Fig. 1 Overview of probabilistic methods of safety assessment

i do NMC, která doporučuje vždy vycházet z pravděpodobnostního modelu náhodných vlastností konstrukcí. Pravděpodobnostní metoda, někdy též nazývaná jako „plně pravděpodobnostní“ (full probabilistic), je doporučena jako obecný a racionální přístup pro ověření bezpečnosti návrhu. To platí pro principy navrhování a zejména pro další vývoj. Nicméně, jako hlavní je zachována metoda dílčích součinitelů bezpečnosti (Partial safety factors), která zůstává nejvíce používanou metodou pro běžné navrhování a naše praxe ji dobře zná. Přesto v některých případech, např. u hodnocení koroze a životnosti, nebyla metoda dílčích součinitelů podrobně rozpracována a současným trendem je použití pravděpodobnostních metod. Navíc je předkládána nová metoda pro hodnocení odporu konstrukce – metoda globálního součinitele bezpečnosti, viz publikace [8], [11]. Jedná se o metodu na vyšší úrovni, než je metoda dílčích součinitelů, avšak se zjednodušenými pravděpodobnostními postupy. Metoda byla navržena v souvislosti s použitím numerických metod pro ověření odolnosti konstrukcí simulací jejich skutečného nelineárního chování, jak bude podrobněji popsáno dále. Srovnání uvedených metod posouzení bezpečnosti z hlediska pravděpodobnostního přístupu je ilustrováno na obr. 1. Obecnou metodou (a) pro hodnocení bezpečnosti je stanovení pravděpodobnosti P f dosažení mezního stavu vyjádřeného funkcí Z = R – S, kde R je odpor konstrukce a S je zatížení. Alternativně lze bezpečnost vyjádřit pomocí indexu spolehlivosti β, který je předepsán normou (viz např. ČSN EN 1990, příloha C). Směrodatná odchylka σZ vyjadřuje náhodnou proměnlivost mezního stavu. Míra bezpečnosti βσZ je tedy závislá na požadované hodnotě indexu spolehlivosti a náhodné variabilitě mezního stavu. Méně obecné je použití podmínky R d > S d, kde porovnáváme návrhovou odolnost R d a návrhové zatížení S d. Tato podmínka je použita ve známé metodě dílčích součinitelů, kde návrhové hodnoty zatížení a odolnosti jsou stanoveny s použitím dílčích součinitelů. Pro stanovení hodnoty R d lze použít buď přesnější metodu založenou na pravděpodobnostním výpočtu (b), nebo zjednodušenou metodu globálního součinitele (c), či metodu dílčích součinitelů (d). Z hlediska teoretického přístupu se metody liší mírou stanovení pravděpodobnosti dosažení mezního stavu. U me4

?

Rm Rd = ___ Hm

? Rd= R( fd )

Pf 0.

1a

Rd > Sd

Rd

Rm

Rm

1d

tod (a) a (b) se zjišťuje pravděpodobnost porušení (vyjádřená indexem spolehlivosti), zatímco u metod (c) a (d) se stanovuje přímo návrhová odolnost bez ohledu na náhodné vlastnosti odolnosti. Přesněji, u metod (c) a (d) není globální bezpečnost stanovena diferencovaně s přihlédnutím ke konkrétní konstrukci, ale v průměru. Pro tyto zjednodušené postupy, založené na odhadu návrhových hodnot, byly provedeny srovnávací studie [8], které prokázaly jejich praktickou použitelnost. U Ž I T N O S T J A K O K R I T É R I U M N AV R H O VÁ N Í

Užitnost je novým kritériem navrhování (performance-based design). Posuzuje se ověřením chování konstrukce pro stanovené podmínky a požadavky zahrnující: provozní stavy, míru spolehlivosti pro mezní stavy, životnost, vliv na životní prostředí a lidskou společnost. Jedná se tedy o mnohem širší rámec podmínek pro navrhování, který jde často i do oblastí s velkými nejistotami a tedy těžko deterministicky definovanými. Proto je také více použito stochastických metod, které mohou s nejistotami pracovat. V této souvislosti je zmíněna určující úloha „stakeholders“, to je všech, jichž se stavba nějak dotýká, ať pozitivně (investoři, stavebníci, majitelé) nebo negativně (sousedé). Všechny jejich požadavky by měly být zohledněny při navrhování a měly by se proto promítnout do řady konkrétních článků norem. Pro inženýra-projektanta je doposud princip „performance“ spojen zejména s hodnocením deformačních vlastností konstrukcí, např. při posouzení seismické odolnosti. V NMC je hledisko užitnosti rozšířeno na podmínky trvanlivosti a prostředí. ŽIVOTNOST

Hledisko užitnosti úzce souvisí s požadavkem trvalé udržitelnosti (sustainability) a hodnocení nákladů za celý životní cyklus stavby (life cycle cost – LCC), viz např. [2] a [3]. U nově navrhovaných konstrukcí se uvažuje hodnota životnosti specifikovaná majitelem/investorem v součinnosti s dalšími zainteresovanými stranami. Při posuzování stávající konstrukce se hodnotí zbytková životnost a návrh rekonstrukce má zabezpečit požadovanou (prodlouženou) životnost. Současné normy (Eurokódy) neumožňují přímé řešení takových úloh – to totiž vyžaduje zohlednění nejistot při volbě dílčích vlastností materiálů i degradačních faktorů. NMC to již plně reflektuje, často s odvoláním mj. na fib Bulletin č. 34 [4], kde jsou podrobněji popsány vybrané výpočtové modely degradace materiálů. Je respektován i nový ISO dokument [5] – komentář viz [6]. NMC zavádí základní informace o navrhování s ohledem na životnost a připomíná také nutnost rozlišovat specifikované (požadované, návrhové) životnosti tSL a tzv. refe-


❚

5/2010

TÉMA

renční periody tR. Verifikace životnosti musí být provedena s ohledem na možné změny užitnosti konstrukce během času v důsledku degradace materiálu apod. Formálně se za ukončení životnosti považuje okamžik, kdy konstrukce již nesplňuje požadavky na spolehlivost; odtud plyne možná vazba v posuzování životnosti na mezní stavy použitelnosti (SLS), únosnosti (ULS) a úloha degradace materiálu. Přístup při verifikaci různých druhů mezních stavů uvedený v NMC není vyrovnaný ve smyslu uvažování faktoru času. V případech mezních stavů posuzujících běžně známé mezní stavy použitelnosti (např. průhyby) a únosnosti se neuvažuje změna vlastností konstrukce v důsledku degradace materiálu. Na druhé straně, mezní stavy specificky vázané na životnost jsou závislé na degradaci materiálů probíhající v čase a mohou tedy omezovat životnost konstrukce dříve, než by byla vyčerpána např. její únosnost. Jde např. o depasivaci výztuže karbonatací betonu, případně o takové důsledky koroze výztuže, které ještě nemají rozhodující vliv na únosnost či tuhost konstrukce, ale jsou limitující s ohledem na vzhled konstrukce, nebo které by vedly k příliš nákladným opravám v budoucnu. Takové stavy jsou někdy označovány jako mezní stavy trvanlivosti (DLS), resp. iniciační mezní stavy [5]. Zde poznamenejme, že při použití vhodných výpočetních modelů degradace a opakovaných posouzeních únosnosti či použitelnosti konstrukce lze také SLS a ULS hodnotit kvalitněji i s ohledem na vliv času a působení prostředí (např. programy SARA, FREET-D [9]). Pro posouzení trvanlivosti se uvažují čtyři možné formáty bezpečnosti: a) pravděpodobnostní formát, b) formát dílčího součinitele bezpečnosti, c) dodržení zásad životnosti (deemed-to-satisfy), d) vyloučení vlivů způsobujících degradaci. Z uvedených formátů pouze (a) dává projektantovi možnost stanovení míry spolehlivosti daného návrhu či řešení s ohledem na požadovanou životnost. V praxi však může být náročné opatřit si relevantní statistické parametry vstupních veličin. Formát (b) sice vede k jednodušším výpočtům, ale hodnoty příslušných součinitelů bezpečnosti nejsou zatím specifikovány. Doporučuje se jejich stanovení právě pomocí formátu (a). Postupy (c) jsou zahrnuty v současných normách jako základní metoda – viz např. předpis mezní hodnoty w/c apod. Nejsou tedy založeny na podmínkách užitnosti a nedávají možnost navrhovat na specifické vlastnosti (jedná se vlastně o problematiku specifikace betonu – blíže viz [2]). Případ (d) je zcela odlišný – již v projektu jsou zvolena taková řešení (materiály), kdy degradační vlivy jsou vyloučeny nebo značně omezeny, např. při použití nerezové výztuže je její depasivace irelevantní. V dalším se budeme zabývat jen formátem (a), tj. pravděpodobnostním posuzováním důsledků degradace materiálů či konstrukcí. V jednotlivých návrhových situacích je nutno rozlišovat expoziční podmínky; z možných degradačních procesů je pojednáno o: • korozi výztuže v důsledku karbonatace betonu, • korozi výztuže v důsledku působení chloridů, • působení mrazových cyklů. Pro tyto mechanizmy existují výpočetní modely, které jsou akceptovány v širším mezinárodním měřítku, což zatím chybí v případech dalších degradačních jevů, např. alkalicko-silikátové reakci či působení síranů. 5/2010

❚

❚

TOPIC

Koroze výztuže vlivem karbonatace betonu bez trhlin V případech mezního stavu depasivace výztuže musí být splněna podmínka pdep = p{a – xc(tSL) < 0} < p0 ,

(1)

kde pdep je pravděpodobnost, že dojde k depasivaci, a je krytí výztuže [mm], xc (tSL) hloubka karbonatace [mm] v době tSL, která má být stanovena plně pravděpodobnostním postupem – blíže příloha B [4] (tj. pomocí numerického modelování procesu karbonatace s ohledem na náhodné vlastnosti konstrukce i prostředí), tSL návrhová životnost [roky], p0 návrhová (cílová) pravděpodobnost. Při posuzování mezních stavů vyvolaných korozí výztuže, jako trhlinky v betonu nebo odlučování krycí vrstvy (po předchozí depasivaci), se použije podmínka pcrack = p{Δr(R) – Δr(S)(tSL) < 0} < p0 ,

(2)

kde pcrack značí pravděpodobnost, že dojde ke vzniku nepříznivých trhlin vlivem koroze výztuže, Δr(R) největší přípustné zvětšení poloměru průřezu výztužného prutu způsobené korozí, které by ještě nevyvolalo vznik trhlin na povrchu betonu [μm], a Δr(S)(tSL) zvětšení poloměru průřezu výztužného prutu korozí [μm]. Alternativně lze posuzovat obecnější podmínku pcrack = p{tSL – tini – tprop < 0} < p0 ,

(3)

kde tini je iniciační čas (doba do dosažení depasivace výztuže) [roky] a tprop propagační perioda (doba, po kterou probíhá koroze) [roky]. Koroze výztuže vlivem průniku chloridů do betonu bez trhlin Pro mezní stav depasivace výztuže se posuzuje podmínka ( viz [4]) pdep = p{CCrit – C(a, tSL) <0} < p0 ,

(4)

kde pdep je pravděpodobnost, že dojde k depasivaci, CCrit kritický obsah chloridů [hmotnostní % vztažené k pojivu], C(a, tSL) obsah chloridů v hloubce a, v čase t [hmotnostní % vztažené k pojivu] a a betonová krycí vrstva [mm]. Proměnné veličiny xc, Δr(R), Δr(S) a C musí být určeny pomocí příslušného modelu pravděpodobnostním přístupem; jsou to náhodné veličiny, podobně jako veličiny tini a tprop. Vliv trhlin v betonu na postup koroze není dostatečně znám, a proto se doporučovaná charakteristická hodnota mezní šířky trhlin udává v rozpětí 0,2 až 0,4 mm, podle závažnosti vlivu prostředí. Pro posouzení vlivu zmrazovacích – rozmrazovacích cyklů jsou uvedeny pravděpodobnostní podmínky pro případy za, resp. bez přítomnosti rozmrazovacích látek. V obou případech posouzení vyžaduje provedení náročných laboratorních zkoušek, tj. zjištění hodnoty kritického obsahu vlhkosti (stupně nasycení vodou, při jehož překročení beton bude významně poškozen mrazem) pro daný beton, resp. zjištění kritického bodu mrazu, při kterém dochází k odpadu částí povrchu betonu – blíže viz příloha B [4]. Nejde tedy v pravém slova smyslu o numerické modelování; více také o jiných variantách viz [10]. P O S O U Z E N Í M E Z N Í C H S TAV Ů P O M O C Í NUMERICKÉ SIMULACE

Numerické výpočty založené na metodě konečných prvků


5

TÉMA

❚

TOPIC 2a

Obr. 2 Most přes Berounku na Pražském okruhu posouzený numerickou simulací (projektant Ing. Šístek, Novák & Partner) ❚ Fig. 2 Bridge over Berounka river on Prague Ring Highway designed with aid of numerical simulation (Design by Ing. Šístek, Novák & Partner) Obr. 3 Schéma nelineárního výpočtu konstrukcí of nonlinear numerical structural analysis

❚

Fig. 3

Scheme

a nelineárních materiálových modelech se stávají nástrojem použitelným pro ověření mezních stavů konstrukcí v procesu navrhování. Jejich rámec přesahuje obor pružného působení materiálů a stále více směřuje k simulaci skutečného chování. Cílem numerické simulace je co nejvíce předpovědět chování konstrukce v konkrétních podmínkách účinků zatížení a vlivů prostředí. Proto, a také vzhledem k náročnosti, je využívána zejména pro drahé a komplexní konstrukce (obálky jaderných reaktorů, tunely, mosty), pro rekonstrukce a zesilování a pro řešení následků havárií. Je vhodným nástrojem pro optimální řešení tzv. D-oblastí (rámových rohů, styčníků, soustředěných břemen a kotevních oblastí). Příkladem použití numerické simulace je výpočet mostu přes Berounku na obr. 2. Vzhledem k tomu, že stávající způsob dimenzování a posouzení je založen na lineárním výpočtu a předpokladu superpozice vnitřních sil od různých zatěžovacích stavů, bylo konstrukce

konečný prvek

materiál

σy

p, u zatížení P

τxy σx

posuv U 1 prediktor:

ε=Bu σ=Dε k = B TDB dv

nelineární řešení P R

v

1

K

ΔU

K ΔU = P - R U

6

korektor:

σ = F(σ,ε) r = B Tσ dv

třeba rozšířit rámec pro posouzení bezpečnosti konstrukce při použití nelineárních metod výpočtu odolnosti. Důležitým rozdílem proti lineárnímu výpočtu je úroveň globálního přístupu posouzení. U lineárního výpočtu se stanoví návrhové účinky vnitřních sil S d v průřezech a provede se posouzení podmínkou R d > S d, kde R d je návrhová odolnost průřezu. Nepřipouští se možnost redistribuce vnitřních sil vlivem nelineárního chování konstrukce. Jedná se tedy o lokální posouzení a celková bezpečnost konstrukce se neřeší. Při nelineárním výpočtu se stanoví odolnost konstrukce, tedy hodnota integrální odolnosti zahrnující interakci všech jejích součástí (průřezů) a promítne se do ní způsob porušení a robustnost konstrukčního řešení. S určitým zjednodušením lze říci, že oba způsoby se liší méně pro staticky určité konstrukce a více pro staticky neurčité, u nichž může dojít k většímu přerozdělení vnitřních sil. Avšak i u staticky určitých konstrukcí lze dosáhnout nelineárním výpočtem podstatných rozdílů oproti běžnému pružnému výpočtu, např. při stanovení smykové únosnosti [7]. Schéma nelineárního řešení na obr. 3 ukazuje tři hlavní součásti metody: model konstrukce pomocí konečných prvků, formulaci prvku a materiálový model. Nelineární řešení je dosaženo v iteracích pomocí lineárních aproximací, kde se používají varianty metody Newton-Raphson. Důležitým hlediskem je vyvážený přístup k různým chybám, které jsou nevyhnutelnou vlastností numerických metod řešení a které je nutno kontrolovat. Projektant používá tuto metodu ve formě počítačového programu a je na něm přesvědčit se o správnosti výsledků. Proto se doporučuje využívat systém ověření od materiálového modelu až po numerické metody, vliv velikosti sítě apod. Nezávislá kontrola výpočetních pomůcek ostatně platí pro všechny programy obecně. NMC ve své části zabývající se vlastnostmi betonu a výztuže předkládá řadu materiálových modelů vhodných pro simulaci většiny vlastností pro nelineární metody. Z těch nejdůležitějších pro beton jsou to tahové vlastnosti, zejména lomová energie a nárůst pevnosti vlivem sevření v tlaku při víceosé napjatosti.

v

Z ÁV Ě R E Č N É P O Z N Á M K Y

2

rovnováha 3

2

2b

Nová fib Modelová norma 2010 je přínosem pro zprostředkování výsledků vědeckého pokroku v oblasti betonových konstrukcí a poskytne solidní základ pro další rozvoj Eurokódů. Pravděpodobnostní metody nabývají při navrhování i poBETON • technologie • konstrukce • sanace

❚

5/2010

TÉMA

❚

TOPIC

Literatura: [1] fib Model Code 2010, Fédération internationale du béton, Lausanne, 2010, First draft [2] Teplý B.: Performance-based navrhování betonových konstrukcí a specifikace betonu, Beton TKS 2/2009, str. 42–45 [3] Teplý B.: Trvanlivost – náklady – spolehlivost konstrukcí, Beton TKS 3/2005, str. 3–5 [4] Model Code for Service Life Design, fib Bulletin No. 34, 2006 [5] ISO 13823 (2008) General principles on the Design of Structures for Durability [6] Teplý B.: Navrhování konstrukcí na trvanlivost – připravovaný dokument ISO 13823, Sb. konf. Dynamicky namáhané konstrukce DYNA 2006, ed. V. Vejvoda, Brno, 2006, str. 93–98 [7] Červenka V., Doležel J., Novák D.: Shear Failure of Large Lightly Reinforced Concrete Beams: PART II – Assessment of Global Safety of Resistance, 3rd fib Inter. Congress – 2010, Washington [8] Červenka V.: Global Safety Format for Nonlinear Calculation of Reinforced Concrete. Beton- und Stahbetonbau 103 (2008), April 2008, Special addition, p. 37-42, ISSN 0005-9900 [9] Teplý B., Novák D., Pukl R.: Modelování a prognóza degradace betonových konstrukcí, Sb. konf. Sanace 2008, Brno: SSBK, str. 241–249 [10] Teplý B., Rovnaník P.: Účinky mrazu na beton, Beton TKS, 4/2007, str. 42–44 [11] Holický M., Sýkora M.: Global resistance factors for reinforced concrete structures, The 4th Inter. Conf. on Structural Engineering, Mechanics and Computation, Cape Town South Africa, 6-8 September 2010, proc. SEMC 2010, ed. A. Zingoni, Millpress, 2010, pp. 4

suzování betonových konstrukcí na významu a projektanti by jim měli rozumět a umět je využívat. Důsledky používání těchto principů se totiž projeví nejenom „na stole“ projektanta, ale i na vztazích mezi dodavatelem a investorem. S tím souvisí v praxi doposud asi neobvyklý krok – specifikace, resp. odsouhlasení úrovně požadované životnosti a spolehlivosti klientem/investorem, což může mít i výrazné důsledky ekonomické. Numerická simulace založená na metodě konečných prvků a nelineárních materiálových modelech se stává účinným nástrojem pro ověření mezních stavů konstrukcí. Toto téma bude diskutováno a částečně znovu publikováno (s laskavým svolením redakce časopisu Beton TKS i ČBS) též na Betonářských dnech 2010. V článku byly použity výsledky výzkumných projektů GAČR 103/08/1527 a projektu 1M0579 – výzkumné centrum CIDEAS. Ing. Vladimír Červenka, Ph.D. Červenka Consulting, s. r. o. Na Hřebenkách 55, 155 00 Praha 5 e-mail: [email protected] Prof. Ing. Břetislav Teplý, CSc. Centrum CIDEAS Fakulta stavební VUT v Brně Veveří 331/95, 602 00 Brno tel.: 541 147 642 e-mail: [email protected] Prof. Ing. Jan L. Vítek, CSc. Metrostav, a. s. Koželužská 2246, 180 00 Praha 8 e-mail: [email protected]

5/2010

❚


7

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E

❚

STRUCTURES

ŽELEZOBETONOVÉ KONSTRUKCE PROVEDENÉ V RÁMCI LINIOVÝCH PROTIPOVODŇOVÝCH OPATŘENÍ ❚ REINFORCED CONCRETE STRUCTURES REALISED WITHIN THE LINE FLOOD-PROTECTION PRECAUTIONS Miloš Zich, Jiří Štěpánek, Michael Trnka Květen a srpen letošního roku nám opět připomněly, co dokáže způsobit velká voda; poukázaly na nutnost zajištění dostatečné protipovodňové ochrany našich měst a obcí. Článek je zaměřen na popis konstrukčního řešení betonových konstrukcí použitých pro liniové stavby protipovodňových opatření hlavního města Prahy. ❚ This year’s May and August have reminded us again what the high water can bring on; it has pointed out a necessity of the additional flood protection of our towns and urban areas. The article deals with the description of the structural solutions of concrete structures utilised for the line flood protection in Prague.

TYPY KONSTRUKCÍ

Po povodni v srpnu 2002 bylo rozhodnuto urychleně dobudovat protipovodňovou ochranu (PPO) hlavního města Prahy. Zkušenosti z této povodně vedly Radu hlavního města Prahy v prosinci roku 2002 zvýšit úroveň PPO na úroveň hladiny

dosažené při povodni v srpnu 2002 (průtok cca 5 300 m3/s) s převýšením +0,3 m. Znamenalo to vybudování řady rozsáhlých liniových opatření rozdílné výšky, buď v těsné blízkosti břehové hrany Vltavy, nebo s určitým odstupem na vhodně zvolených místech. Vodohospodářské koncepci protipovodňových opatření se věnuje i řada jiných článků, např. [1] až [4]. V rámci tohoto článku je popsáno konstrukční řešení typických opatření navržených projektantem stavby firmou Pöyry Environment, a. s., v letech 2004 až 2010. Pro jednotlivá opatření byly použity následující základní varianty liniové ochrany: • systém mobilních hradících prvků, • samostatné monolitické nebo prefabrikované železobetonové stěny, • monolitické úhelníkové železobetonové stěny, případně železobetonové stěny v kombinaci s mobilním zařízením, • zemní hráze a pytle s pískem. Obr. 1 Mobilní stěna se vzpěrou při povodni v roce 2006 ❚ Fig. 1 A mobile wall with the brace struts at the flood in 2006 Obr. 2 Detail připojení sloupků mobilního hrazení do základového pasu ❚ Fig. 2 A detail of a joining of the mobile barrier posts with strip footing Obr. 3 Zatěžovací zkouška mobilního hrazení ❚ Fig. 3 Loading test of a mobile barrier Obr. 4 Příčný řez stěnou v Praze–Karlíně se dvěma vodorovnými pracovními sparami ❚ Fig. 4 A cross-section of the wall with two horizontal joints in Praha-Karlín Obr. 5 Pohled na stěnu v Praze-Karlíně ❚ Fig. 5 A view of the wall in Praha-Karlín Obr. 6 Monolitická stěna v místě prostupu inženýrských sítí v Holešovickém přístavu ❚ Fig. 6 The monolithic wall at the service network area in Holešovice port Obr. 7 Pohled na monolitickou stěnu v Holešovickém přístavu ❚ Fig. 7 A view of the monolithic wall in Holešovice port

1 2

3

8


❚

5/2010

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E ZÁKLADY PRO MOBILNÍ HRAZENÍ

Jedná se obvykle o systém mobilních hliníkových dílců (hradidel) délky cca 2,5 až 3,5 m, upevněných do ocelových sloupků. Sloupky se kotví do monolitických základových pasů. Pro menší hradící výšky (cca do 1,65 m) jsou sloupky navrhovány jako konzoly, pro vyšší výšky jsou sloupky vyztuženy vzpěrou, zapřenou obvykle do základové patky (obr. 1). Systém je vhodný do hustě zabydlených oblastí města, např. v jeho historických částech, bez citelných zásahů do stávajícího vzhledu města. Využívá se tam, kde nejdou použít jiná trvalá pevná hrazení: v místě křižovatek, vjezdů k nemovitostem apod. Systém se namontuje až v případě hrozící povodňové vlny do připravených kotevních desek, které jsou zakotveny do základového pasu. Základový pas staticky funguje jako nosník roznášející lokální účinky zatížení z kotevních desek (sloupků) do celého pasu případně do navazujících podzemních stěn. Pas se zesílením v místech ukotvení sloupků je obvykle vyztužen konstrukční podélnou betonářskou výztuží a třmínky. Detail ukotvení musí spolehlivě přenést ohybové momenty a též vodorovné síly z hrazení. Z toho důvodu je kotvení prováděno pomocí ocelové kotevní desky (cca 500 x 500 x 20 mm) s přídavnou betonářskou výztuží (obr. 2).

4

5

6

7

5/2010

❚

❚

STRUCTURES

Mezi sloupky plní železobetonový pás též funkci „prahové spojky“, omezující vliv teplotních účinků. Osazení ocelové kotevní desky probíhá cca 200 mm pod úrovní terénu (nebo požadované výšky), na kotevní desku se přivaří systémové kotvení sloupků mobilního hrazení a poté se dobetonuje horní část základu, která je konstrukčně propojená výztuží s dolní částí. Ve zvlášť zatížených místech přechodů vozovek je v horní části využíváno vydláždění žulovou kostkou. Mezi kotvení se provede dosedací práh (žulový, nebo ocelový), zajišťující těsné dolehnutí duralových profilů hradidel mobilního hrazení (těsněného gumovým těsněním). Z toho důvodu je vyžadována značná výšková přesnost osazení kotevních desek. Hradidla jsou k dosedacímu prahu přikotvena tyčemi zamezujícími vyplavání hrazení. Navržený detail kotvení sloupků do základového prahu byl ověřen zatěžovací zkouškou (obr. 3). Tento typ hrazení je použit u řady PPO, mimo jiné v okolí Štefánikova mostu, v Holešovicích, v Tróji, v Radotíně, na Zbraslavi a v budoucnu i ve Velké Chuchli. Monolitické železobetonové stěny Jedná se o trvalé konstrukce, proto se navrhují do míst, kde dispozičně a esteticky nevadí. Jde o stěny s často velmi proměnnou výškou nadzemní


9

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E 8

❚

STRUCTURES 9

Obr. 8 Monolitická stěna s mobilním hrazením ❚ Fig. 8 The monolithic wall with the mobile barrier Obr. 9 Pohled na stěnu z pohledového betonu, Holešovice – River Lofts ❚ Fig. 9 A view of the wall with fair-face concrete, Holešovice – River Lofts Obr. 10 Pohled na vzdušnou stranu stěny s dřevěným obkladem, Zbraslav sever ❚ Fig. 10 A view of a downstream face of the wall with wood facing, northern Zbraslav Obr. 11 Zahrazený průjezd v ulici Varhulíkové při povodni v roce 2006 ❚ Fig. 11 Blocked passage through Varhulíkova road during the flood in 2006 Obr. 12 Půdorys pilíře v ulici Varhulíkové ❚ Fig. 12 A ground plan of the post in Varhulíkova road

10 11

12

části a tedy s velmi rozdílným namáháním od hydrostatického tlaku vody. Rozlišujeme relativně nízké, méně namáhané stěny výšky 1 až 1,5 m tloušťky cca 250 až 300 mm a stěny silně namáhané, vysoké 5 až 6 m nad terénem (tloušťky 600 výjimečně i 800 mm). Délka stěn může být i několik stovek metrů. Monolitické stěny jsou zakládány převážně na podzemních stěnách, s kterými tvoří jeden statický celek (obr. 4). V místě prostupů inženýrských sítí přes protipovodňovou stěnu je podzemní stěna nahrazována tryskovou injektáží (případně mikropilotami) s roznášecím železobetonovým prahem, umístěným v úrovni terénu (obr. 6). 10

V závislosti na šířce podzemí stěny a nadzemní části se mezi nimi navrhují jedna až dvě vodorovné pracovní spáry (v úrovni spodního líce vodících zídek, případně cca 200 mm pod úrovni terénu). Jedná se o pracovní spáru v místě extrémního momentu, proto je zvláštní důraz kladen na správnou polohu a dostatečné kotevní délky výztuže procházející spárou. Přímé spojení podzemní stěny a její nadzemní části je velmi náchylné na přesnost provedení kotevních trnů, nicméně snížení počtu spár snižuje i potenciální nebezpečí průsaku vody stěnou. Hloubka paty podzemní stěny plyne ze statických podmínek a též z podmínek průsaků vody za hradící linii.


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

Obr. 13 Protipovodňové opatření u mostu ČD v ulici Pod Paťankou ❚ Fig. 13 The flood protection at a railway bridge on a road Pod Paťankou Obr. 14 Výstavba prefabrikované stěny, Zbraslav jih ❚ Fig. 14 Construction process of the precast wall in southern Zbraslav Obr. 15 Tvar úhelníkových protipovodňových stěn, Praha-Holešovice ❚ Fig. 15 A shape of the angle iron flood-protection walls, PragueHolešovice

13 15

14

Nadzemní stěny jsou navrhovány z betonu C30/37, dříve z vodostavebného betonu B30. Betonovány jsou do oboustranného bednění, často s trapézovým plechem tloušťky 50 mm (obr. 5). Důraz je kladen na pohledové bednění a jeho povrchovou úpravu. Stěny jsou na horním povrchu vždy opařeny prefabrikovanou deskou nebo monolitickou římsou s oboustranným příčným spádem a okapními nosy. Příkladem takových stěn je opatření č. 202 výšky 1,2 až 1,97 m a délky 104 m a opatření 206 se stěnou výšky 0,88 až 2,19 m v délce 98 m u hotelu hotelu Hilton a Negrelliho viaduktu (obr. 5). Podobně byly navrhovány stěny výšky 5 až 7 m na terénem např. u opatření č. 501 a 505 v Holešovickém přístavu (obr. 6 a 7). Variantně je navrhována kombinace nižší monolitické stěny a mobilního opatření, např. opatření č. 503 na obr. 8. Je tak umožněno hrazení nižší výšky povodňové vlny betonovou stěnou a pouze při vyšších výškách se montuje přídavné mobilní hrazení. Toto řešení je vhodné v blízkosti bytové zástavby, protože neomezuje výhled na řeku mimo dobu povodní. Šířka monolitické stěny 600 až 650 mm v její koruně vychází z požadavku ukotvení mobilního hrazení a bezpečného roznosu zatížení z mobilního hrazení, koncentrovaného v místě sloupků do monolitické stěny. Ve zvlášť architektonicky disponovaných místech jsou betonové stěny obkládány kamenným nebo dřevěným obkladem s možností růstu popínavých rostlin po stěně, viz části opatření na Zbraslavi (obr. 9). Případně je pohledové bednění vytvářeno pomocí negativních spár (obr. 10).

5/2010

❚

Hrazení průjezdů Součástí liniových opatření je zahrazení průjezdů a podjezdů mostů. Pro nižší hradící výšky se využívá mobilních hliníkových hrazení, nevyžadujících při montáži jeřábovou techniku. Pro vyšší výšky (4 až 6 m) jsou budována hrazení z naplavovacích ocelových trámců délky 12 až 14 m (duté trámy opatřené otvory, které se při povodní naplní vodou) a výšky 0,4 m, poskládaných na sebe z několika kusů (11 až 14). V principu se jedná o vybudování masivních železobetonových pilířů, umožňujících ukotvení naplavovacích trámců. Pilíře přenášejí zatížení ohybem a posouvající silou do základů (obvykle podzemních stěn nebo pilot). Krajní pilíře jsou zatížené kroucením od jednostranného namáhání vodním tlakem. Pro umožnění osazení naplavovacích trámců je v pilířích vytvořena vodící drážka (cca 650 x 300 mm), která se po provedení ocelového vedení naplavovacích trámců kotveného do pilíře zabetonuje, viz opatření č. 505 v ulici Varhulíkové na obr. 11 a 12. Obdobně bylo provedeno zahrazení mostu ČD v ulici Pod Paťankou (obr. 13). Mezi jednotlivými pilíři je vytvářen dosedací železobetonový práh, tvořící obdobu tzn. prahové spojky. Práh je kotven do tryskové injektáže zabraňující průsakům vody za hradící linii. V roce 2002 došlo k přelití již provedeného protipovodňového hrazení železničních podjezdů v Holešovicích. Z toho důvodu bylo provedeno nadvýšení těchto hrazení. Jedná se o opatření č. 604 – zahrazení podjezdu v ulici Partyzánská (bylo provedeno jeho dodatečné nadvýšení a přikotvení do konstrukce přilehlého mostu), opatření č. 605 – zahra-


11


❚

STRUCTURES Obr. 16 Protipovodňová stěna zabudovaná do nábřežního zábradlí včetně kotevních profilů pro mobilní hrazení skrytých za zábradlím (Praha–Holešovice, Bubenské nábřeží) ❚ Fig. 16 The flood-protection wall inbuilt into the riverside railing including the anchorage profiles for mobile barrier hidden behind the railing (Prague–Holešovice, Bubenské nábřeží)

16

zení podjezdu v ulici Za Elektrárnou (provedena nová konstrukce celého zahrazení). Hrazení průjezdů je vždy nutné koncipovat tak, aby byl umožněn přístup jeřábů, provádějících montáž naplavovacích trámců ze vzdušné strany hrazení. Proto také v prostoru nad hrazením nemohou být umístěny inženýrské sítě (trakční vedení tramvají, vlaků, vedení nízkého napětí) nebo vyložené části mostů (zejména římsy). Prefabrikované stěny Při realizaci stavby protipovodňových opatření ve Zbraslavi je využito prefabrikovaných stěn. De facto se jedná o spojení obou částí, podzemní i nadzemní, v jeden celek bez nutnosti vodorovné spáry. Byla tím též přesunuta část výroby ze stavby do výrobních závodů a omezena tak doba záborů vozovky přilehlé ke stavbě. Prefabrikáty jsou navrhovány šířky 2 m, tloušťky 0,35 případně 0,4 m v závislosti na hradící výšce; výška panelů se pohybuje cca od 7,5 do 10 m podle požadované hradící a staticky nutné výšky. Jsou osazovány těžkými mechanizačními prostředky do rýhy vyhloubené pro klasickou pozemní stěnu, paženou bentonitem (obr. 14). V konečné úpravě jsou panely opatřeny monolitickou železobetonovou římsou, která po osazení jednotlivých panelů zajišťuje překrytí výškových nerovností. Římsa je dilatována po 6 m. Svislý styk panelů je řešen ve tvaru půlkruhové drážky s umožněním dostatečného injektování (zatěsnění) celé spáry. Z architektonických důvodů je část stěn obložena kamenem a dřevem. Úhelníkové stěny Úhelníkové železobetonové stěny jsou tvořeny základem a stěnou (dříkem), mohou být plně železobetonové nebo kombinovány s mobilním hrazením (obr. 15). Pro zamezení průsaku je na návodní straně základu navrhována těsnící jílocementová stěna, která nemá statickou funkci. Rozměry základu musí zajistit stabilitu stěny proti překlopení a posunutí. Pro zvýšení omezení posunutí stěny ve vodorovném směru je po začištění vrchní vrstvy jílocementové stěny mezi vodícími zídkami vytvořen smykový ozub. Úhelníkové stěny jsou vhodné do míst, kde rozměr základu nevadí inženýrským sítím, které by jinak bylo nutné nákladně překládat. Část těchto stěn je v horní části z architektonických důvodů kombinována s pohledovými prefabrikáty, mezi kterými je vloženo zábradlí (obr. 16). 12

Zásady statického výpočtu Statické působení protipovodňových stěn je dané typem konstrukce v návaznosti na jeho založení. Jedná se většinou o jednosměrně pnuté „klasické podzemní stěny“, případně o úhelníkové opěrné stěny, řešené na šířku jednoho metru nebo jednoho dilatačního celku. Stěny jsou zatížené na návodní straně od koruny stěny hydrostatickým tlakem vody a od úrovně terénu tlakem zeminy a na vzdušné straně pasivním odporem zeminy. U pilířů hrazení průjezdů nebo u zavázání mobilního hrazení do monolitických stěn se jedná o konstrukce (části konstrukcí) namáhané ve dvou směrech: • přenesení zatížení ve vodorovném směru do vlastního pilíře s dimenzováním obvykle krátkých konzol v půdorysu pilířů, • přenesení zatížení ve svislém směru do základů s dimenzováním pilíře na ohyb, posouvající sílu, případně kroucení. Obdobně jsou stěny a základové prahy v místech prostupů inženýrských sítí namáhány ve dvou směrech. Kolektiv projektantů při provádění statického řešení nadzemních částí i navazujících podzemní částí řešil problém neexistence jasných statických norem, vyhlášek, technických listů pro řešení protipovodňových stěn. Jako nejzávažnější se ukázal problém se stanovením zatížení, na jaké mají být protipovodňové stěny dimenzovány. Po vzájemné diskuzi byl proto stanoven následující základní koncept statického řešení stěn: • Posouzení železobetonových stěn bylo provedeno dle v té době ještě platné ČSN 73 1201 Navrhování betonových konstrukcí (včetně změn). Dále bylo přihlédnuto k ustanovení norem ČSN 73 0035 Zatížení stavebních konstrukcí, ČSN 73 1208 Navrhování vodohospodářských konstrukcí a ČSN 73 6506 Zatížení ledem. • Stěny byly navrženy pro zatížení hydrostatickým tlakem (γvody = 10 kN/m3) a maximální hladinu vody při povodni v roce 2002 + 0,3 m. Součinitel zatížení pro vodu je uvažován hodnotou γf = 1,05 a pro zatížení zemním tlakem γf = 1,2. Pro tato zatížení byl kontrolován nejen mezní stav únosnosti ale i mezní stav použitelnosti, tedy limitní šířka trhlin 0,3 mm (pro nadzemní části). • V místech, kde rozlitím vody hrozí velké hospodářské škody, bylo přihlédnuto k součiniteli účelu γn = 1,1 (1,2) dle ČSN 73 1208. • Obecně nebylo možné počítat jen se zatížením hydrostatickým tlakem klidné vody, bylo nutné zohlednit dynamiku vody, případný náraz plovoucích předmětů ve vodě apod., např. dle následujícího bodu.


❚

5/2010

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E Literatura: [1] Cabrnoch J.: Protipovodňová opatření na ochranu hlavního města Prahy v roce 2003, Stavební listy 12-13/2003, ISBN 1211-4790 [2] Neumayer O., Kasal P.: Protipovodňová ochrana Karlína a Libně – Libeňský přístav, čas. Beton TKS 2/2006, str. 3–8 [3] Štěpánek J.: Protipovodňová ochrana hl. města Prahy, etapa 0007 Troja, časopis Zakládání staveb 1/2009 [4] Štěpánek J., Boříková K.: Protipovodňová ochrana hl. města Prahy, etapa 0006 Zbraslav-Radotín, časopis Zakládání staveb 2/2009 • Pro mezní stav únosnosti stěn byl obvykle uvažován výše

uvedený hydrostatický tlak a náhradní břemeno o velikosti 22 kN/m představující náraz plovoucího předmětu (kry, klády apod.). Zatížení působí v nejvyšším místě stěny – náhradní statické břemeno bylo stanoveno odhadem z velikosti případného zatížení ledem dle ČSN 73 6506 pro kru o ploše 2 m2, výšky 0,5 m plující rychlostí 1 m/s a dopadající na stěnu pod úhlem 30°. V současné době nelze dle vodohospodářů očekávat v Praze z důvodu existence Vltavské kaskády přehrad povodeň s ledem. I tak toto zatížení představovalo alespoň minimální rezervu pro různá zatížení menšími plovoucími předměty. Je zřejmé, že nešlo stěny nadimenzovat (nebo jen za výrazně zvýšených nákladů) na náraz např. utržených velkých lodí. • Značný důraz byl kladen i na návrh dilatačních spár a dostatečného množství rozdělovací výztuže, zachytávající mimo jiné i rozdílné smršťování podzemních stěn a navazující nadzemní části stěn. • Krytí výztuže stěn bylo v běžných případech uvažováno 40 mm.

❚

STRUCTURES

py inženýrských sítí (kabely, vodovody apod.) byly uloženy do chrániček a zainjektovány tak, aby jimi nemohla procházet voda za hradící linii. Je třeba poznamenat, že nikdy nejde zcela zajistit plnou vodotěsnost protipovodňové stěny, jistý omezený průsak lze připustit. Prosáklá voda za hradící linii je obvykle drenážemi sváděna do čerpacích šachet a zpětně přečerpávána do řeky za protipovodňové stěny. Z ÁV Ě R

Stavbou řady protipovodňových stěn v Praze byla výrazně zvýšena úroveň ochrany majetku a zdraví občanů, města a firem proti povodňovým vlnám. Pro zajištění dlouhodobé funkce a životnosti ochrany se použití železobetonu ukázalo jako výhodné. V řadě míst se podařilo vytvořit i esteticky a architektonicky zajímavé prvky dotvářející okolí řeky. Stavba protipovodňových stěn ale vykazuje jistá specifika, která by bylo vhodné zohlednit do normových předpisů, vzorových listů apod. Týká se to zejména stanovení zatížení, která tyto stěny mají přenést tak, aby jednotlivé úseky a části stavby byly nadimenzovány obdobně. Ing. Miloš Zich, Ph.D. Ústav betonových a zděných konstrukcí Stavební fakulta VUT v Brně Veveří 95, 662 37 Brno tel.: 541 147 860, e-mail: [email protected] Ing. Jiří Štěpánek e-mail: [email protected] Ing. Michael Trnka, CSc. e-mail: [email protected]

Pracovní a dilatační spáry Zajištění pracovních a dilatačních spár patřilo k důležitým koncepčním prvkům protipovodňových stěn. Dilatační spáry byly navrženy po maximální vzdálenosti cca 6 m, obvykle tak, aby spáry nadzemní stěny korespondovaly se spárami podzemních stěn. Veškeré pracovní (vodorovné i svislé) a dilatační spáry byly důsledně těsněny pomocí PVC pásků, v mezních situacích minimálně pomocí bobtnavých pásků. Veškeré prostu-

5/2010

❚

oba: Pöyry Environment, a. s. Botanická 834/56, 602 00 Brno tel.: 541 554 111 Prezentované výsledky byly získány za finanční podpory z prostředků státního rozpočtu prostřednictvím MPO ČR v rámci projektu FI-IM5/128 „Progresivní konstrukce z vysokohodnotného betonu“ a za finančního přispění MŠMT ČR, projekt 1M0579, v rámci činnosti výzkumného centra CIDEAS.


13


❚

STRUCTURES Obr. 1 Staveniště v korytě řeky Ill pod skalním srázem ❚ Fig. 1 Building site in the Ill Ravine Obr. 2 Pohled na hráz ze spodní vody ❚ Fig. 2 View of the dam Obr. 3 Hydroelektrárna Hochwuhr v tělesu hráze ❚ Fig 3 The new hydroelectric power plant at Hochwuhr in der Felsenau Obr. 4 Průhled do volně přístupného nádvoří před elektrárnou ❚ Fig. 4 Look into the forecourt of the power plant Obr. 5 Pohled z vyhlídkové plošiny na horní vodu a silniční most ❚ Fig. 5 View of the road bridge from a viewing platform on the cealing of a turbine hall Obr. 6 Rybí schodiště s průhledem ❚ Fig. 6 The fish-ladder with a large window Obr. 7 Pohled ze svahu nad řekou na hráz s elektrárnou a městem v pozadí ❚ Fig. 7 View from a hillside above the river of the dam, the power plant and the town

HYDROELEKTRÁRNA HOCHWUHR VE FELDKIRCHU ❚ POWER PLANT HOCHWUHR, FELDKIRCH

Investor Arch. návrh Spolupráce

Hydroelektrárna Hochwuhr je postavena v sevřeném údolí řeky Ill na okraji města

Návrh konstrukce

Feldkirch v západním cípu rakouské spolkové země Vorarlberg nedaleko švýcarských a lichtenštejnských hranic. ❚ The new hydroelectric power plant at

Výstavba

Hochwuhr in der Felsenau (Vorarlberg, Austria) is situated in the Ill Ravine, adjacent to Feldkirch’s medieval center and constitutes the built culmination of the city. 2

Navrhnout přehradní hráz s hydroelektrárnou nad středověkým centrem města (písemné zmínky okolo roku 1211) byl obtížný úkol. Místo zvolené pro její postavení leží v hluboké horské rokli s téměř 100m skalními srázy – přehradní hráz by mohla být poměrně krátká. Úzkým údolím však prochází podél řeky i rušná silnice – přípojka z města na nedalekou dálnici A14/E60 „Rheintal Autobahn“ a vzhledem ke strmým břehům řeky ji nebylo kam přesunout. Hráz také nesměla zabránit pohybu ryb řekou. Vyřešit umístění konstrukce hráze s elektrárnou v přiměřeném měřítku a nepoškodit okouzlující ale snadno zranitelné přírodní prostředí bylo nelehkou výzvou pro architektonický ateliér, jehož návrh vyhrál v soutěži. Cílem návrhu byla ohleduplná a zdrženlivá kompozice všech zadaných součástí hráze s elektrárnou a zvýšení urbanistické hodnoty východního okraje města. Střídmá, příčnými stěnami členěná betonová konstrukce hráze se dvěma přepady a hydroelektrárnou tvoří minima14

Soutěž Realizace

Městský úřad Feldkirch, Vorarlberg, Rakousko ARTEC Architects, Vídeň, Bettina Götz a Richard Manahl Peter Sandbichler, Maria Auböck, Jakob Fina ILF Consulting Engineers, Innsbruck (kompletní inženýring) ARGE, Alpine-Mayreder, Tyrol Branch, Porr Technobau, Hilti & Jehle 2000 2001 až 2004

1

listickou siluetu požadovaného technického zařízení. Stěny elektrárny zakomponované do tělesa hráze jsou v místech, kde to je z konstrukčního hlediska možné, bohatě prosklené, aby kolemjdoucí mohl nahlédnout až do haly se dvěma turbínami (průtok 50 m3/sec, výška ca 9,5 m, výkon 4 000 kW, roční produkce 17,4 mil. kWh).

Na stropě elektrárny se z vyhlídkové plošiny otevírá pohled na klidnou hladinu jezera, ve které se zrcadlí most převádějící silnici na druhou stranu údolí. Na plošinu ústí volně přístupná 40 m dlouhá ocelová lávka umístěná nad oběma přepady hráze. Každý z přepadů je 13 m široký, 9,05 m vysoký a největší možný průtok je 760 m3/sec.


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

4 5

3

6

7

Schodiště pro ryby, navržené k překonání výškového rozdílu hladin spodní a horní vody do tělesa hráze, má ve své horní otevřené části vzhled úzkého horského údolí zalitého vodou. Schodiště má na délce 175 m padesát tři stupně (rozdíl hladin na každém stupni je 0,2 m) a protéká jím 300 l vody/sec. Na malém nádvoří před vstupem do 5/2010

❚

elektrárny je v betonové stěně zasklené okno, kterým lze pozorovat ryby při zdolávání vodních stupňů. Nový areál navazuje malou mostní galerií na oblíbenou městskou promenádu na břehu řeky. Vzniklo tak velmi příjemné a zcela neobvyklé spojení středověkého centra města s moderním technologickým centrem, které zá-


sobuje město elektrickou energií a současně je pomáhá chránit před velkou vodou přicházející každé jaro a léto z horských strání a tajících ledovců. Redakce děkuje ateliéru ARTEC Architects, Vídeň, za poskytnuté informace a fotografie. Jana Margoldová

15


❚

STRUCTURES

SKLAD VYHOŘELÉHO PALIVA JE TEMELÍN ❚ STOCK OF SPENT NUCLEAR FUEL – NUCLEAR POWER PLANT TEMELÍN

1

Emanuel Novák, Václav Hanuš, Petr Beneš Příprava stavby skladu vyhořelého jaderného paliva (SVJP) na území Jaderné elektrárny Temelín vychází z usnesení vlády ČR č. 121/1997 z 5. 3. 1997, kterým vláda ČR doporučila budování skladů vyhořelého jaderného paliva v areálech JE jako prioritní řešení konce palivového cyklu, a to před jeho uložením do hlubinného úložiště. Pro provoz reaktoru je předpokládán čtyřletý palivový cyklus. Sklad je dispozičně rozdělen na příjmovou a skladovou část. Konstrukčně je objekt železobetonová monolitická stavba s prefamonolitickou střechou.

❚ Preparation of

a construction stock of spent nuclear fuel (SSNF) in the Nuclear power plant Temelin is based on the Government Resolution No. 121/1997 from March 5th 1997, by which the Government has recommended building storages of spent nuclear fuel in the areas of nuclear power plants, as a priority solution to the end of fuel cycle, before placing it in the deep repository. Assumed operation of the reactor fuel in a four-year cycle. The warehouse is divided on two parts – the receiving and the stock part. The building is a monolithic reinforced frame structure with a precast-monolithic roof.

K O N C E P C E N ÁV R H U

Řešení nosné konstrukce je navrženo podle mezinárodních standardů pro jadernou energetiku, které jsou nadřazeny normám ČSN EN a představují veli16

ce rozsáhlý komplex norem a předpisů. Bez ohledu na skutečnost, že jaderná bezpečnost a radiační ochrana je založena na bezpečnosti obalových souborů (OS), jsou stavební konstrukce SVJP konzervativně navrženy na účinky vnějších extrémních vlivů s nízkou pravděpodobností výskytu. Toto řešení umožní kontrolu a manipulaci s OS i v případě účinků mimořádných vnějších extrémních zatížení. Základní a mimořádné kombinace zatížení jsou uvažovány podle předpisů IAEA-TECDOC, NS-G ad. Základní kombinace uvažují tato dominantní zatížení: jeřáby, větrem, sněhem, provozním užitným zatížením a teplotou. Mimořádné kombinace dle [6], [7] uvažují odděleně v kombinaci se stálým zatížením: • zatížení seismicitou – maximální výpočtové zemětřesení (úroveň SL – 2 dle IAEA), bylo stanoveno hodnotou zrychlení v úrovni terénu pro směr horizontální 0,1 g a pro směr vertikální 0,067 g. Opakovatelnost pro tyto hodnoty je 10 000 let s pravděpodobností nepřekročení 95 %, • zatížení nárazem letadla – havárií, pád lehkého letadla typu „Cesna“ hmotnosti 2 000 kg a rychlosti 200 km/h je definován impulsem 2,2 MN, doba trvání impulsu je 34 ms, • zatížení extrémním větrem – 68 m/s,

• zatížení

extrémním sněhem – 1,6 kNm-2, • zatížení extrémní teplotou – maximum roční teploty +45,6 °C a minimum roční teploty -45,9 °C, • zatížení výbuchem – zatížení přetlakem na čele rázové vlny 6 kPa. Jelikož se jedná o rozlehlý objekt, byla konstrukce základů navržena tak, aby docházelo k jednotnému buzení základů seismicitou. Zvýšená pozornost byla věnována vyztužení kritických zón s uvažováním vzniku plastických kloubů s požadavkem na disipaci energie. Při návrhu konstrukcí bylo obezřetně použito duktility. Rozhodující pro návrh SVJP byly mimořádné a extrémní zatěžovací stavy – seismicita (sloupy, některé nosníky), dále náraz letadla (střecha, stěny), extrémní a běžná teplota (stěny, základy). Detailní pozornost byla věnována rozboru mimořádných zatížení – seismicitě (návratnost až 10 000 let), pádu letadla, mimořádným teplotám a výbuchu. Teplotní namáhání konstrukcí bylo detailně ověřováno numerickými modely, při uvažování postupného plnění skladu. Teplota obalových souborů totiž dosahuje až +80 °C (obr. 2) a současně vnější teplota je uvažována v extrémních hodnotách až -46 °C. Značná pozornost byla věnována betonáži velkých objemů, návrhu betono-


❚

5/2010

S TAV E B N Í K O N S T R U K C E 2

tepelně izolovány, na vnějším povrchu zcela a na vnitřím do úrovně +9 m.

Obr. 1 Celkový pohled view of the struture

❚

Fig. 1

Obr. 2 Rozložení teplot ve skladu Fig. 2 Temperaure distribution in the warehouse

General ❚

Obr. 3 Schéma nosné konstrukce ❚ Fig. 3 Scheme of the superstructure Obr. 4

Příčný řez

❚

Fig. 4

Cross section

Nosný systém objektu skladu Objekt skladu je rozdělen do tří dilatačních celků. Jednotlivé celky jsou oddilatovány v nadzemních konstrukcích a mají společné základy. Skladovací část objektu je navržena jako jednopodlažní dvojlodní halový objekt (obr. 3 a 4). Hlavním nosným prvkem jsou příčné rámové vazby tvořené obvodovými sloupy příčných rozměrů 800 x 2 900 mm, vnitřními sloupy 800 x 3 000 mm a spojitým prefa-monolitickým vazníkem šířky 400 mm s proměnnou výškou 2 800 až 3 200 mm. Střední sloupy spojuje vnitřní podélná stěna tloušťky 400 mm, obvodové sloupy jsou posíleny vnitřní a vnější obvodovou stěnou tloušťky 600 a 400 mm, která je prolomena otvory pro areační přívod vzduchu. Na úrovni +9 m je obvodová stěna propojena se slou-

❚

STRUCTURES

py a podporuje příčné vazníky, v osové vzdálenosti 6 m, a železobetonovou střešní konstrukci. Střešní konstrukce je navržena v prefa-monolitické variantě a je tvořena monolitickou železobetonovou deskou o celkové tloušťce 400 mm, která je spřažena se železobetonovými prefabrikovanými vazníky průřezu tvaru T. Prefabrikované průvlaky nejsou při betonáži desky podepřeny. Příjmová část Příjmová část je tvořena robustními nosnými železobetonovými sloupy a průvlaky, na kterých je uložena jeřábová dráha (JD). Nejmohutnější sloupy mají průřez rozměrů 3 600 x 2 700 mm. Základní nosné sloupy jsou v úrovni jeřábové dráhy svázány mohutným železobetonovým věncem rozměrů 2 000 x 1 900 mm, který zároveň tvoří hlavní nosník jeřábové dráhy přijímací haly. Sloupy nad úrovní JD jsou rozmě-

vé směsi a postupu betonáže. Návrh betonové směsi s použitím směsných cementů a detailní návrh postupu betonáže a vyztužení na účinky objemových změn umožnily betonovat masivní konstrukce výšky až 3 m (základové pasy) a 2,5 m (masivní nosníky apod.) v jediném pracovním záběru, aniž by došlo k poruchám vlivem objemových změn tvrdnoucího betonu. Pečlivá a podrobná technologická příprava betonáže těchto úseků tak urychlila výstavbu. S ohledem na urychlení výstavby bylo navrženo prefa-monolitické zastřešení objektu bez montážního podepření prefabrikovaných vazníků. K O N S T R U K C E A V Ý S TAV B A

Jedná se o průmyslový skladový objekt členěný na příjmovou a skladovou část. Skladová část má půdorysné rozměry 46,7 x 74 m a výšku 24,3 m a příjmová část má půdorysné rozměry 25,5 x 67 m a výšku 25,85 m. Založení je navrženo na dvoustupňových robustních železobetonových základových pasech, které dohromady vytvářejí tuhý základový rošt v úrovni zvětralých pararul. Ve skladové části je spodní část základu rozměrů 6,5 x 1,5 m a horní část 2,9 x 1,3 m. V příjmové části jsou základy tvořeny základovou deskou tloušťky 1,2 m se ztužujícími stěnami proměnné šířky a výšky 3,2 m. Podlaha ve skladové části je tlustá 500 mm. Obvodové stěny a nosné sloupy jsou do základů plně vetknuty. Nosné konstrukce horní stavby jsou 5/2010

❚

3 4


17


❚

STRUCTURES Obr. 5 Časový průběh teploty uprostřed a na okraji základů ❚ Fig. 5 Temperature distribution in the middle and at the edge of the foundations Obr. 6 Betonáž základů ❚ Fig. 6 Concreting of the foundations Obr. 7 Betonáž sloupů ❚ Fig. 7 Concreting of the columns Obr. 8 Montáž prefa vazníků ❚ Fig. 8 Mounting of the prefab beam Obr. 9 Osazování vazníků ❚ Fig. 9 Assembly of the prefab girder Tab. 1 Tab. 1

Spotřeba materiálů ❚ Material consumption

Materiál/Spotřeba Beton C35/45 5

Výztuž

rů 800 x 800 mm v osové vzdálenosti po 5,45 m. Střešní konstrukce je navržena v prefa-monolitu obdobně jako nad skladovou částí. Stěny příjmové části jsou tloušťky 400 mm. Část stěn je demontovatelná a v budoucnu umožní zrcadlově rozšířit objekt o další sklad. P O U Ž I T É M AT E R I Á LY

Na základy byl použit beton C30/37 XC4. Pro železobetonové konstrukce horní stavby je navržen beton C35/45 XC4 a C40/50 XC4. Výztuž je navržena B500B a B500C. Výztuž B500C byla použita v kritických oblastech. Vyztužení konstrukcí bylo provedeno s ohledem na seismické namáhání. Dále bylo při návrhu vyztužení počítáno se zatížením nárazem letadla a výbuchem. Zvláštní pozornost byla věnována kritickým oblastem s možností vzniku plastických kloubů a požadavkem na disipaci energie. Základové konstrukce, sloupy, stěny, střešní desky a vazníky byly převážně vyztužovány hlavní výztuží Ø32 mm, stěny a střecha Ø28 a Ø25. Ve většině případů byla výztuž stykována přesahem, ojediněle byly použity lisované spojky. Na smykové vyztužení střechy byly použity smykové trny. Stykování výztuže na obvodových sloupech je provedeno pomocí lisovaných spojek. Návrh s ohledem na objemové změny Jelikož se jedná o betonáž velkých objemů, byla věnována velká pozornost návrhu betonové směsi a návrhu postupu betonáže. Objemové změny betonu jsou totiž jednou z hlavních příčin poruch betonových konstrukcí. Na betony bylo použito směsných ce18

mentů a příměsí. Při snížení množství cementu (nahrazení struskou a popílkem) a použití CEM II popř. CEM III, bývá problém dodržet modul pružnosti betonu s tím, že výraznější pokles lze sledovat u dynamického modulu pružnosti. Modul pružnosti je přitom podstatný nejen při výpočtu deformací, u staticky neurčitých konstrukcí a konstrukcí postupně budovaných má vliv na rozdělení vnitřních sil a podílí se tedy na posudku spolehlivosti konstrukce. Tyto cementy většinou nelze používat u předpjatých konstrukcí (nutno použití CEM I). Při použití CEM I by bylo nutno zajistit chlazení konstrukce, popř. postupovat po menších úsecích, což nebylo z hlediska rychlosti výstavby objektu možné, a to s ohledem na napjatý harmonogram výstavby. Před betonáží byl její postup ověřen na zkušebních vzorcích tak, aby se předešlo časovým zpožděním při vlastní výstavbě. Následně pak probíhalo kontrolní měření teploty na stavbě. Všechny zmíněné aspekty bylo nutno uvážit již v době zpracování projektu, přestože ještě nebyl znám dodavatel stavby. Na masivní konstrukce SVJP byl použit beton C30/37 XC4 s pomalým nárůstem pevnosti a sníženým vývinem hydratačního tepla, což umožnilo betonovat základové pasy rozměrů 6,5 x 2,8 m (spodní stupeň 6,5 x 1,5 m a horní část 2,9 x 1,3 m) v jedné etapě, popř. ve dvou etapách. V letním období byla situace nepříznivější oproti zimě. Betonáž se prováděla po částech tak, že betonáž dalších vrstev probíhala až s časovým odstupem, aby byl umožněn únik tepla ze spodní konstrukce. Další vrstva se betonovala po poklesu teploty cca na 35 až 40 ºC. V letním období dosahovaly teploty

na 1 m3

Celkem 22 333 m3 5 937 t

265 kg

betonu téměř teploty vzduchu – okolo 30 ºC. Měřením bylo prokázáno, že maximální teploty betonu nepřekročily 60 ºC, maxima bylo dosaženo po 45 h od betonáže. Ještě po 90 h od betonáže byla teplota 55 ºC, při počáteční teplotě betonu 19 ºC. Maximální gradient teplot dosahoval 25 ºC. U konstrukcí s použitím cementu CEM I na výrobu betonové směsi dosahuje teplota maxim po kratší době, cca mezi 15 až 25 h od betonáže. Při skokových změnách teploty docházelo k minimálním změnám teploty betonu okolo 3 ºC. Z popsaného je vidět, že teploty konstrukce nedosahovaly vysokých hodnot a to zejména díky použití směsných cementů a strusky. Průběh teploty uprostřed a na okraji základů je na obr. 5. Při použití strusky při výrobě betonu dochází k vyšším počátečním smrštěním. Po 10 dnech bylo smršťování cca 0,05 %, v čase 21 dnů bylo smrštění cca 0,08 až 0,095 %, celkové smrštění v čase 100 dnů dosáhlo cca 0,1 %. Smršťovací pruhy byly tedy v daném případě velice účinné pro omezení napjatosti od smršťování, a to na rozdíl od konstrukcí, u nichž během prvních 10 dnů proběhne pouze malá část celkového smršťování a smršťovací pruhy často ztrácí svůj efekt a mnohdy komplikují postup výstavby. Prefamonolitické zastřešení objektu Střešní desková konstrukce je navržena v prefa-monolitické variantě a je tvořena železobetonovou deskou o celkové tloušťce 400 mm, která je spřažena se železobetonovými prefabrikovanými vazníky působícími jako T průřezy. Průvlaky nebyly při betonáži desky podepřeny a vazník přenášel tíhu skruže i beto-


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

nové směsi. Železobetonový vazník má proměnnou výšku od 1,9 m pod deskou v rohu konstrukce až po 3,2 m u střední stěny. Šířka stěny vazníku je 400 mm, spodní hlava má šířku 600 mm. V dilataci je šířka vazníku 600 mm a spodní hlava je rozšířena na 800 mm. Ve skladové části je vazník spojitý se střední podporou v podélné stěně, v příjmové části je vazník prostý nosník. Hmotnost nejtěžšího prefabrikovaného vazníku je 140 t. Při návrhu vazníků bylo uvažováno s přerozdělením sil vlivem rozdílného smršťování staršího prefabrikovaného vazníku a monolitické desky a dále byla uvažována změna silového působení vlivem reologie na staticky neurčité konstrukci (spojitý nosník o dvou polích s pružným vetknutím do obvodových sloupů). Kromě standardních a mimořádných zatížení byly vazníky navrženy tak, že přenášely hmotnost skruže a čerstvého betonu. Rozhodující pro návrh vazníků byl náraz letadla a zemětřesení (spoj vazník-sloup). Zvýšená pozornost byla věnována vyztužení kritických zón s uvažováním vzniku plastických kloubů s požadavkem na disipaci energie. Kritické oblasti (spoje se sloupy) vazníků jsou vyztuženy výztuží B500C (εuk > 7,5 %). Z formy byly vazníky vyjmuty po dosažení 70% pevnosti betonu. Vazníky byly montovány cca tři měsíce po vyrobení a jejich montáž představovala jednu z nejsložitějších prací na stavbě SVJP. Přeprava unikátních železobetonových prefabrikovaných vazníků vyrobených v prefě PSG Otrokovice byla náročnou a netradiční zakázkou i pro dopravce ČD Cargo. Ojedinělé nosníky, každý s váhou cca 140 t, délkou 23 m a výškou v nejvyšším bodě kolem 4 m, musely být na stavbu dopraveny vozy, které umožnily umístění jednoho vazníku na dva vagony, a to kvůli jejich ob8

5/2010

6 7

9

❚


19


❚

STRUCTURES

10 Obr. 10 Montážní skruž ❚ Fig. 10 Mounting rings

11

Obr. 11 Schéma montážní skruže ❚ Fig. 11 Scheme of the mounting rings

Literatura: [1] ČSN EN 1990 – Zásady navrhování konstrukcí [2] SG No. 116 – Design of Spent Fuel Facilities [3] NS-G-1.4 – Design of Fuel Handling and Storage System for Nuclear Power Plants [4] NS-G-1.5 – External Events Excluding Earthquakes in the Design of Nuclear Power Plants [5] NS-G-1.6 – Seismic Design and Qualification for Nuclear Power Plants [6] IAEA-TECDOC-1341 Extreme External Events in the Design and Assessment of Nuclear Power Plants [7] IAEA-TECDOC-1347 Consideration of External Events in the Design of Nuclear Facilities other than Nuclear Power Plants, with Emphasis on Earthquakes [8] DSP, ÚJV Řež, a. s., divize Energoprojekt Praha

20

rovské hmotnosti. Upevnění bylo provedeno pomocí speciálně vyrobené konstrukce. Komplikované bylo i osazování vazníků na trny a jejich zapojení do nosné konstrukce. (obr. 8 a 9). Výroba vazníků a jejich montáž vyžadovaly přesnost ± 10 mm. Vazníky byly osazovány na trny, které byly osazeny ve sloupu pomocí speciálních šablon vyrobených na základě zaměření vazníků. Jednotlivé trny byly různě dlouhé tak, aby při montáži bylo možno s nimi pohybovat. Bednění střešní desky Z důvodu náročného časového harmonogramu výstavby bylo nutné umožnit současně betonáž střechy skladovací,

resp. příjmové haly a práce uvnitř objektu. Proto bylo standardní řešení podepření střešní desky skruží nahrazeno pomocnou podlahou v úrovni spodní příruby železobetonového prefabrikovaného vazníku (obr. 10 a 11). Podlaha byla vytvořena z jednotlivých nosníkových roštů (panelů), které byly ukládány na konzoly připravené z ocelových závor. Jako nosníků bylo použito nosníků GT 24. Průhyb nosníků vyhověl požadovaným tolerancím a bednění nad pomocnou podlahou nebylo třeba nadvyšovat. Panely bednění byly vzhledem k roztečím jednotlivých nosníků potaženy překližkou, jednak z psychologického hlediska a jednak jako ochrana proti pádu drobných předmětů. Pro


❚

5/2010


urychlení výstavby byly panely smontovány v centrálním skladu Peri, zkompletované převezené na stavbu a okamžitě osazeny na vazníky. V rámci každého pole byl vždy vyroben jeden panel s montážním otvorem pro možnost odstranění bednění nad pomocnou podlahou po odbednění. Detail uložení panelů spočíval v podvlečené ocelové závoře pod spodní přírubou, zavěšené z obou stran na táhlech DW 15. Pro možnost zavešení táhla bylo nutné již při výrobě prefabrikátů vložit do bednění ocelové trubky (prostupky) v předepsaných vzdálenostech, které po odbednění umožňovaly protažení závitové tyče M20. Táhlo DW 15 se pak zavěsilo pomocí oka ukončující táhlo na přesahující konec závitové tyče a celá tato sestava se dotáhla k boku příruby vazníku maticemi M20 tak, aby nedošlo k namáhání tyče přídavným ohybovým momentem. Styk ocelové závory a spodního líce vazníku byl realizován dotažením přes dřevěnou vložku, a to dokud nedošlo ke stlačení dřeva o cca 2 mm. Tento způsob zavěšení umožňoval betonáž z obou i z jedné strany vazníku. Namontování úložných konzol proběhlo ještě na vagonech. Pro možnost podvlečení závor bylo nutné uložit vazníky cca 400 mm nad podlahou vagonu. Samotné bednění desky bylo provedeno s použitím stropního nosníkového systému Peri Multiflex. Při montáži bylo nutné respektovat statický systém pomocné podlahy a umisťovat stojky systému do navržených míst, tj. v blízkosti vazníku.

SÍLA ZKUŠENOSTI 0RWW0DF'RQDOGMHMHGQD]QHMYČWãtFKPH]LQiURGQtFKSURMHNWRYêFK LQåHQêUVNêFKDSRUDGHQVNêFKVSROHþQRVWt 0RWW0DF'RQDOG3UDKDSRVN\WXMHVOXåE\YPQRKDREODVWHFK LQåHQêUVNpKRSRUDGHQVWYtDSURMHNWRYpKRPDQDJHPHQWX -HGQiVHRSRUDGHQVNpVOXåE\]SUDFRYiQtVWXGLtHNRQRPLFNpKR KRGQRFHQt]SUDFRYiQtDSRVX]RYiQtYãHFKVWXSĖĤSURMHNWRYp GRNXPHQWDFHĜt]HQtDVXSHUYL]HSURMHNWĤ 2EODVWLþLQQRVWL x 6LOQLFHDGiOQLFH x äHOH]QLFH x 0RVW\DLQåHQêUVNpNRQVWUXNFH x 7XQHO\DSRG]HPQtVWDYE\ x 9RGQtKRVSRGiĜVWYt x äLYRWQtSURVWĜHGt x *HRGHWLFNpSUiFH x *UD¿FNpDSOLNDFH x ,QåHQêULQJDNRQ]XOWDþQtþLQQRVW .RQWDNW 0RWW0DF'RQDOG3UDKD ,QJ-LĜt3HWUiN T

Z ÁV Ě R

Konstrukce SVJP představuje komplikovanou konstrukci z hlediska návrhu, a to zejména vlivem extrémních a mimořádných zatěžovacích stavů. Při návrhu konstrukce SVJP bylo nutné využít výsledky zkoušek, numerických analýz a respektovat rozsáhlý soubor předpisů a standardů pro stavby jaderné energetiky, které jsou nadřazeny národním normám. Zastřešení v prefamonolitické variantě výrazně urychlilo dobu výstavby a odstranilo náklady na skruž. Návrh betonové směsi byl proveden s ohledem na betonáž masivních prvků a ve velkých objemech. Doprava a montáž vazníků představovala nejsložitější část výstavby objektu. Doba výstavby objektu byla dvanáct měsíců – tedy poměrně krátká. Kvalita provedení vyhovuje náročným požadavkům projektu. Monolitická konstrukce SVJP s prefamonlitickou střechou představuje konkurenceschopnou variantu k prefabrikovaným konstrukcím vybudovaným v zahraničí. Rozhodující pro volbu typu konstrukce jsou požadavky národní autority pro jadernou energetiku na mimořádná zatížení. Investor Projektant BK Hlavní dodavatel Dodavatel BK Výstavba Cena konstrukce Celkové invest. náklady

E

+ 420 221 412 800 F]HFK#PRWWPDFFRP

ČEZ, a. s. Statika, s. r. o. CEEI PSG – International, a. s. duben 2009 až duben 2010 cca 750 mil. Kč cca 1 200 mil. Kč Ing. Emanuel Novák e-mail: [email protected]

Ing. Václav Hanuš e-mail: [email protected] Ing. Petr Beneš e-mail: [email protected] všichni: Statika, s. r. o. Jana Masaryka 677/45 120 00 Praha 2 tel.: 261 211 675, www.statika.cz

5/2010

❚

BETON

www.mottmac.cz

21


❚

STRUCTURES

HLAVNÍ VÝROBNÍ BLOK V TEPELNÉ ELEKTRÁRNĚ LEDVICE – BETONOVÉ KONSTRUKCE KOTELNY ❚ MAIN PRODUCTION BLOCK IN THERMAL POWER STATION LEDVICE – CONCRETE STRUCTURES OF BOILER HOUSE

1

2

Miloslav Smutek Tepelná elektrárna Ledvice byla uvedena do provozu v letech 1966 až 1969. Má čtyři výrobní bloky. První je již odstaven a zdemolován. Bloky 2 a 3 budou odstaveny se spuštěním nového zdroje. Blok 4 byl před deseti lety vybaven kotlem s fluidním spalováním a zůstane v provozu společně s novým blokem o výkonu 660 MWe. ❚

The thermal power station

Ledvice was put into operation in the years 1966-1969. There are four production blocks. The first one was yet detached and demolished. Blocks 2 and 3 will be detached at the moment of start of a new source. Block 4 was refurnished ten years ago with a fluidized bed boiler and it remains in service together with a new block with capacity 660 MWe.

Dominantní součástí nové kotelny jsou pochopitelně dodávky technologie. V tomto případě se jedná o 147 m vysoký průtlačný práškový kotel věžového typu, jehož součástí je i osm ventilátorových mlýnů na uhelný mour s kapacitou 72 t/h. Tlak napájecí vody je 280 barů, výkon 460 kg páry/sec. Teplota ostré páry je 600 °C. Celková hrubá účinnost systému je 47 %. Životnost zařízení je čtyřicet let a mj. má přinést snížení provozních nákladů na výrobu elektrické energie a snížení produkce CO2 a NOx. Kotel je nesen vlastní ocelovou konstrukcí, na které je z důvodu tepelné dilatace zavěšen. Ocelová konstrukce je tvořena prostorovým rámem se čtyřmi stojkami v rozích. Veškeré ocelové konstrukce kotelny a veškeré technologické vybavení je dodávkou firmy Alstom (SRN), projekční práce zajišťovala pobočka Stuttgart. KONCEPCE BETONOVÝCH NOSNÝCH KONSTRUKCÍ

Kotelna Kotelna má půdorysné rozměry cca 80 x 80 m. Betonové konstrukce, byť poměrně masivní, tvoří jen malou část celé kotelny. Jedná se o suterén pod vlastním kotlem včetně základové desky a dvě obslužné věže půdorysných rozměrů 13 x 13,5 m. Jejich výška je 143 m a dělá z nich nejvyšší stavbu v ČR. Monolitický suterén pod kotlem má základovou desku 22

tloušťky 1,5 m, která je pod hlavními sloupy kotle zesílena na 2,5 m. Deska je podpírána velkoprůměrovými vrtanými pilotami celkové délky několik kilometrů. Horní líc desky je na kótě -4,5 m. Obvod tvoří monolitické stěny tloušťky 0,4 m. Stropní deska tloušťky 0,8 m je podpírána obvodovými stěnami a hustým rastrem sloupů. Nejmasivnější z nich, pod rámem kotle, mají průřez 5 x 5 m, „běžné“ sloupy 2 x 2 m. Na základové desce spočívá celá řada technologických základů. Nejdůležitějšími jsou základy osmi válcových mlýnů uhlí osazených prostřednictvím pružinových izolátorů. Celková kubatura uložených betonů je cca 10 500 m3 v základové desce, 2 000 m3 ve vertikálních konstrukcích suterénu a přes 4 100 m3 ve stropní desce. Betony byly vesměs třídy C25/30-XA2 ve styku se zeminou, C30/37 a C35/45 ve sloupech a C35/45-XC1 ve stropní desce. Výztuž BSt 500 byla válcována v Turecku, certifikována a ohýbána v SRN. Dodavatelem byla společnost Metrostav, divize 8. Obslužné věže, zajišťující vertikální pohyb obsluhy, přístupy na technologické plošiny kotle, rozvody médií, požární vody atd., mají půdorysný rozměr 13,5 x 13 m, obvodové stěny mají tloušťku 0,4 a 0,5 m, vnitřní 0,25 m a schodišťové stěny 0,3 m. Tloušťky stropů jsou 0,25 m, schodiště jsou betonová prefabrikovaná, ramena byla ukládána na ozuby. Celková kubatura uložených betonů většinou třídy C30/37XC2 byla cca 10 000 m3 a bylo zabudováno přes 2 000 t výztuže BSt 500. Betonáž i železářské práce probíhaly kontinuálně. Bednění bylo posuvné, šplhající. Betonovaly se najednou všechny stěny obou věží. Rychlost posunu plošin byla 1,9 až 3,1 m za den, celkový čas potřebný k vybetonování obou věží byl padesát sedm dnů. Obě plošiny byly spojeny spojovacím mostem, stavební výtah pro dopravu osob a drobného materiálu byl přikotven k jedné věži. Práce prováděla společnost Omega Teplotechna ve spolupráci s rakouskou firmou Gleitbau Salzburg v nepřetržitém provozu. Při výstavbě byly používány dva jeřáby Liebherr – šplhající, průběžně kotvené do stěn věží. Betonová směs byla čerpána dvěma potrubími, která byla na plošině ukončená rozdělovačem distribuujícím směs podle potřeby do dvou betonářských výložníků.


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

3

4 6 5 Obr. 1 Elektrárna Ledvice před zahájením výstavby NVB ❚ Fig. 1 Ledvice power plant before commencement construction of the NPB Obr. 2 Vizualizace elektrárny s novým výrobním blokem ❚ Fig. 2 Visual representation of the power plant with a New Production Block Obr. 3 3D „skleněný“ model betonových konstrukcí kotelny ❚ Fig. 3 3D "glass" model of concrete structures of the Boiler house Obr. 4 3D „skleněný“ model betonových a ocelových konstrukcí strojovny ❚ Fig. 4 3D "glass" model of concrete structures of the Gallery and Generator room Obr. 5 Vizualizace turbostolice s osazenou technologií ❚ Fig. 5 Visual representation of the Bench for turbine genenator with assambled technology Obr. 6 Příčný řez strojovnou, mezistrojovnou a kotelnou s technologiemi ❚ Fig. 6 Cross section of the Generator room, Gallery and Boiler house

Strojovna a mezistrojovna Na kotelnu dispozičně i technologicky navazují objekty strojovny a mezistrojovny. Jedná se o masivní monolitické skelety nad půdorysem 65 x 90 m výšky místy až 40 m s jedním suterénem. Založení je obdobné jako u kotelny, vrtanými pilotami podpíraná prolamovaná základová deska tloušťky 1,5 až 3 m. Prakticky všechny betonové konstrukce jsou monolitické s výjimkou filigránových stropů v nejvyšších úrovních. Strojovna i mezistrojovna jsou zakryty ocelovou konstrukcí – 5/2010

❚

prostorovými příhradovými polorámy, které byly v tomto případě stavební dodávkou. Hrubou stavbu zajišťovaly firmy Metrostav a Hochtief. Třídy betonu a betonářské výztuže byly prakticky stejné jako v kotelně a celkem bylo uloženo přes 20 000 m3 betonu a přes 3 000 t výztuže. Technologicky je strojovna osazena čtyřtělesovou kondenzační parní turbínou MDT 70, vodíkem chlazeným generátorem a rotačním budičem o celkovém výkonu 660 MWe. Stroje jsou uloženy na od ostatní konstrukce oddilatova-


23


7

❚

STRUCTURES

8 Obr. 7 Část pilotových základů kotelny foundations of the boiler house

❚

Fig. 7

Part of piles

Obr. 8 Rozestavěné objekty hlavního výrobního bloku Fig. 8 Main production block objects in construction Obr. 9 Obr. 10

Suterén kotelny Strojovna

❚

❚

Fig. 9

Fig. 10

❚

Basement of the boiler house

Generator room

Obr. 11 Šplhací bednění, obslužné jeřáby a výložníky čerpadel betonu ❚ Fig. 11 Vertical-slip form, utility cranes, outriggers of concrete pumps Obr. 12 Armokoš budoucího betonového sloupu jako provizorní podpora ocelového zastřešení strojovny ❚ Fig. 12 Reinforcement of future column as temporary support of steel roofing of generator room

9

10

24


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

11

né turbostolici a jsou odpruženy pružinovými ložisky Gerb s viskózními tlumiči. Pro zajímavost – jednotlivá ložiska jsou vysoká přes 2 m. Konstrukce strojovny jsou osazeny i dvěma mostovými jeřáby o nosnosti 50 a 120 t. Potrubí chladící vody Součástí Hlavního výrobního bloku je i obetonávka potrubí chladící vody. Jedná se o dvě potrubí průměru 3 m, kterými je vedena chladící voda ze strojovny do chladicích věží a zpět. Obetonávka chrání potrubí před mechanickým poškozením a během výstavby umožňuje pojezd těžkých montážních jeřábů nad potrubím.

12

S TAT I C K É A D Y N A M I C K É V Ý P O Č T Y

Vstupní údaje Veškeré výpočty byly prováděny podle norem ČSN EN. Převážnou část zatížení tvořily technologie. Zatížení klimatická byla trojí: větrem, teplotou včetně nerovnoměrného oslunění a seismická. Vítr byl uvažován podle ČSN EN 1991-14 se základní rychlostí větru 25 m/s. V předstihu byla zpracována podrobná větrná studie, jejíž výsledky byly příznivější než normové, do výpočtu byly na přání investora uvažovány hodnoty konzervativnější, tedy normové. Oblast staveniště se nachází v seismicky činné oblasti. Při stanovení výchozích parametrů pro seismické zatížení se postupovalo podle metodiky EN ČSN 1998 – 1, výchozí parametry byly převzaty z expertního posudku: • návrhové zrychlení podloží ag = 0,06 g (včetně součinitele významu γI = 1,4) • typ základové půdy B • typ spektra pružné odezvy 1 Konstrukce byla uvažována jako stěnový systém se střední duktilitou a v analýze konstrukce prováděné modální analýzou pomocí spektra odezvy bylo uvažováno návrhové spektrum se součinitelem duktility q = 3 pro vodorovný směr a q = 1,5 pro svislý směr. Tomuto přístupu ke konstrukci odpovídají i konstrukční opatření vyztužení prvků. Zatížení teplotou bylo stanoveno dle ČSN EN 1991-1-5 – Zatížení konstrukcí- část 1-5: Obecná zatížení – Zatížení teplotou – s uvážením těchto základních vstupních a výstupních údajů: • výchozí teplota je uvažována T0 = 10 °C • minimální teplota vzduchu ve stínu Tmin = -34 °C 5/2010

❚

• maximální teplota vzduchu ve stínu Tmax = 40 °C • maximální teplota vzduchu na S a V straně Tmax = 42 °C • maximální teplota vzduchu na J a Z straně Tmax = 70 °C • pro montážní stav je uvažována teplota vnitřního prostředí

Tin = -34 °C (v zimě) a Tin = 40 °C (v létě) • při výpočtu teplotních spádů jsou uvažovány tyto hodnoty

tepelných odporů R in = 0,135 m2K/W, Rout = 0,04 m2K/W a součinitel tepelné vodivosti betonu λ1 = 1,71 W/(mK). Dimenzování betonových konstrukcí bylo prováděno podle ČSN EN 1992-1-1. Výpočty Nejprve byly provedeny standardní statické výpočty metodou konečných prvků programem RENEX3D (stejné řešiče jako IDA-NEXIS, ESA a Software Dlubal v prostředí AutoCAD). Byly řešeny jak celkové modely, tak dílčí. Běžné konstrukce byly modelovány skořepinami, masivní sloupy v suterénech pomocí „bricků“. Pro zatížení seismicitou a teplotou se osvědčily optimalizační prutové modely, kdy je celý půdorysný průřez věže modelován pruty s odpovídajícími průřezovými i materiálově – fyzikálními charakteristikami. Prutových modelů bylo dále využito při výpočtech dotvarování, účinků II. řádu, postupu výstavby i při stabilitním výpočtu. Kromě těchto „standardních“ výpočtů byly provedeny výpočty dynamické na základě výstupů optimalizačních výpočtů, které se podrobně zabývaly vlivem seismické odezvy konstrukce, výpočty uvažující vlivy imperfekcí věží a řada výpočtů modelujících postup výstavby jak vlastních věží, tak i montáže ocelové konstrukce kotle, protože celý objekt kotelny je jednotně založen.


25


❚

STRUCTURES

14

13

15

16

Seismické výpočty strojovny a mezistrojovny probíhaly ve třech fázích. V první byla modelována pouze železobetonová konstrukce a ocelová konstrukce a technologie byly uvažovány svými reakcemi. Ve druhém kroku byly domodelovány i ocelové konstrukce podle výrobní dokumentace a ve třetím, připravovaném, kroku budou domodelovány i technologické celky, plošiny, potrubí atd. Z ÁV Ě R

Betonářské práce byly ukončeny prakticky před rokem. V současné době probíhá montáž technologie. Nový výrobní blok by měl být uveden do provozu v roce 2012. Fotografie: Jiří Junek, Metrostav, a. s., a Recoc, s. r. o. Ing. Miloslav Smutek, Ph.D. Recoc, s. r. o. Seydlerova 2451/8, 158 00 Praha 518 tel.: 251 624 661 e-mail: [email protected] www.recoc.cz

Obr. 13 Věže ze strojovny generator room

❚

Fig. 15

Towers view from

Obr. 14 Dokončený betonový skelet strojovny concrete structure in generator room Obr. 15 Technologické plošiny ve strojovně platforms in generator room Obr. 16

26

Chladící věž

❚

Fig. 20

❚

❚

Fig. 17

Fig. 19

Finished

Technological

Cooling towers


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

KŘÍŽ – BRÁNA ❚ CROSS – GATE

kostel

lesní pěšina

Ivo Pavlík hřbitov

Článek popisuje návrat kříže na původní místo, kde stával po staletí. Kříž

borový háj lesní cesta

se stal součástí betonové brány, která v sobě nese jeho význam a novou symboliku. ❚ Return of a cross on its original place where it had stood for centuries is described in the article. The cross is a part of a concrete gate that includes its spirit and new symbolism. jetelové pole

IDEA KŘÍŽE – BRÁNY

Jedná se o návrat kříže do krajiny, na místo, kde vždy byl. Kříž je součástí brány, která v sobě nese jeho význam a novou symboliku – je pomyslnou hranicí mezi životem a smrtí. Průchod bránou, v ose východ – západ, znamená dostat se na „druhou stranu“, kde můžeme přemýšlet…

prošlapaná cesta

1

kříž

Obr. 1 Situace ❚ Fig. 1 Layout Obr. 2 Betonová brána v slaměném bednění ❚ Fig. 2 Concrete gate covered by a formwork built from bales of strow Obr. 3 Pálení slaměného bednění za asistence hasičů ❚ Fig. 3 Burning of a formwork built from bales of strow under supervision of a fire brigade Obr. 4 Ohořelá betonová brána ❚ Fig. 4 Charred concrete gate Obr. 5 Detail povrchu svislé stěny brány ❚ Fig. 5 Detail of the gate wall surface

Literatura: [1] Diplomový projekt Ivo Pavlíka na FUA TUL, www.ivopavlik.cz

2

4

3

5

5/2010

❚


27


❚

STRUCTURES

Je možné se zde nechat rozptýlit přímo do krajiny. Nejedná se o ohraničenou rozptylovou loučku, ale primárně o akt průchodu skrze a do krajiny za… Průhledu bránou brání strom, který roste za ní. Brána souvisí se hřbitovem, je napojena na cestu od hřbitova, která tam vždy vedla (obr. 1). Za bránou však žádná cesta nepokračuje… Vstupujeme do prostoru, který tvoří levá stěna, na stěnu je položen horizontální překlad a ten je svojí polovinou zasunut do protější stěny, s kterou vytváří kříž. Překlad je vyzlacen. Kříž se vrací na místo, odkud byl před čtyřmi lety odsunut. Překlad svým uložením vytváří idealizovaný pravěký dolmen. Poblíž tohoto místa bylo nalezeno několik kusů nástrojů pravěkých lidí. Ze stěny kříže je na jejím zadním konci vyříznuta část, která je skryta za stromem a umožňuje posedět pod jeho korunou, můžeme k ní položit svíčku, květiny. Pokud k ní chceme projít, musíme obejít strom. Strom brání pohledu skrze bránu i přímému pohybu. Samotný kříž je čitelný jen z přední strany, kde je vyzlacen. Patrný je i ze zadní strany, když je druhá stěna v zákrytu stromu. Při sezení pod stromem na „lavičce“ je náš pohled směřován k jihu do širé krajiny, nebo na sever k obci a cestě, která nás sem zavedla. TE C H N OL OGI C KÝ POS TU P S TAVB Y KŘ Í Ž E – B R Á N Y

6a 6b

Stěny a překlad brány byly vylity z betonu do bednění z balíků slámy (obr. 2). Vylití probíhalo postupně po asi 150mm vrstvách řidšího betonu denně (při vylití většího množství betonu byl jeho tlak příliš velký a odtlačoval šalování ze slámy). Betonová směs byla hutněna železnou tyčí tak, aby bylo dosaženo plného zatečení směsi do všech nerovností „bednění“. Velký důraz byl dán na minimálně 25mm vzdálenost šalování od ocelové výztuže (poměrně problematické – hranice balíku má velký rozptyl). Vodorovný překlad byl odlit vedle kříže na zemi a po vytvrdnutí byl volně uložen na stěny (podobně jako u dolmenu). Zapálení a hoření balíků slámy proběhlo za přítomnosti hasičů, kteří podle instrukcí shrabávali rozžhavenou slámu ze stěn, aby nedošlo ke kritické teplotě (obr. 3 a 4). Balík slisované slámy má totiž tu vlastnost, že se rozžhaví a teplo drží. Konečnou kontrolou teploty ohmatáním betonové stěny bylo zjištěno, že teplota stěny se pohybuje maximálně kolem 30 °C v době, kdy venkovní teplota byla -1 °C. Zlacení kříže plátkovým zlatem bylo provedeno na jaře, poté co byly přední svislá stěna a vodorovný překlad zbroušeny do roviny (obr. 6). Předpokládá se, že povrch betonu se bude v čase měnit. Je pravděpodobné, že strom nad křížem ovlivní jeho barevnost. H I S T O R I E M Í S TA U K A M E N N É H O K Ř Í Ž E

V místě U kamenného kříže byly zjištěny nálezy z období středního (40 000 př. n. l.) a mladšího paleolitu (40 000 až 10 000 př. n. l). Byly zde zdokumentovány nálezy jednolícího sekáče z úlomku kvarcitu a dalších dvacet čtyř nástrojů. Novodobá historie místa a jeho poloha Brána je umístěna na místě bývalé křižovatky cest, na kopci mezi poli a loukami – na nejvyšším bodu v okolí na katastru obce Dukovany. Nadmořská výška místa je 385 m. n. m., GPS souřadnice jsou: s 49.07554, v 16.17802. Obr. 6 a) Pozlacený betonový kříž, b) detail zlaceného betonoveho povrchu ❚ Fig. 6 a) Gold-plated concrete cross, b) detail of the golden concrete surface

28


❚

5/2010


❚

STRUCTURES

ce, dnes již zaniklé díky stavbě jaderné elektrárny, a třetí směrem do Horních Dubňan. Jedna z cest byla zrušena při stavbě vlečky na jadernou elektrárnu, protože vedla přibližně v její stopě, další v důsledku toho postupně zanikla, neboť vedla „jen“ ke kříži. Zůstala jen vyšlapaná pěšina z Dukovan. P R Ů B Ě H S TAV B Y • 23. října 2009 zaměření a vykolíkování budoucí stavby • 24. října 2009 vykopání základů • 26. října 2009 drátkování výztuže základů • 27. října 2009 betonáž základů • 4. listopadu 2009 instalace a drátkování ocelové výztuže • 7. listopadu 2009 instalace dřevěného bednění a začátek

lití betonu do slámového bednění

7

Místu se říká U kamenného kříže. Původní kamenný kříž, který zde stál od roku 1818 do roku 2005, byl přemístěn do obce ke kostelu, protože se nakláněl díky příliš blízké orbě zemědělskou mechanizací. Předtím zde asi stál kříž dřevěný, lze tak soudit podle značky v mapě dochované z roku 1768. Místo U kamenného kříže bývalo dříve křižovatkou tří cest, jedna vedla z Dukovan, druhá od kříže do obce Heřmani-

• 18. listopadu 2009 konec betonáže • 4. prosince 2009 odstranění dřevěného bednění • 22. prosince 2009 vložení překladu • 10. ledna 2010 zapálení slámového bednění (obr. 2 až 5) • 27. března 2010 broušení hran kříže • 28. dubna 2010 zlacení vybroušené hrany překladu a stě-

ny (obr. 6) • 29. května 2010 žehnání kříže (obr. 7) arch. Ivo Pavlík Ivo Pavlík, Lucie Chytilová, Dana Nováková architekti mob.: 739 629 051, e-mail: [email protected], www.pavlik.cz

R O Z P O Č E T: Materiál Cement 325 Roxor 12 Roxor 6 Kari síť 5 mm 15 x 15 Vázací drát Beton 20 č 1 Balíky slámy Plátkové zlato Celkem Při pálení vybráno do kasičky Celkem náklady

Množství Cena v Kč 12,25 q 3 821,24 m 471,12 kusů 815,11 kusů 2 881,4 kusy 439,66 m3 3 154,109 1 090,6 knížek 2 700,15 371,2 200,13 171,-

Obr. 7 Žehnání kříže ❚ Fig. 7 Blessing of the cross Obr. 8 Kříž – brána v krajině nedaleko JE Dukovany, a), b) ❚ Fig. 8 The cross – gate in the country close by Nuclear power plant Dukovany

8a 8b

5/2010

❚


29


❚

STRUCTURES

VÝSTAVBA LHC VE STŘEDISKU CERN U ŽENEVY ❚ CIVIL ENGINEERING WORKS FOR THE LHC PROJECT IN CERN Článek popisuje některé z důležitých částí podzemních betonových konstrukcí, které byly budovány při přestavbě urychlovače LEP na výkonnější systém LHC ve výzkumném středisku CERN u Ženevy. ❚

Several parts

of important underground concrete structures constructed during the rebuilding of the LEP system for higher capacity of the LHC system in the research centre CERN close to Geneve are 1

described in the article.

Urychlovač je zařízení, v němž se pomocí magnetického nebo elektrického pole uvádí do pohybu elektricky nabité částice (ionty, elektrony, protony, pozitrony ad.). Při studiu struktury hmoty se částice srážejí s hmotným terčem nebo navzájem, přičemž se rozpadají na složky, které jsou sledovány citlivými senzory. Analýza naměřených výsledků srážek umožňuje ověřovat teorie o struktuře hmoty (HN 3. srpna 2010). Mezi roky 1984 až 1989 byl ve výzkumném centru CERN u Ženevy postaven urychlovač označovaný LEP (Large Electron Positron machine). Analýza výsledků uskutečněného výzkumu a vývoje odpověděla na řadu otázek, ale bezprostředně otevírala další „proč a jak?“. Postupně vše směřovalo k zájmu simulovat tzv. velký třesk. Než se takový experiment mohl na jaře letošního roku úspěšně uskutečnit, bylo potřeba vybudovat nový ještě silnější urychlovač označovaný jako LHC (Large Hadron Collier). Pro něj bylo možno z velké části využít stávající konstrukce LEP, které bylo třeba rozšířit o hlavní podzemní experimentální prostory určené pro měření chování svazku paprsků, šachty umožňující přístup k nim z povrchu a řadu dalších podzemních halových prostor, ve kterých jsou instalována náročná budící a měřící zařízení, a na povrchu vybudovat objekty pro umístění kompresorů, ventilačního zařízení, elektrických systémů, přístupových kontrol a elektronického řízení celého projektu (obr. 1 až 3).

2

Nové výzkumné aktivity se soustředily do dvou hlavních míst (obr. 4). Jedno centrum je označováno jako Point 5 a je zde umístěno veškeré potřebné vybavení pro nový detektor CMS. Druhé centrum nese označení Point 1 a je určené pro experimentální zónu ATLAS. Obě centra jsou podobná, tvoří je dvě obrovské podzemní kaverny, jedna pro detektor, druhá pro servisní zařízení, kolem obou jsou různé štoly, tunely a komory pro umístění potřebného vybavení a zajištění přístupu. Na povrchu jsou budovy s kancelářemi, chladícími, ventilačními a kryogenními zařízeními ad. Výstavba LHC byla zahájena dle plánu v dubnu 1998. V listopadu 2000 byly ukončeny všechny experimenty na LEP a zařízení bylo rozebráno. Většina stavebních prací pro LHC Projekt trvala 4,5 až 5 let. Pouze Point 5 byl vzhledem ke své složitosti dokončen až za 6,5 roku. POPIS KONSTRUKCÍ

Původní LEP tvoří kruhový tunel délky 26,7 km (poloměr cca 3 km) vybudovaný v hloubce 45 až 170 m pod povrchem. Rovina kruhu je ukloněná 1,4° vzhledem k horizontále, aby se převážná většina kruhového tunelu nacházela ve stejných geologických podmínkách – sedimenty Leman Basin Molasse (obr. 5). To vyžadovala předepsaná přesnost instalace veškerých zařízení v tunelu (tolerance ± 0,1 mm) a stabilita jejich provozu. K oběma hlavním podzemním centrům (Point 5 a Point 1)

3

30


❚

5/2010


4a

❚

STRUCTURES

4b 5

Obr. 1 Celkový pohled na oblast výzkumného centra CERN ❚ Fig. 1 General view of CERN area Obr. 2 Podzemní konstrukce projektů LEP a LHC Fig. 2 Underground structures

❚

Obr. 3 Nadzemní konstrukce projektů LEP a LHC buildings

❚

Obr. 4

a) Point 5, b) Point 1

❚

Fig. 4

TECHNICKÁ ŘEŠENÍ

Nehledě na významné množství informací o geologickém prostředí, v kterém byl vybudován experimentální okruh pro LEP, bylo třeba zajistit podrobný geologický průzkum pro nový projekt. Realizovaný průzkum zahrnoval třicet čtyři vrtných zkoušek, což reprezentuje celkem 30 000 m vrtných prací. Bylo uskutečněno množství místních šetření a laboratorních testů, aby byly co nejpřesněji stanoveny určující podmínky: • určení jednotlivých horninových vrstev – hloubka uložení jejich horního povrchu a tloušťka vrstvy, • množství, přítok a směr proudění podzemní vody v morénových vrstvách • pevnosti horninových vrstev, • pevnost skalního podloží, bobtnavost a obrusnost. V několika případech průzkum prokázal přítomnost ložisek ropy (i v místě budoucí kaverny pro Atlas detektor), což se 5/2010

❚

Surface

a) Point 5, b) Point 1

Obr. 5 Geologické podmínky v místě projektu circumstances

vedou svislé přístupové šachty o průměru až 20 m a délce cca 65 m. Pro detektor CMS (Point 5) byly vyraženy dvě souběžné kaverny. Větší, určená přímo pro zařízení CMS detektoru, má průměr 26 m a délku 53 m a menší, určená pro servisní zařízení, má průměr 18 m a délku 85 m. Protože z technologických důvodů bylo potřeba umístit obě kaverny co nejblíže k sobě, cca 7 m, horninový pilíř mezi nimi byl nahrazen vyztuženým betonovým pilířem délky 50 m a výšky 28 m. Nejprve byl v podzemí vytěžen a znovupostaven pilíř a teprve potom se začalo s ražbou přilehlých kaveren. Nad centrem bylo na povrchu postaveno devět nových objektů zastřešujících: • dvě přístupové šachty do podzemní experimentální kaverny, • přístupovou šachtu do servisní kaverny, • všechny podpůrné a servisní činnosti spojené s provozem CMS detektoru. V centru ATLAS jsou dvě vyražené kaverny vzájemně kolmé. Větší, experimentální je 30 m široká, 35 m vysoká a 53 m dlouhá, menší, servisní má průměr 20 m a délku 65 m. Obě kaverny jsou propojeny pěti tunely průměru 2,2 až 3,8 m. Na povrchu bylo postaveno osm nových budov zajišťujících provoz podzemního detektoru.

Fig. 3

❚

Fig. 5

Geologic

muselo projevit v úpravě přípravných pracích, projektu konstrukcí i technologickém postupu výstavby objektu. Vedení CERN od počátku nepovolilo podzemní razící práce za pomoci odstřelů horniny. Pro omezení existovaly dva důvody: vnější – centrum leží pod obydlenou oblastí (obr. 1) a vnitřní – až do listopadu 2000 probíhala experimentální činnost na původním projektu LEP a ani po jejím ukončení nemohlo být špičkové vybavení střediska jakkoli ohroženo otřesy z odstřelů při ražbě. Výstavby probíhala Novou rakouskou tunelovací metodou s ražbou pomocí hydraulických kladiv a různých typů razicích strojů. Tloušťka vnějšího ostění ze stříkaného betonu s nebo bez přidání vláken se pohybovala od 75 do 500 mm, místy s vyztužením kari sítěmi nebo horninovými kotvami průměru 25 až 40 mm a délky 1,5 až 12 m. V několika případech byly použity i speciální kotvy do bobtnavých hornin. Vnitřní ostění je z monolitického betonu tloušťky 250 až 2 000 mm. Obě ostění odděluje izolační membrána. Ražbu provázely i neočekávané události, např. opakované závaly či zalití razicího stroje ropou z naraženého ložiska. Objevily se i různé konstrukční a technologické problémy, které bylo třeba vyřešit během výstavby. Při výstavbě přístupových šachet v Pointu 5 bylo třeba projít 50 až 55 m silně zvodnělých morénových sedimentů. Zvodnělé vrstvy byly v hloubce 15 a 40 m pod povrchem s rychlostí proudění 20 m/den. Byly zvažovány dvě možnosti odclonění podzemní vody: hluboké podzemní stěny nebo zmražení zeminy. Po sedmiměsíčním výzkumu se vedení projektu přiklonilo k druhé variantě. Byl použit obvyklý postup zmrazovaní zeminy. Nejprve byla vrstva zeminy zmrazena pomocí tekutého čpavku a následně byl pro udržení teploty na hodnotě – 23 °C vháněn do svislých vrtů vyvrtaných po obvodě kruhu po 1,5 m solný roztok (obr. 6). Postup prací provázely různé komplikace, jejichž řešení vyžadovalo dodatečné injektáže, více vrtů se solankou, použití tekutého dusíku ad. – dokončení této fáze se posunulo o pět měsíců a její cena výrazně vzrostla. Při výstavbě velké kaverny pro detektor Atlas bylo třeba vyřešit technologický postup pro těžební a betonářské práce v místě průchodu stávajícího LEP tunelu. Uživatel LEP


31


❚

STRUCTURES

6

7

8

9

10

11

12

13a 13b

Tab. 1 Srovnání konstrukcí pro projekt LEP a LHC ❚ Tab. 1 Comparison of the civil engineering works of LEP and LHC projects

Projekt Počet přístupových šachet Délka tunelů (všech průměrů) [m] Počet konstrukcí Plocha konstrukcí [m2] Objem vytěžených prostor [m3] Objem betonu v podzemních konstrukcích [m3] Objem betonu v povrchových konstrukcích [m3]

32

LEP 19 32 600 70 59 000 1 100 000 230 000 85 000

LHC 6 6 500 30 28 000 420 000 125 000 42 000


❚

5/2010

❚


14

15

16

17

urychlovače trval na tom, že při odtěžování horní části kaverny nesmí dojít za žádných okolností k poklesu stropu tunelu o více než 30 mm. Bylo tedy rozhodnuto odtěžit pouze 10 m pod budoucí klenbou kaverny a provést zde potřebné betonářské práce, zatímco o 17 m níže ještě nerušeně dobíhal experimentální projekt v LEP urychlovači. Dalším problémem bylo zajištění stability 8 000 t těžké betonové klenby uzavírající kavernu zahrnující i mohutné nosníky pojízdného jeřábu a horní části dvou koncových stěn budované mezi stávající kavernu a novou servisní kavernu tak, aby nepřitěžovala procházející tunel LEP. Po zvážení několika variant bylo vybráno originální řešení. Strop kaverny bude dočasně zavěšen přes 38 třináctipramenných kabelů ukotvených z různých míst betonové konstrukce o 20 m výše do čtyř štol vybudovaných z přístupových šachet (obr. 4b a 13). Kabely byly rozmístěny před uložením betonu do bednění klenby a po betonáži byly napnuty až na 220 t. Všechny operace proběhly přesně podle plánu. V březnu 2002, zhruba devět měsíců po betonáži, bylo uskutečněno měření, jehož výsledky ukázaly, že pokles stropu kaverny je menší než 1 mm. I když je třeba připustit, že část zatížení byla přenášena přes silně vyztužené napojení ostění přístupových šachet na ostění kaverny, přes jejich kotvenou výztuž, přímo do horninového masivu. Po vybetonování 5 m silné základové desky a 2 m silných stěn kaverny a zainjektování spáry pod jeřábovými nosníky bylo možno uvolnit napětí v kabelech a kotvách a stropní klenba kaverny se opřela o své podpůrné konstrukce. Z ÁV Ě R

Během výstavby celého komplexu se sice vyskytlo několik neočekávaných událostí a incidentů, ale v porovnání s rozsahem celého projektu se jednalo o méně závažné události, jež se všechny obešly bez větších škod a arbitrážních řešení jejich následků. Investor vyslovil uznání všem zúčastněným z hlediska přístupu k řešení obtížného zadání i jeho realizace. 5/2010

❚

STRUCTURES

Obr. 6 Odtěžování přístupové šachty pomocí zmražení horniny ❚ Fig. 6 Access shaft sinking by freezing Obr. 7 Přístupové šachty průměrů 12,1 a 20,5 m, hluboké cca 100 m ❚ Fig. 7 Access shafts with diameters 12,1 and 20,5 m, deep cca 100 m Obr. 8 Výztuž stěny jedné z kaveren, průměr výztuže 40 mm (v tendru 16 mm) ❚ Fig. 8 Reinforcement of a wall Obr. 9 Na dně přístupové šachty access shaft

❚

Fig. 9

On the bottom of the

Obr. 10 Horní okraj šachty s posuvnou betonovou uzavírací deskou ❚ Fig. 10 Top edge of the shaft with concrete plug Obr. 11 Detail vyztužení betonové uzavírací desky of the reinforcement of the concrete plug Obr. 12 Betonáž spodní klenby kaverny the bottom vault of cavern

❚

Fig. 12

❚

Fig. 11

Detail

Concreting of

Obr. 13 Zavěšený strop velké kaverny, a) detail aktivních kotev v pomocné štole ❚ Fig. 13 Suspended cavern roof, a) detail of the anchor Obr. 14

Dokončená kaverna

❚

Fig. 14

Completed cavern

Obr. 15 Otvírání šachty pod 2 000 t těžkou součástkou Fig. 15 Opening of the plug under 2 000 t load

❚

Obr. 16 Spouštění technologie šachtou do kaverny ❚ Fig. 16 Lowering of the technology through the shaft Obr. 17

Tunel LHC

❚

Fig. 17

Investor Projekt Dodavatel Realizace celkem konsultace, expert. Cena posudky a arch. návrhy stavební práce

LHC in the tunnel

CERN French Aficoor francouzsko-britské konsorcium Cossec-Waterman duben 1998 až červenec 2005 498 mil CHF 50 mil. CHF 448 mil. CHF

podle článku Johna Andrew Osborna, CERN, připravila Jana Margoldová Obrázky: John A. Osborn


33

HISTORIE

❚

HISTORY

KRÁSA VODÁRENSKÝCH VĚŽÍ – HISTORICKÉ VĚŽOVÉ VODOJEMY ZE ŽELEZOBETONU U NÁS ❚ THE BEAUTY OF THE WATER TOWERS – THE HISTORICAL REINFORCEDCONCRETE WATERWORKS Vladislava Valchářová Železobetonové vodárenské věže patří k dominantám měst i krajiny. Na jejich vzniku se podíleli významní architekti a renomované betonářské firmy. Dnes už většinou ztrácejí původní význam a čekají na nové využití.

❚ Reinforced-

concrete water towers are the dominating and expressive parts of the cities and landscapes. Prominent architects and reputable construction firms collaborated during their fabrication. Nowadays some of these towers lost their significance and are waiting for the new use.

Světoznámí fotografové industriální architektury Bernd a Hilla Becherovi – v úvodu publikace věnované vodárenským věžím1) – popsali jejich funkci: „Věžový vodojem je částí systému shromažďování a distribuce vody. Vodní nádrž na věžovité konstrukci plní dva úkoly: shromažďovat vodu a udržovat tlak. Jak vysoká věž bude, záleží na tom, jak daleko se má dopravit voda. Velikost nádrže určuje množství vody, které musí obsahovat v době největšího odběru, s ohledem na denní výkyvy spotřeby i nepředvídatelné události jako požáry a poruchy čerpadel. S poklesem vodní hladiny jednoduchý regulační mechanismus (plovák) aktivuje čerpadlo. Nádrž se plní přítokovou rourou, další trubka vodu rozvádí a přepad brání přeplnění. Lucerna zakrývající horní část nádrže vpouští nebo vypouští vzduch podle toho, jak hladina klesá nebo stoupá. Nádrž může být ze dřeva, oceli nebo železobetonu, podstavec tvoří masivní zdivo, nebo konstrukce dřevěná, ocelová, či betonová. Vnitřek nádrže musí být přístupný kvůli čištění a opravám, velké vodojemy proto mají uvnitř věže schodiště, menší žebřík.” Následuje už bez komentáře přes dvě stě celostránkových fotografií vodárenských věží, stejně lapidárních a realistických. Becherovi je pořídili v průběhu padesátých až osmdesátých let 20. století převážně v Německu, Francii a Spojených státech. Přímé portréty jednoduchých konstrukcí na pozadí zamračené oblohy a v matném světle průmyslových zón připomínají staroegyptské monu34

1a 1b


❚

5/2010

HISTORIE

2a

HISTORY

2b

Obr. 1 a) Typy železobetonových věžových vodojemů, 1923 (repro Technický průvodce), b) řez věžovým vodojemem, 1923 (repro Technický průvodce) ❚ Fig. 1 a) Types of reinforced-concrete water towers, b) cross-section of water tower Obr. 2 František Sander, vodárenská věž v Pardubicích, 1906 (archiv NTM), a) kresba, b) řez, 1908 (repro Beton u. Eisen) ❚ Fig. 2 František Sander, water tower in Pardubice, 1906, a) drawing, b) cross-section

menty a úsilí člověka zanechat stopu v krajině. Téměř všechno, co nafotili, podlehlo demolicím. Práce Becherových jsou úmyslně neatraktivní, velmi odlišné od obvyklého stylu architektonické fotografie. Už proto, že nevěnovali svou erudici např. dokumentaci gotických katedrál ale staveb, které většina nepovažovala za krásné. Podle historika architektury Jindřicha Vybírala přebíraly užitkové stavby koncem 19. století architektonické formy privilegovaných stavebních druhů.2) Růst počtu obyvatel a vyšší nároky na hygienu znamenal rozvoj vodovodních sítí a věžové vodojemy se stávaly novými dominantami rostoucích měst. Vodárenské věže, dosud navrhované stavebními praktiky jako všechna technická zařízení, se staly architektonickou úlohou patrně v souvislosti s rozvojem krajinářských parků a dostávaly romantickou historizující podobu hradních věží či minaretů. Architektonické myšlení té doby vycházelo z předpokladu, že pouhá technická forma nemůže uspokojit psychologické potřeby moderního lidstva. Ve 20. století s nástupem moderních stavebních materiálů, zvláště železobetonu, začali projektanti dávat přednost vnitřním požadavkům konstrukcí, technologie a provozu, a přestali se starat o dekorativnost historizujících fasád. Na vzniku vodárenských věží se podílely renomované betonářské firmy i významní architekti. Zpočátku však jen historizující styly vystřídala secese, veřejnost si musela pomalu zvyknout, že úsporný a účelný tvar je také krásný. Konstrukčně se železobeton uplatňoval jak ve spodní stav5/2010

❚

❚

bě (podezdívka, ztužující věnec), tak jako ochranný plášť nádrže (pokud byla plechová), i v provedení samotné nádrže a střechy. Uložení vodojemů, jejichž tvar byl většinou válcový, uvádí Technický průvodce 3) z roku 1923: 1. na válcové podezdívce pod obvodem nádržky, 2. na podezdívce pro typ Intzeův, 3. na dvojité válcové podezdívce, 4. na radiálních zdech plných nebo prolomených spojených s výstupní šachticí, 5. na několika pilířích (obr. 1a). Výhodou železobetonových nádrží oproti plechovým byla jejich trvanlivost, odolnost vůči kolísání teplot a velká vodní hloubka. Příklad plechové nádrže s ochranným železobetonovým pláštěm najdeme u věžového vodojemu města Vršovic v PrazeMichli (obr. 1b vlevo, vpravo nádrž ze železobetonu o hloubce 7 m). V průmyslových areálech se vodojemy na užitkovou vodu s výhodou ukládaly též na tovární komíny pomocí železobetonové konzoly nebo desky, tzv. komíny s límcem. Jednou z prvních vodárenských věží provedených ze železobetonu byl secesní vodojem postavený na vrchu Vinici v Pardubicích (obr. 2). Systém zásobování pitnou i užitkovou vodou pro město navrhla firma Karla Kresse. Vodojem provedla v letech 1906 až 1907 pražská betonářská firma Hrůza & Rosenberg jako dvoukomorový o obsahu 864 m3, vnějším průměru přes 18 m a výšce 25,5 m, přičemž hloubka vody ve vodojemu je 5 m.4) Hřibovitý tvar a fasádu s nápisovou páskou, heraldikou městského znaku a podstřešním pásovým vlysem navrhl architekt František Sander (1871 až 1932). Věžový vodojem měl sloužit i jako turistická rozhledna a jeho okolí získalo souběžně se stavbou parkovou úpravu včetně výletní restaurace. Střešní vyhlídka byla přístupná vřetenovým schodištěm při vnitřním plášti stavby a od podesty pod vodním rezervoárem pak pokračujícím kolem středního válce. Vodojem dnes patří do areálu městské nemocnice a po rekonstrukci jí slouží jako záložní zdroj. Novou estetiku ve vzhledu vodárenských věží uplatnil až zakladatel moderní české architektury Jan Kotěra (1871 až 1923) v projektu vodojemu vršovické vodárny v Praze-Michli, rovněž z let 1906 až 1907.5) Zásobování vodou nových vr-


35

HISTORIE

❚

HISTORY

3 4

36

5

šovických činžáků, vybavených již splachovacími záchody a koupelnami, vyprojektoval opět Karel Kress. Z branické čerpací stanice vedla vltavská voda potrubím na pankráckou výšinu naproti Vršovicím, kde Kotěra navrhl strojovnu, dům obsluhy, pozemní vodojem a věž s nádrží (obr. 3). Elegantní tvar vodojemu s kónicky zúženým tělem už nepřipomínal těžkopádnou věž, ale spíše kalich – jeho „nahá“ zeď se poprvé prezentovala jako estetický ideál. Nosné cihelné zdivo tubusu, vyztužené osmi žebry o síle jednoho metru, sepnul betonový věnec podpírající „talíř“ vyložený do šířky 2 m. Na něm stál vlastní plechový rezervoár obsahu 400 m3 o průměru 10 m a s kruhovým průlezem 1,2 m širokým. Střídmě zdobený železobetonový plášť nádrže měl tloušťku stěny pouhých 5 cm. Kotěra zde úzce spolupracoval s inženýrskou firmou B. Hollmann a spol., jejíž šéf postup stavby popsal v časopise Cement, železo a beton: „Šalování pro tuto spodní konstrukci bylo nadmíru obtížné, jelikož muselo sledovati veškeré architektonické tvary, jež v tomto případě nebyly právě jednoduché… stavba tato jest novým důkazem, že armovaný beton, ovšem řádně a z nejlepších materiálií zpracován, hodí se k těm nejobtížnějším a nejkomplikovanějším konstrukcím,… že lze konstrukcemi těmi vyhověti i těm nejpřísnějším požadavkům architektonickým.“6) Obdobná vodárenská věž, architektonicky zpracovaná Kotěrou, byla vybudována roku 1909 v Třeboni – obě věže publikovala firma B. Hollmann a spol. v reklamním Albu stavebního průmyslu vydaném roku 1912. Dnes je po rekonstrukci michelský věžový vodojem včetně technologie zakonzervován stejně jako přečerpávací stanice. Podzemní vodojem je v provozu, interiér obytného domku byl přestavěn na hostinské pokoje. Průmyslovým vodojemem jiného typu – nádrž stojí na pilířích a výstupní šachtici – je vodárenská věž pivovaru v Heřmanově Huti-Vlkýši (obr. 4). Stavbu provedla v roce 1908 firma Hrůza & Rosenberg, podnikatelství betonových staveb Praha ve spolupráci s Hodolanskými cementárnami Olomouc. Autor architektonického návrhu není zatím znám, vodojemy podobného typu však v oblasti sudetského pohrani6


❚

5/2010

HISTORIE

čí najdeme např. při bývalých sklárnách v Chudeřicích nebo v Duchcově. Uzavřenou válcovou nádrž nese šestice sloupů a válcový dřík šachty o vnitřním průměru 1,2 m. Pětiboké sloupy jsou ve třetinách výšky navzájem spojeny železobetonovými trámy a zároveň připojeny k polosloupům vystupujícím z válcového dříku. Šachta byla přístupná z prostoru v podzemí, který je v současné době z bezpečnostních důvodů zasypán. Je osvětlena několika úzkými obdélnými okénky, prochází jí potrubí k nádrži a stupačky pro přístup na střechu. Spodní okraj nádrže je zkosený, nad zkosením a při horním okraji je nádrž lemována jednoduchou římsou, pod horní římsou je vlys se zubořezem, nad ní pak nízká atika s cimbuřím, zakrývajícím plechovou střechu. V polovině výšky nádrž obepíná pás přerušený nad sloupy dekorativními prvky z barevně glazované keramiky (modré, zelené a červené barvy), na severní straně je nápis BRAUEREI WILKISCHEN a letopočet 1908. Povrchy jsou opatřeny kvalitní omítkou, u sto let staré neudržované stavby v překvapivě dobrém stavu. Vodojem je jedním ze dvou dochovaných pivovarských vodojemů u nás (druhý se nachází v areálu plzeňského Prazdroje) a v roce 2008 byl prohlášen kulturní památkou. Obec jej hodlá turisticky využívat jako vyhlídkovou věž. Kotěrův žák Josef Gočár (1880 až 1945) volil pro vzhled vodárenské věže Lázní Bohdaneč velmi strohý výraz (obr. 5). Nádrž spočívá na holé konstrukci ze železobetonových sloupů, zesílených v horní části náběhy a propojených trámy se sloupky válcové šachtice. Připomíná pohár s víkem, má klasický tvar, a její vnější stěny nesou antikizující vlys. Vodovodní síť spolu s vodojemem nechal postavit v letech 1909 až 1911 starosta Bohdanče František Veselý, zakladatel lázní, také v souvislosti s jejich rozvojem.7) Vodojem na kopci nad městem zbudovala v roce 1910 firma Hrůza & Rosenberg, bohdanečskému vodovodu sloužil ale jen do roku 1980, kdy vzhledem k výstavbě výškových domů v okolí ztratil svůj význam. Čistě účelovou bezozdobnou stavbou je také vodárenská a zauhlovací věž kotelny továrny na koberce Ignaze Ginzkeye ve Vratislavicích u Liberce, kterou roku 1916 navrhl víObr. 3 Vodárenská věž se strojovnou v Praze-Michli, 1908 (archiv VCPD) ❚ Fig. 3 Water tower with machinery in Prague-Michle, 1908

❚

HISTORY

deňský architekt Leopold Bauer (1871 až 1938), autor mj. opavského obchodního domu Breda & Weinstein (obr. 6). V jejím nejvyšším podlaží byl umístěn bazén požární nádrže, pod ním bunkr na uhlí a zcela dole hnací stroje, které poháněly pumpy pro vodní rezervoár a sací zařízení pro uhelné skladiště. Nepodařilo se zjistit, která firma věž postavila, mohla to být i firma Eduarda Asta, specializovaná na železobetonové užitkové stavby, která měla filiálku v Liberci. Unikátní věži v areálu bývalého Bytexu hrozila demolice, nyní je navržena za kulturní památku.8) Pětašedesát metrů vysoká věž je dominantou Vratislavic. Technologické zařízení, které se zčásti dochovalo, patřilo ve své době k nejmodernějším. Stále slouží jako vodojem, do kterého je přiváděna užitková voda z pekelských rybníků v Proseči nad Nisou. Na jejím vrcholu jsou také umístěny technologie internetových a mobilních sítí. Po skončení 1. světové války a vzniku republiky se vodovody zaváděly s přispěním státu i do nejmenších obcí. Např. skupinový vodovod pro obce Besednice, Nesměň, Něchov a Todni vypracoval stavební inženýr František Doskočil a postavily ho v letech 1924 až 1928 firmy Kress, akc. spol., a Lanna, akc. spol. v Praze.9) Součástí systému byly dva navzájem se doplňující věžové vodojemy – ten vyšší v Něchově o výšce 20 m měl obsah 80 m3 (obr. 7). Jednoduchá stavba kombinující železobeton a místní lomový kámen je rovněž navržena za kulturní památku. Co se týče tvaru, v meziválečném období věže vodojemů začaly dostávat funkcionalistický charakter strohých válců. Takový je i vodojem v Kolíně (obr. 8), postavený v roce 1928 podle projektu vodárenského odborníka Jana Vladimíra Hráského (1857 až 1939) a architekta Františka Jandy (1886 až 1956), jehož válcové věžové vodárny stojí také v Kouřimi, Poděbradech, Jaroměři a Bělé pod Bezdězem. Vodojem je vysoký 45 m a jeho nádrž má objem 450 m³. Stavbu provedli Uher a Pucek, stavební podnikatelé z Peček.10) U paty vodojemu byla nad dvěma částečně vrtanými studnami o hloubce 28 a 35 m postavena čerpací stanice, čerpací stroje dodala firma Českomoravská–Kolben–Daněk. Další vodní zdroj tvořila od roku 1945 třetí vrtaná stud-

7a

7b

Obr. 4 Vodárenská věž pivovaru ve Vlkýši, foto Libor Doležal, 2005 ❚ Fig. 4 Water tower in the brewery in Wilkischen Obr. 5 Vodárenská věž v Lázních Bohdanči, 1910 (archiv NTM) ❚ Fig. 5 Water tower in Lázně Bohdaneč, 1910 Obr. 6 Vodárenská a zauhlovací věž továrny Ignaz Ginzkey & Co. ve Vratislavicích, 1916 (SOA Most) ❚ Fig. 6 Water and coalloading tower of the Ignaz Ginzkey & Co. plant in Vratislavice, 1916 Obr. 7 Vodárenská věž v Něchově u Trhových Svin, a) 1927 (repro Lanna), b) foto Eva Žáčková, 2006 ❚ Fig. 7 Water tower in Něchov, Trhové Sviny, a) 1927, b) 2006

5/2010

❚


37

HISTORIE

❚

HISTORY 8a

9a

8b

9b

38


❚

5/2010

HISTORIE Obr. 8 Vodárenská věž v Kolíně, a) 1928 (archiv VCPD), b) foto Petr Vorlík, 2004 ❚ Fig. 8 Water tower in Kolín, a) 1928, b) 2004 Obr. 9 a) Vodojem plynárny v Praze-Michli, 1926 (archiv VCPD), b) Vodojem Michelin v Praze-Záběhlicích, foto Jaroslav Beneš, 1988 ❚ Fig. 9 a) Water tower of the gasworks in Prague-Michle, 1926, b) Water tower Michelin in Prague-Záběhlice, 1988

na 40 m hluboká, ve vzdálenosti asi 200 m od budovy hlavní strojovny. Pozdější rozvoj města si vyžádal modernější technologie (výkonnější čerpadla) ke spolehlivému a dostatečnému zásobování obyvatel i průmyslových podniků pitnou vodou a věžový vodojem přestal sloužit svému účelu. V roce 2007 ho odkoupilo město a připravuje jeho opravu spolu s revitalizací celého okolí. Ne všechny vodárenské věže meziválečného období se vyznačovaly až unifikovanou jednoduchostí. Fotografická galerie pražských vodních věží, jak ji sestavili archivář pražských vodáren Jaroslav Jásek a fotograf Jaroslav Beneš,11) poskytuje i jiné příklady. Maják kombinovaný s vodojemem na civilním letišti v Praze-Kbelích, postavený podle návrhu architekta Otakara Novotného (1880 až 1959) v roce 1928, je šestipodlažní železobetonový skelet o půdorysu šestiúhelníka nesoucí nádrž zdobenou reliéfy s leteckými motivy, vytvořenými sochařem Janem Laudou. Stavbu zakončuje letecký maják s ochozem, který zůstal v provozu i poté, co vodojem v sedmdesátých letech 20. století dosloužil. Zmíněná fotogalerie zachycuje také již neexistující věžové vodojemy. Patří k nim elegantní vodárenská věž michelské plynárny (obr. 9a) z roku 1926, dílo architekta Josefa Kalouse (1889 až 1958), která zásobovala provozy plynárny průmyslovou vodou z místních studní. Postavila ji firma Tomáše Keclíka jako pětipodlažní železobetonový skelet nesoucí válcový vodojem o obsahu 800 m3. Středovým dříkem o průměru 2 m, který procházel i vodojemem a končil nad střechou, vedlo přívodní, zásobní i přepadové potrubí, výstupní žebřík a osobní výtah. Nádrž izolovala 800 mm široká vzduchová mezera, ochranným železobetonovým válcovým pláštěm byla proražena čtyři kruhová okna a kruhové prosvětlené ciferníky hodin. Po ukončení výroby svítiplynu v šedesátých letech byla věž zbytečně zbořena. V roce 1933 francouzská firma Michelin začala stavět svou filiálku Pneu Michelin, a. s., Praha-Záběhlice. Současně zřídila v areálu továrny požární věžový vodojem (obr. 9b). Sedmipodlažní 35 m vysoký železobetonový skelet s ochozem nesl válcovou plechovou nádrž o obsahu 100 m3 vody. Jednotlivá patra spojoval železný žebřík, středem stavby procházelo přívodní, zásobní i výpustní potrubí. Stavbu továrny včetně věžového vodojemu navrhla projekční kancelář firmy Michelin C. A. Clermont-Ferrand, provedla ji firma bratří Kalichů z Prahy-Bubenče. Vzdušná železobetonová věž byla ukázkou tehdy rozšířeného vodojemu „amerického“ typu. Po roce 1948 se stal majitelem továrny n. p. Mitas, vodojem sloužil až do sedmdesátých let. Kladné stanovisko pražských památkářů však v říjnu 1989 umožnilo jeho demolici. Železobetonové vodárenské věže z první poloviny 20. sto5/2010

❚

❚

HISTORY

Poznámky: 1) Bernd Becher – Hilla Becher, Water Towers, Passau 1997, s. 13 (4. vydání, první vydání MIT Press 1988). Bernd (1931–2007) a Hilla (1934) Becherovi začali dokumentovat mizející průmyslové dědictví koncem 50. let v Německu. Jejich snímky industriální architektury (těžních věží, plynojemů, sil, skladišť ad.) si vydobyly speciální pozici ve světě umělecké fotografie, nacházejí se ve sbírkách zejména amerických galerií. Kromě knihy věnované vodárenským věžím vydali formou typologicko-topografických přehledů přes dvacet fotografických publikací. 2) K tomu viz Jindřich Vybíral, Ingenierbau und Zweckarchitektur, in: Ferdinand Seibt (ed.), Böhmen im 19. Jahrhundert. Vom Klassizismus zur Moderne, München – Frankfurt a. M. 1995, s. 251–272, nebo Jindřich Vybíral, Vodojem jako architektonický skvost. Vodárenské věže v Čechách na přelomu 19. a 20. století, Dějiny a současnost XXIX, 2007, č. 8, s. 41–43 3) Antonín Klír – František Klokner, Technický průvodce pro inženýry a stavitele (sešit sedmý, stavitelství vodní, II. část, vodárenství), Praha 1923, s. 122–138 4) Heinrich Popper, Wasserbehälter in Eisenbeton in Pardubitz, Beton und Eisen, 1908, s. 195–196. 5) Viz např. Der Architekt XVI, 1910, s. 17; Jaroslav Jásek, Klenot města. Historický vývoj pražského vodárenství, Praha 1997, s. 88; Vladimír Šlapeta (ed.), Jan Kotěra, Praha 2001, zde s. 161, 349–350 6) Inženýr Hollmann byl šéfredaktorem časopisu. Viz B. Hollmann, Železobetonová konstrukce reservoiru ve Vršovicích, Cement, železo a beton (časopis pro moderní konstrukce, stavební hmoty, průmysl a obchod) I, 1908, č. 3, s. 77–80; též Album stavebního průmyslu, Praha 1912, nestr. 7) Jaroslav Jásek (ed.), Vodárenství v Čechách, na Moravě a ve Slezsku, Praha 2000, s. 106 8) Viz http://www.sedmicka.cz/liberec-jablonec-nad-nisou/clanek?id=179588 9) Theodor Žákavec, Lanna. Příspěvek k dějinám hospodářského vývoje v Čechách a v Československu, Praha 1936, s. 228 a 234. Viz též Jaroslav Jásek (ed.), Vodárenství v Čechách, na Moravě a ve Slezsku, Praha 2000, s. 67–68 10) Václav Černý – Václav Zeman, Rozvoj vodárenství a kanalizace v Čechách v posledních sedmdesáti letech, Sedmdesát let technické práce. Sborník SIA, 1935, s. 64–69 11) Jaroslav Jásek – Jaroslav Beneš, Pražské vodní věže, Praha 2000 12) Viz http://www.novinky.cz/cestovani/tipy-na-vylety/207587-vodarenska-vez-v-breclavi-bude-novou-turistickou-atrakci.html; http:// bydleni.idnes.cz/vodarna-v-libni-luxusni-rezidence-na-dalkove-ovladani-pd9

letí dnes už postupně ztrácejí původní funkci. Patří k atraktivní skupině objektů průmyslového dědictví. Půdorysně nezabírají velkou plochu a jejich demolicí se mnoho nezíská. Spolehlivou cestou, jak je zachovat příštím generacím, je nalézt pro ně nové využití. I u nás se již objevují příklady zdařilých rekonstrukcí s obnovenou funkcí rozhledny (věžový vodojem v Břeclavi postavený v letech 1925 až 1926 firmou B. Belady a Moravskou betonářskou a stavební společností) nebo přestaveb na byty či penziony (např. penzion ve věži v Bohumíně, rezidence ve vodárenské věži v Praze-Libni). S použitím Registru průmyslového dědictví VCPD FA ČVUT


Ing. Vladislava Valchářová Výzkumné centrum průmyslového dědictví Ústav teorie a dějin architektury FA ČVUT v Praze e-mail: [email protected]

39

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E

❚

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y

MODUL PRUŽNOSTI VYSOKOPEVNÝCH BETONŮ RŮZNÉHO SLOŽENÍ ❚ MODULUS OF ELASTICITY OF HIGH STRENGTH CONCRETES Petr Cikrle, Vlastimil Bílek Modul pružnosti se dostává do centra pozornosti technologů, poněvadž dosažení požadovaných hodnot předepisovaných normami není automatické. V článku jsou diskutovány jak vývoj předepisovaných hodnot modulu pružnosti během posledních padesáti let, tak různé vlivy, které jeho hodnoty ovlivňují. Bylo zjištěno, že v souladu s Eurokódem má nejvýraznější vliv druh použitého kameniva a pevnost betonu v tlaku, která může být zvýšena například aplikací příměsí. Důležitý je také způsob ošetřování betonu. ❚ The modulus of elasticity becomes the focal point of technologists´ interest. This is because the reaching of values declared by Eurocodes is not automatic. The declared values have been changed during the last 50 years. This development is mentioned in the paper as well as some mixture details which can affect the values of the modulus of elasticity. The most significant influence has been found to be the origin of coarse aggrigates and compressive strength of concrete, which can be enhanced through mineral admixtures´ application. Concrete curing has a very important role to play, too.

V současné době se pro různé konstrukce používá betonů stále vyšších a vyšších pevností. Tato potřeba je opodstatněna koncepcí udržitelného rozvoje – je třeba omezit používání portlandského cementu na minimální možnou úroveň. U betonu se pozornost tradičně upírá k pevnostem v tlaku, do popředí diskusí se však také dostává trvanlivost a zejména u předpjatých konstrukcí i hodnota modulu pružnosti. A zde dochází k určitým nesrovnalostem mezi hodnotami skutečně naměřenými a hodnotami, které pro moduly pružnosti betonů daných tříd požadují normy. Než přistoupíme k podrobnější diskusi tohoto jevu, zkusme se zamyslet nad rozdílností betonů dnes a před třiceti až padesáti lety, kdy některé z norem nebo podklady pro jejich vypracování vznikaly. Jistě nalezneme minimálně tři základní aspekty, ve kterých se dřívější a současné betony liší: Rozšíření plastifikátorů a superplastifikátorů v posledních třiceti letech dovolilo dosáhnout i v běžné výrobě tak nízkých vodních součinitelů, o jakých se dříve nesnilo. Výrazně vzrostla pevnost betonu, ale společně s tím se začaly projevovat jevy, o kterých se sice 40

vědělo, ale v běžné praxi se přehlížely. Jedná se zejména o autogenní smrštění betonu, které studoval Powers a kol. již od 40. let [1]. Význam tohoto smrštění, resp. význam smrštění od samovysychání, u betonů s nízkým vodním součinitelem roste. Ačkoli na přesnou příčinu smrštění od samovysychání není jednotný názor [2], je jisté, že v jeho důsledku dochází k vývoji mikrotrhlin a ty ovlivňují jak některé mechanické vlastnosti, tak trvanlivost betonu. Vznik mikrotrhlin ovšem není jen důsledkem smrštění samotné cementové pasty, ale také jejího spolupůsobení se zrny kameniva. Při použití hrubšího kameniva (dmax ≈ 32 mm) do betonů s velmi nízkým vodním součinitelem (cca pod 0,35) dochází vlivem smrštění k popraskání pasty kolem hrubých zrn kameniva a řada mechanických vlastností během prvního roku výrazně klesá (např. lomová energie ve stáří 1 rok až na 50 % své 28denní hodnoty [3]). Dalším aspektem je změna vlastností cementů. Velmi pěkně tento jev ilustruje P. C. Aïtcin [4]. V kap. 17.2.4 s odkazem na literaturu uvádí, že v Anglii bylo v letech 1945 až 1947 na dosažení pevnosti 30 MPa ve 28 dnech třeba dávkovat 300 kg cementu a dodržet vodní součinitel 0,47. Ovšem o čtyřicet let později na dosažení stejné pevnosti stačí 250 kg cementu a vodní součinitel 0,72. Z hlediska pevností jsou betony rovnocenné, ovšem nikoli z hlediska dalších mechanických vlastností a trvanlivosti. Současné cementy jsou vyráběny s cílem co nejrychlejšího vývoje (počátečních) pevností. Mají vysoký obsah C3S i C3A a jsou zpravidla pomlety jemněji, než cementy před čtyřiceti až padesáti lety. Rychlý náběh pevností znamená i výraznější samovysychání a výraznější vývoj mikrotrhlin. Beton s nízkým vodním součinitelem bývá totiž tak hutný, že ošetřovací voda se do centrálních oblastí zejména masívnějších dílců nebo konstrukcí dostává pomalu a nestačí rychlému tempu hydratace [5]. Kromě toho se u hruběji mletých cementů dalo počítat s určitým potenciálem samovyhojování mikrotrhlin postupnou dlouhodobou hydratací hrubších zrn. Čím více cementu ovšem zhydratuje na počátku hydratace, tím méně je ho k dispozici k násled-

nému vyhojování mikrotrhlin. Třetím aspektem je použití různých minerálních příměsí. Jejich aplikace může výrazně zlepšit vlastnosti betonu, ovšem může přinést i problémy. Růst obsahu cementové pasty – ať pouze z portlandského cementu nebo s použitím minerálních příměsí – vede ke snižování obsahu kameniva v betonu. Přitom co nejdokonalejší zaplnění prostoru kostrou kameniva má pro modul pružnosti prvořadou důležitost. Zatímco v dřívější době byla skladbě kameniva věnována maximální pozornost, dnes tato problematika stojí na okraji. Stačí porovnat kapitoly věnované skladbě kameniva např. v knize prof. Bechyně [6] a v novějších publikacích [4, 7]. Za připomenutí snad stojí i to, že hrubé těžené kamenivo se v současnosti používá skutečně spíše výjimečně, daleko častější je použití drceného kameniva, často s horším tvarovým indexem, což opět ovlivňuje zaplnění prostoru kamenivem a vede k vyšší dávce pasty nebo malty. Nejvýrazněji se vliv sníženého obsahu kameniva (zejména hrubého) projevuje u samozhutnitelných betonů. V dalších odstavcích bude věnována pozornost vlivu alespoň některých z uvedených aspektů na modul pružnosti a bude diskutována možnost dosažení vyšších modulů pružnosti. M E T O D Y S TA N O V E N Í M O D U L U PRUŽNOSTI BETONU

Pro stanovení modulu pružnosti betonu existuje celá řada metod, z nichž celkem čtyři jsou podrobně popsány v platných českých normách. Jedná se o dvě metody dynamické (ultrazvukovou a rezonanční) a dvě metody statické – stanovení modulu pružnosti ze zatěžování tlakem a ze zkoušky v tahu ohybem. Ve stavební praxi je modul pružnosti téměř výhradně zjišťován statickou zkouškou v tlaku, z dynamických metod je pouze okrajově využíván ultrazvuk, zatímco rezonanční metoda upadla časem téměř v zapomnění. Je to velká škoda, neboť dynamické metody umožňují zjistit modul pružnosti zcela nedestruktivním způsobem a v případě ultrazvuku je možné kontrolovat beton již zabudovaný do konstrukce, včetně časového vývoje jeho vlastností.


❚

5/2010

❚

M AT E R I Á LY A T E C H N O L O G I E Obr. 1 Porovnání průměrných hodnot modulů pružnosti pro dané třídy betonu dle dřívějších norem ČSN 73 1201 [10, 11] a současné normy ČSN 1992-1-1 [9] ❚ Fig. 1 Comparison of modulus of elasticity values for classes of concrete in accordance to former standards ČSN 73 1201 [10, 11] and current standard ČSN 1992-1-1 [9]


50,0 45,0

Modul pružnosti Ecm [GPa]

40,0 35,0 30,0 25,0 20,0 15,0

ČSN EN 1992-1-1

10,0

ČSN 73 1201:1986

5,0

ČSN 73 1201:1967

0,0 0

10

20

30

40

50

1

Hodnoty statických modulů pružnosti vycházejí vždy nižší než hodnoty modulů dynamických. Při znalosti vzájemného poměru mezi hodnotami dynamických a statických modulů pružnosti bychom v daleko větší míře mohli využívat právě nedestruktivní metody. Přepočítací koeficienty lze získat poměrně snadno porovnáním hodnot statického a dynamického modulu a pro beton známého složení mohou být velmi přesné.

Moduly pružnosti nově vyráběných betonů pevnostních tříd C30/37 až C50/60 jsou výrazně nižší, než moduly stejných pevnostních tříd betonů vyráběných před třiceti až padesáti lety. Zatímco modul pružnosti 40 GPa je podle Eurokódu 2 dosažen až u pevnostní třídy C70/85, podle normy z roku 1986 byla tato hodnota modulu pružnosti u pevnostní třídy C50/60 (tehdy B 60) a podle normy z roku 1967 dokonce u třídy betonu C40/50 (tehdy VI).

Požadavky na modul pružnosti betonu Hodnota modulu pružnosti závisí do jisté míry na tom, jak je definován. V normě ČSN EN 1992-1-1 (Eurokód 2) [9] je modul pružnosti Ecm definován sečnovou hodnotou mezi napětím σc = 0 a 0,4 fcm (pevnost betonu). Hodnoty uvedené v normě se mají považovat za směrné pro obecné použití, ovšem u konstrukcí citlivých na deformace se mají moduly pružnosti stanovit přesněji. Normové hodnoty Ecm vycházejí ze vztahu:

P O U Ž I T É M AT E R I Á LY A PROVEDENÍ EXPERIMENTŮ

Em = 22 (fcm /10)0,3 , kde fcm je u nás poněkud netradiční hodnota charakteristické válcové pevnosti v tlaku zvýšená o 8 MPa – např. pro třídu C30/37 je fcm = 30 + 8 = 38 [MPa]. Hodnoty Ecm podle ČSN EN 1992-1-1 jsou vyneseny do grafu na obr. 1. Pro srovnání se staršími návrhovými normami jsou zde přidány dvě křivky s hodnotami modulů pružnosti podle různých vydání normy ČSN 73 1201 z roku 1967 a 1986. Všechny hodnoty jsou vztaženy k charakteristické krychelné pevnosti v tlaku fck,cube. Jak je patrné z obr. 1, návrhové hodnoty modulů pružnosti podle ČSN EN 1992-1-1 se od hodnot v dřívějších normách značně liší. 5/2010

❚

60 70 fck,cube [MPa]

Cílem práce bylo postihnout vliv vodního součinitele, vybraných minerálních příměsí, různých druhů hrubého kameniva a způsobu ošetřování na hodnoty modulu pružnosti. Použity byly materiály běžně používané ve výrobě – žula z lomu Litice frakcí 4/8 a 8/16 (v tab. 1 jsou směsi označeny písmenem „L“) a písek z lokality Kostelecké Horky. Vzhledem ke granulometrii píku Tab. 1 Složení betonu a jeho vlastnosti concretes

Receptura č. Označení Vodní souč. CEM I 42,5 r Mikrosilika Metakaolin Voda Superplastif. Písek 0/4 Drť 4/8 Drť 8/16 Zpracovatelnost fc1 [MPa] E1 [GPa] fc2 [MPa] E2,rh = 95 [GPa] E2,rh = 60 [GPa] fc28 [MPa] E28,rh = 95 [GPa] E28,rh = 60 [GPa]

1 L 0,43 0,43 455 195 3,0 595 235 925 F4 23 23,4 49,5 27,3 26,3 73,2 34,3 31,7

2 L 0,38 0,38 455 172 3,8 615 240 950 F4 25,3 26,8 52,6 29,4 28,5 88,2 36 33,9


❚

90

100

110

120

bylo možné navrhnout beton tak, aby obsahoval maximum hrubého kameniva, což by se mělo v hodnotách modulu pružnosti projevit pozitivně. Pro vystižení vlivu původu kameniva byly další směsi namíchány z moravské droby (v tabulce označeno „D“) a čediče z lokality Bílčice (v tabulce označeno C). Dále byl použit superplastifikátor na bázi polykarboxilátů z produkce firmy Stachema. Z minerálních příměsí byla použita mikrosilika (v tabulce přibylo v označení betonu písmeno „S“) dodaná firmou Chryso a metakaolin Mefisto K05 (v tabulce označený písmenem „M“). Beton byl míchán v laboratorní míchačce vždy v objemu 35 l, podle každé receptury byly připraveny tři míchačky. Pro měření pevností v tlaku byly zhotoveny krychle o hraně 150 mm a pro měření statických modulů pružnosti hranoly 100 × 100 × 400 mm. První hodnoty pevností a modulů pružnosti byly měřeny ve stáří 24 až 26 h,

Tab. 1

3 L 0,33 0,33 455 150 6,5 625 245 975 F4 39 28,1 62,7 31,6 31,3 92,7 37 35,1

80

Mix proportions and basic properties of

4 L 0,33 S 0,33 420 35 150 7,5 625 245 975 F3 33,8 27,1 52,1 29 94,4 38,3 35,4

5 L 0,33 M 0,33 420 35 150 7,5 625 245 975 F4 48,4 29 60,5 30,4 105,1 40,5 37,3

6 D 0,33 M 0,33 420 35 150 7,5 625 245 975 F4 45,2 22,8 62,5 24,7 99,1 32,8 31,3

7 C 0,33 M 0,33 420 35 150 7,5 625 275 1097 F4 51,9 35 67,6 36,4 117 47,5 43,3

41


❚

Modul pružnosti Ec [GPa]

40


w = 0,33, r.h. = 95% w = 0,33, r.h. = 60%

35 w = 0,38, r.h. = 95% w = 0,38, r.h. = 60%

30

w = 0,43, r.h. = 95% w = 0,43, r.h. = 60%

25

1

2 Stáří [d]

28


45,0

40,0

M, r.h. = 95%

M, r.h. = 60%

CSF, r.h. = 95%

CSF, r.h. = 60%

srov., r.h. = 95%

srov., r.h. = 60%

35,0

30,0

25,0 1

3

další ve stáří 2 dny a 28 dní, obojí na vzorcích uložených ve vlhkém uložení (RH ≈ 95 %) a na vzduchu v laboratoři (RH ≈ 60 %). Výsledky jsou souhrnně uvedeny v tab. 1. FA K T O RY O V L I V Ň U J Í C Í HODNOTY MODULU PRUŽNOSTI

Vodní součinitel Jak plyne z obr. 1, modul pružnosti roste úměrně s tlakovou pevností betonu. Tlaková pevnost betonu je určována zejména vodním součinitelem. Proto má vodní součinitel zcela nepochybně vliv i na hodnoty modulu pružnosti. Pro tuto práci byly voleny tři hodnoty vodního součinitele w, z nichž hodnota w = 0,38 představuje určitý mezník. Je to totiž takový vodní součinitel, při kterém teoreticky dojde k úplné hydrataci cementu (na ni je třeba vodního součinitele přibližně w = 0,25) a ještě zůstanou vodou zaplněné gelové póry, takže nedochází k intenzívnímu autogennímu smrštění, protože vliv samovysychání není tak výrazný [4]. Dále byla volena hodnota o 0,05 menší a 0,05 vyšší – tedy hodnoty w = 0,33 a w = 0,43. Jako hrubé kamenivo byla použita žula z lokality Litice. Z tab. 1 a obr. 2 je zřejmé, že při snížení vodního součinitele skutečně došlo ke zvýšení modulu pružnosti v souladu s předpoklady Eurokódu 2, tzn. že 42

2 Stáří [d]

Obr. 3 Srovnání hodnot modulu pružnosti pro betony s minerálními příměsemi ❚ Fig. 3 Comparison of modulus of elasticity values of concretes with mineral admixtures Obr. 4 Srovnání hodnot modulu pružnosti pro betony s kamenivem z různých hornin; betony s r.h. = 95 % nebyly po 2 dnech zkoušeny, z toho plynou odlišné tvary křivek ❚ Fig. 4 Comparison of modulus of elasticity values of concretes with coarse aggregate from different rocks

20

2

Obr. 2 Srovnání hodnot modulu pružnosti pro betony s různým vodním součinitelem ❚ Fig. 2 Comparison of modulus of elasticity values of concretes with different water to cement ratio

28

nárůst modulu odpovídá nárůstu pevnosti v tlaku. Nízká hodnota vodního součinitele je pro modul pružnosti betonu významná zejména u všech prvků a konstrukcí, u nichž požadujeme rychlý nárůst pevností i modulů pružnosti. V praxi se jedná např. o předpjaté prefabrikované nosníky či monolitické mostní betony. Minerální příměsi Minerální příměsi mají vliv jak na zatvrdlou cementovou pastu, tak na rozhraní mezi ztvrdlou pastou a kamenivem. Z tohoto důvodu se dá očekávat také vliv minerálních příměsí na modul pružnosti betonu. Z tab. 1 a z obr. 3 plyne, že aplikací mikrosiliky a zejména metakaolínu bylo skutečně dosaženo vyšších hodnot modulu pružnosti, ovšem tyto zvýšené hodnoty nikterak nevybočují z trendu vyplývajícího z nárůstu pevností v tlaku. Posloupnost experimentálních bodů kopíruje teoretickou křivku dle Eurokódu 2. Z toho se dá usuzovat, že vyšší hodnoty modulu pružnosti jsou důsledkem zvýšení tlakové pevnosti betonu. Např. při náhradě 35 kg CEM I 42,5 R metakaolínem a zachování hodnoty vodního součinitele w = 0,33 vzrostla krychelná pevnost z 92,7 MPa (třída C60/75) na 105,1 MPa (třída C80/95). V souladu s tím vzrostl modul pružnosti z 37 GPa na 40,5 GPa.

Obr. 6 Směrné křivky pro moduly pružnosti s různým druhem hrubého kameniva dle ČSN EN 1992-1-1 (Eurokód 2) doplněné o výsledky experimentálního měření na všech sedmi druzích betonu, čísla receptur odpovídají pořadí v tab. 1 ❚ Fig. 6 Gauge curves of modulus of elasticity of concretes of different strengths classes made from aggregates from different rocks EN 1992-1-1 (Eurocode 2) and experimental values of modulus elasticity (composition of concretes see table 1)

Vliv minerálních příměsí na modul pružnosti je tedy poněkud diskutabilní. Z pohledu technologa mohou vhodné minerální příměsi zvýšit modul pružnosti a má cenu je pro betony s požadovaným vyšším modulem pružnosti použít. Z hlediska Eurokódu 2 je zvýšení modulu pružnosti jen logickým důsledkem zvýšení tlakové pevnosti betonu. Přesto je možné tuto cestu doporučit – v řadě případů se totiž může jednat o nejsnažší nebo dokonce jedinou možnou cestu, jak zvýšit modul pružnosti určitého vyráběného betonu. Zvýšení pevnosti a tedy i modulu pružnosti jiným způsobem – tedy snížením vodního součinitele – může z hlediska technologie betonu (dosažení vhodné konzistence a její stability v požadovaném časovém intervalu) činit vážné potíže. Dále je třeba upozornit na blahodárný vliv použitých příměsí – zejména metakaolinu – na počáteční pevnosti. Pokud je třeba dosáhnout vyšších modulů pružnosti v kratším časovém intervalu, než je 28 dní, má dosažení vyšší počáteční tlakové pevnosti, a tím i modulu pružnosti zásadní význam. Typ hrubého kameniva Ve všech předchozích případech byla jako hrubé kamenivo použita žula z lomu Litice. Ta je tradičně považována za velmi kvalitní kamenivo. Pro srovnání bylo voleno kamenivo s oče-


❚

5/2010



50

❚


čedič, r.h. = 95%

45

čedič, r.h. = 60% žula, r.h. = 95%

40

žula, r.h. = 60% 35

droba, r.h. = 95% droba, r.h. = 60%

30

Statika a dimenzace stavebních konstrukcí

25 20

1

2 Stáří [d]

4

28

Obr. 5 Srovnání hodnot modulu pružnosti hornin použitých k výrobě hrubého kameniva ❚ Fig. 5 Comparison of modulus of elasticity values of different rocks

90 81,5 80


70 56,0

60 50

36,5

40 30 20 10 0

žula

droba

čedič

Druh horniny

5 55 čedič

EN - 1990, 19 991, 1992, 1993, 19 995 5, 19 996 6 • dimenzování betonu, oceli, dřeva, zdiva podle aktuálních Eurokódů • automatická generace kombinací podle zatěžovací normy • možnost zadat součinitele podle libovolné Národní přílohy • posouzení požární odolnosti • posouzení MSÚ i MSP (mezní stav napětí a trhlin) v betonech • Beton 3D - posouzení libovolného tvaru průřezu na všechny vnitřní síly

Modul pružnosti Ecm [GPa]

50 7

silikátové k.

45 5

40 1

35

2

vápenec

4

3

pískovec 6 Litice žula

30 25

Moravská droba

20

Bílčice čedič

15

0

6

10

20

30

40

50

60

70

90

100 110

fck,cube [MPa]

kávanými horšími vlastnostmi (moravská droba) a s lepšími vlastnostmi (čedič z lokality Bílčice). Srovnání bylo provedeno na směsích s příměsí metakaolinu (směsi D0,33M, C0,33M a srovnávací L0,33M) a je graficky znázorněno na obr. 4. Vliv typu kameniva je velmi výrazný. Při zachování parametrů směsi (vodního součinitele, dávky superplastifikátoru, hmotnost kameniva musela být díky vyšší objemové hmotnosti čediče zvýšena – tab. 1) vykazuje beton s čedičem po jednom dni takovou hodnotu modulu pružnosti, jakou beton s drobou nedosáhl ani po 28 dnech. Jelikož v literatuře nejsou hodnoty modulů pružnosti konkrétního kameniva uváděny, byly vyzkoušeny vzorky kamene odebraného v blocích ze všech tří lokalit. Zkušebními tělesy byly větši5/2010

80

Geotechnické programy podle Eurokódů

❚

nou válce o průměru 50 mm vyrobené z jádrových vývrtů. Přesně dle výsledků na betonu měla nejnižší modul pružnosti moravská droba (36,5 GPa), průměrný žula (56 GPa) a nejvyšší čedič (81,5 GPa) – (obr. 5). Způsob ošetřování Vhodné ošetřování má na vlastnosti betonů zásadní vliv (obr. 4). Přitom důležitost vhodného ošetřování roste s rostoucí pevností betonu, důvody byly zmíněny, podrobněji např. [2], [7]. Absence ošetřování, která se projeví vznikem mikrotrhlin, má velmi výrazný dopad zejména na trvanlivost betonu [7], [8]. Mikrotrhliny by měly mít výrazný vliv i na modul pružnosti. Při podrobnějším prozkoumání výsledků uvedených v tab. 1 a na obr. 2 až 4 skutečně všechny směsi pone-


• nové možnosti programů: - tažené piloty, proudění, konsolidace • posouzení podle EN 1997 i původních postupů • volba dostupných Národních aplikačních dokumentů • výpočet podle všech tří návrhových přístupů • automatické stanovení nejnepříznivějších součinitelů

www.fine.cz tel.: +420 233 324 889 fax: +420 233 321 754 E-mail: [email protected]

43


chané 28 dní ve vlhkém uložení vykazují vyšší hodnoty modulu pružnosti než směsi zrající na vzduchu běžné relativní vlhkosti. Z uvedených obrázků se dá vypozorovat, že vliv ošetřování roste s rostoucí kvalitou betonu, pro směs C0,33M s nejvyšším modulem pružnosti je i rozdíl mezi hodnotami pro ošetřovaný a neošetřovaný beton nejvyšší. Obecně byl očekáván ještě výraznější rozdíl. To, že nebyl zaznamenán, je patrně dáno způsobem zatěžování – v tlaku se mikrotrhliny patrně neprojeví tolik, jako např. při tahovém namáhání nebo při měření lomových vlastností. DISKUSE DOSAŽENÝCH VÝSLEDKŮ

Z uvedených výsledků plyne, že hodnoty modulu pružnosti jsou výrazně ovlivňovány i jinými parametry, než jakými je ovlivňována pevnost betonu. Zatímco pro pevnost je směrodatná hodnota vodního součinitele, pro modul pružnosti je tato základní charakteristika pouze jedním z mnoha parametrů, k nimž dále patří druh kameniva, složení betonu (křivka zrnitosti) a fyzikální vlastnosti cementové kaše včetně jejího stáří [13]. Podle ČSN EN 1992-1-1 [9] modul pružnosti betonu závisí do značné míry na modulech pružnosti jeho složek, zejména kameniva. Křivka hodnot Ecm znázorněná na obr. 1 platí pro běžné silikátové kamenivo. Použijeme-li však kamenivo vápencové či pískovcové, mají se směrné hodnoty modulů pružnosti snížit o 10 %, resp. až o 30 %! Naopak při použití čediče podle normy modul pružnosti naroste o 20 %. Pokud přepočítáme směrnou křivku hodnot Ecm z [9] pro různé druhy hrubého kameniva, dostaneme čtyři velmi rozdílné křivky (obr. 6). Jedná se o zcela zásadní informaci z Eurokódu 2, neboť moduly pružnosti různých betonů stejné pevnostní třídy mohou nabývat až nebývalých rozdílů. Na obr. 6 jsou dále ke směrným křivkám pro betony s různým druhem hrubého kameniva přidány experimentálně zjištěné průměrné hodnoty modulů pružnosti všech sedmi vyrobených betonů, z nichž většina je se žulou a pouze ve dvou případech byla použita droba (příbuzná pískovci) a čedič. Provedené experimenty jednoznačně potvrdily dominantní vliv modulu pružnosti použitého hrubého kameniva na výsledný modul pružnosti betonu a dosažené výsledky sice s určitým 44

❚


posunem (částečně daným přepočtem pevnostních tříd dle průměrných krychelných pevností), ale jinak velmi dobře odpovídají průběhu normové křivky pro průměrné hodnoty modulu pružnosti [9]. Z ÁV Ě R

Na základě provedených experimentů lze závěry formulovat následovně: • Vodní součinitel určuje pevnost betonu, a tím také do jisté míry modul pružnosti. Jeho nízká hodnota se projeví blahodárně zejména na hodnotách modulu pružnosti v prvních dnech zrání betonu. • Vhodné ošetřování má ruku v ruce s nízkým vodním součinitelem na modul pružnosti markantní vliv, neboť právě díky dobrému ošetřování je zabráněno vzniku mikrotrhlin, které modul pružnosti snižují. • Použití minerálních přísad má na modul pružnosti určitý vliv díky zvýšení pevnosti v tlaku, ovšem při zohlednění charakteristických pevností se vliv minerálních přísad jeví méně výrazný. • Není možné přehlédnout, že nejvyššího modulu pružnosti bylo dosaženo kombinací všech čtyř parametrů – nízkého vodního součinitele, použití metakaolinu, ošetřování betonu vodou a použití vhodného kameniva, avšak nejvýrazněji se dá modul pružnosti ovlivnit právě volbou vhodného kameniva. Tato skutečnost je v zahraničí dobře známa a jako jednu z hlavních částí článku o modulu pružnosti betonu ji uvádí rovněž Eurokód 2 [9], kde je konstatováno, že pružné deformace betonu velkou měrou závisí na jeho složení, zejména kamenivu. Směrné hodnoty modulu pružnosti betonu v Eurokódu 2 jsou přitom platné pro silikátové kamenivo, pro odlišné druhy kameniva je třeba směrnou křivku upravit. V případě konstrukcí citlivých na deformace je nutné modul pružnosti experimentálně ověřit. Zda a jakým způsobem se uplatňují další charakteristiky kameniva jako křivka zrnitosti či tvarový index prozatím nebylo zjištěno, ale vhodné kamenivo hraje ve snaze o dosažení vysokého modulu pružnosti zcela zásadní roli. Nejsou zde uvedena ani měření dynamického modulu pružnosti, která byla také prováděna, ani měření metodou akustické emise, které by mělo pomoci při specifikaci vlivu mikrotrhlin na hodnoty modulu pružnosti. Práce na dané téma pokračují.

Literatura: [1] Powers T. C., Brownyard T. L.: Studies of the physical properties of hardened portland cement paste, ACI Journal 8/1947, reprinted in Concrete International, Vol. 25, No. 9, pp. 31–42 [2] Wittmann F. H.: Heresis on shrinkage and creep mechanisms, Proc. Creep, Shrinkage and Durability of Concrete and Concrete Structures, Tanabe Ed., Japan, 2008, Taylor&Francis, London, ISBN 978-0-415-48508-1, pp. 3–10 [3] Bílek V.: Investigation of Long-Term Mechanical properties of High Strength Concrete, Supplementary papers of 6th CANMET/ACI Conference on Durability of concrete, Thessaloniki, Greece, 2003, pp. 211–224 [4] Aïtcin P.-C.: Vysokohodnotný beton, ČKAIT, ISBN 80-86769-39-9 [5] Persson B.: Self-dessication and its importance in concrete technology, Materials and Structures, Vol. 30 (1997), pp. 293–305 [6] Bechyně S.: Technologie betonu, svazek první – Složky betonu, SNTL 1954 [7] Collepardi M.: Moderní beton, ČKAIT 2008, ISBN 80-238-7595-7 [8] Bentur A., Mitchell D.: Materials performance lessons, 12th Inter. Congress on the Chemismy of Cement, Montreal, Canada, 2007, THPL 2 [9] ČSN EN 1992-1-1 Eurokód 2: Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní stavby [10] ČSN 73 1201:1967 Navrhování betonových konstrukcí [11] ČSN 73 1201:1986 Navrhování betonových konstrukcí [12] ČSN EN 13791 Posuzování pevnosti betonu v tlaku v konstrukcích a v prefabrikovaných betonových dílcích [13] ČSN EN 12504-4 Zkoušení betonu – Část 4: Stanovení rychlosti šíření ultrazvukového impulsu

Uvedených výsledků bylo dosaženo díky finanční podpoře projektu FR-TI/004 a výzkumného záměru MSM 0021630511.

Autoři děkují Ing. Evě Juřinové za spolupráci při provádění a vyhodnocení experimentů.

Ing. Petr Cikrle, Ph.D. Stavební fakulta VUT v Brně Veveří 95, 602 00 Brno tel.: 541 147 814 e-mail: [email protected] www.fce.vutbr.cz Ing. Vlastimil Bílek, Ph.D. ŽPSV, a. s. Křižíkova 68, 660 90 Brno tel.: 532 045 582 e-mail: [email protected], www.zpsv.cz


❚

5/2010

LA CONFLUENCIA, CHILE Na úpatí chilských And v údolí řeky Tinguiririca ležícím asi 200 km jihovýchodně od Santiaga de Chile poblíž hranic s Argentinou je dokončována nová hydroelektrárna La Confluencia. V suché adridní oblasti je voda pro hydroelektrárnu sbírána do umělé nádrže o denní kapacitě 1,2 mil m3 ze zdrojů v údolích Tinguiririca (hráz leží 1 452 m n. m., přítok 28 m3/s), Portillo (hráz leží 1 465 m n. m., přítok 28 m3/s), Azufre a ve čtyřech dalších menších údolích. 20km systém tunelů (vysokotlakých i s volnou hladinou) svádí vodu ze sběrné nádrže k hydroelektrárně, která je postavena na soutoku řek Tinguiririca a Portillo. Všechny tunely jsou nevyztužené a byly raženy vrtáním nebo stříleny ve skále. Vedlejší přítoky (celkem 10,5 m3/s) jsou zaústěny do hlavních tunelů přes tři vírové šachty hluboké až 70 m. Dva hlavní tunely o průměru 6 m ústí do vyrovnávací komory a odtud proudí voda tlakovou šachtou (spád 330 až 340 m) a vysokotlakým tunelem k turbínám. Šachta a tunel mají železobetonové vnější a ocelové vnitřní ostění jako ochranu proti tlaku vody. Na čerstvý beton byly tři základní požadavky: vysoká odolnost proti rozmíšení, rychlý nárůst pevnosti a nízký vodní součinitel. Pro zlepšení zpracovatelnosti čerstvého betonu byla do něj přidávána příměs SikaPlast 100CL. Betonáž ostění do posuvného bednění byla v tunelu i šachtě velmi náročná, současně bylo nutné pracovat na několika místech a bezprostředně po odbednění bylo instalováno ocelové ostění v 3m pásech, které byly následně mezi sebou svařovány. V elektrárně jsou osazeny dvě Francisovy turbíny s navrhovaným průtokem 52,5 m3/s o celkovém výkonu 160 MW. Voda z elektrárny je sváděna umělou vodotečí údolím dolů a opět využita pro výrobu elektrické energie v nižším stupni projektu v nové elektrárně Higuera. Projekt bude po uvedení do provozu během letošního podzimu dodávat energii do chilské rozvodné sítě. V zimě bude pokrývat denní špičky a v letním období základní spotřebu. Jeho zdroje vody jsou převážně z tajících ledovců a sněhu vysoko v horách, takže lze počítat s relativně stálým výkonem generátorů i během suchého období na rozdíl od jiných hydroelektráren v oblasti, 5/2010

❚

2 Obr. 1 Výstavba přívodního potrubí v horském údolí, březen 2008 Obr. 2 Sběrná nádrž vedle koryta řeky, říjen 2009 Obr. 3 Betonáž v turbínové hale, září 2009 Obr. 4 Pohled na vnější konstrukce elektrárny La Confluencia

1

Fotografie 3 a 4: archív Sika AG, Switzerland

které v těchto obdobích trpí nedostatkem vody a jejich výroba je nejistá. Projekt La Confluencia je široce podporován národními, regionálními i místními autoritami Chile. V oblasti s podprůměrným množstvím srážek a neobdělávatelnou půdou významně ovlivní rozvoj komunity původních obyvatel. Vyrobená energie umožní rozvinout pracovní příležitosti v chudém a zapomenutém kraji.

3

Literatura: [1] www.waterpowermagazine.com, www.webwire.com, www.hochtiefconstruction.com, www.pacifichydro. com.au, www.poyry.com [2] Latin-American News [3] Materiály společnosti Sika AG, Switzerland Consorcium Australia´s Pacific Hydro Pty Ltd and Statkraft Norfund Power Ivest AS (SNPI), Norsko Inženýrské služby Pöyry Energy Ltd., Switzerland Dodavatel Constructora Hochtief-Tesca stavebních konstrukcí Přísady do betonu Sika AG, Baar, Switzerland Dodavatel Voith Siemens Hydro Brazil´s technologie hydro power plant Výstavba červen 2004 až 3. čtvrtletí 2010 Cena 208 mil USD

4

Investor

Jana Margoldová


45


❚


ULTRAVYSOKOPEVNOSTNÍ BETON V PREFABRIKACI ❚ ULTRAHIGHSTRENGTH CONCRETE IN PREFABRICATION Jan Tichý, Alain Štěrba, Vladislav Trefil, Ivo Žaloudek Článek popisuje důležité odlišnosti ultravysokopevnostních betonů proti běžným a vysokopevnostním betonům z hlediska složení receptury a výroby a uvádí výsledky zkoušek pevnosti v tlaku, tahu a tahu za ohybu měřených na trámečcích připravených ze směsí různého složení a modelové zkoušky nosníku z vybrané receptury UHPC.

❚ Dissimilarities

of ultrahighstregth concrete and common and highstrength concretes with focus on their mix composition and production are described in the article. Results of experimental measurements of concrete strength in compression and tension are presented and the load-deflection

prostředí. Ještě přínosnější je využití UHPC pro konstrukce přímo ohrožené agresivními roztoky. Zvýšení trvanlivosti spolu se zmenšením objemu konstrukcí má příznivý vliv také na trvale udržitelné životní prostředí. V Německu proto napomáhá rozvoji UHPC i velkoryse dotovaný program „Nachhaltiges Bauen mit UHPC“, který lze volně přeložit jako „ekologické stavění s UHPC“. Na programu financovaném podle [8] Deutsche Forschungsgemeinschaft částkou 10 milionů € se podílí osmnáct výzkumných pracovišť v širokém spektru od výzkumu materiálů až po návrhové postupy (včetně modelů).

diagram of the experimental beam prepared from selected concrete mix

V Ý V O J R E C E P T U RY U H P C V N A Š I C H P O D M Í N K Á C H

is described.

Složky betonu, jejich spolupůsobení a obsah Pro své technické, ekonomické a ekologické výhody jsou ultravysokopevnostní betony (dále jen UHPC) zkoumány a používány více než čtvrt století. U nás se UHPC až na výjimky nepoužívají. Proto jsou betonové konstrukce hodně robustní, což má negativní vliv na životní prostředí (zvyšování vypouštění CO2 do ovzduší). Jednou z možností, kde lze UHPC využít, je prefabrikace. Měrné náklady na složky UHPC se sice oproti běžnému betonu zhruba ztrojnásobí, očekáváme však snížení kubatury až na polovinu. Hlavním přínosem kromě zlepšení životního a pracovního prostředí bude zvýšení užitných vlastností a trvanlivosti, zvláště v podmínkách vysoce agresivního prostředí. V přípěvku jsou ukázány výsledky iniciativního vyhledávacího řešení, které započalo zkouškami samotného betonu. Je na co navazovat. V české technické literatuře jsou to např. příspěvky [1] až [5]. V Evropě jsou to hlavně dva směry: • „škola“ charakterizovaná osobou Prof. Michaela Schmidta [6 až 8], která využívá zpravidla kamenivo do 8 mm, • velmi jemnozrnný beton typu „reaktivní práškový beton – RPC, Ductal“, o kterém v češtině nejpodrobněji referuje příspěvek [9]. Tento beton je zvláště silně vyztužen drátky, a má proto velmi vysokou pevnost v tahu (nad 10 MPa). Mimo Evropu se UHPC dynamicky rozvíjí hlavně v USA, Japonsku, Koreji a Austrálii. V Ý H O D Y U H P C A D Ů V O D Y P R O J E H O P O U Ž Í VÁ N Í

Pro svou vysokou pevnost (pevnost v tlaku nad 150 MPa, pevnost v tahu za ohybu nad 15 MPa) se UHPC uplatňuje především tam, kde je možné snížit hmotnost (rozměry) a vyloučit nebo omezit klasickou ocelovou výztuž. Nejde přitom pouze o snížení pracnosti. Přínosem může být i použití UHPC s cílem omezit šířku mikrotrhlinek, a tím zvýšit spolehlivost z hlediska mezních stavů použitelnosti. Uvedené případy se netýkají pouze monolitického betonu. UHPC byl využit i v prefabrikaci. Podle [4] bylo např. pro letiště Haneda v Tokijském zálivu vyrobeno 6 900 předem předpjatých žebírkových panelů rozměrů 7,82 × 3,61 × 0,25 m (celkem 192 000 m2), kterými byla dosažena úspora 56 % vlastní hmotnosti, a tím i úspora na spodních ocelových konstrukcích a na zakládání. U uvedeného příkladu (letiště Haneda) se počítá se zvýšením trvanlivosti na dvě stě let, a to v agresivním přímořském 46

Cement O vhodnosti cementu pro UHPC nerozhoduje pouze jeho pevnostní třída. Pevnost UHPC významně ovlivňuje i vodonáročnost cementu. Není třeba se omezovat jen na portlandské cementy. V současnosti jsou v zahraničí vyráběny speciální vysoce účinné cementy. Jedním z příkladů je cement Nanodur (CEM II/B-S 52,5 R) obsahující též mimořádně jemné (10 až 100 μm) syntetické oxidy křemíku, které reagují s hydroxidem vápenatým rychleji než běžný křemičitý úlet. Obecně je obsah cementu závislý na obsahu ostatních moučkových zrn a na Dmax kameniva. U jemnozrnných betonů s Dmax = 0,5 mm byl použit podle [6] i obsah 900 kg/m3 (při obsahu mikrosiliky 225 kg/m3). S tímto cementem byl vyroben beton, jehož 28denní pevnost v tlaku na zlomcích trámečků 40 × 40 × 160 mm byla 190 MPa; odpovídající pevnost v tahu za ohybu byla 23 MPa. K dosažení uvedených pevností přispěl „koktejl“ drátků (61 kg/m3 krátkých a 41 kg/m3 dlouhých). Příměsi S cílem vázat málo pevné produkty hydratace – Ca(OH)2 – do odolnějších a pevnějších struktur obsahuje UHPC vhodné pucolány, zpravidla křemičitý úlet. Obsah křemičitého úletu přitom překračuje běžnou horní mez dávkování (10 % hm. cementu). Podle [6] největší pevnost UHPC 225 MPa byla dosažena při použití 177 kg/m3 mikrosiliky a 580 kg/m3 CEM I 52,5 R HS-NA, tedy podíl mikrosiliky 31 % hm. Uvedený nejpevnější beton, který byl vyroben z kameniva s Dmax = 8 mm, obsahoval navíc dalších 456 kg/m3 inertních příměsí; celkový obsah moučky (do 0,125 mm) byl v tomto betonu kolem 1 050 kg/m3. Dalším úkolem příměsí je totiž zlepšit zrnitost pevných složek betonu v oblasti nejjemnějších zrn. Bylo prokázáno, že takto získanou větší hutností lze dosáhnout zvětšení pevnosti betonu i bez dalšího snížení vodního součinitele. Proto se kladně mohou uplatnit i téměř inertní příměsi druhu I, tzv. nanopříměsi. K A M E N I V O A J E H O M A X I M Á L N Í Z R N O D MAX

Na rozdíl od běžných betonů hraje u UHPC velkou roli i pevnost kameniva (nad 200 MPa) a jeho soudržnost s pojivovou složkou. Při výběru kameniva proto záleží nejen na jeho pev-


❚

5/2010


❚

Číslo záměsi Datum Složky směsi CEM A CEM B CEM C Microsilika Superplastifikační přísada Přísada proti smršťování Vlastnosti TB po 7 dnech Statický modul pružnosti Pevnost v tlaku Pevnost v tahu za ohybu po 28 dnech Pevnost v tlaku Pevnost v tahu za ohybu

1 Obr. 1 Schéma závislosti pevnosti betonů na obsahu cementu a Dmax v podkritickém a nadkritickém oboru ❚ Fig. 1 Diagram of the relationship of the strength of concrete and amount of cement and Dmax

nosti, ale i na jeho afinitě k pojivovému tmelu; proto samozřejmě i na jeho čistotě. Zcela jinak než u běžných betonů se uplatňuje i horní mez nejhrubší frakce kameniva, Dmax. U běžných betonů je třeba k dosažení stejné pevnosti zvětšovat obsah cementu s nepřímou závislostí na Dmaxn, kde n je zpravidla mírně menší než 0,2. U betonů s nízkým vodním součinitelem uvedená závislost neplatí. Jako vždy se uplatňuje více vlivů. Zde bude uvedena pouze Štěrbova ilustrace za pomoci obr. 1. Tato ilustrace platí v zásadě pro všechny betony většiny konzistencí. Podmínkou je přizpůsobení zhutnění použité konzistenci. Další podmínkou platnosti ilustrace je neměnná zrnitost kameniva. Působí i další specifické i obecné vlivy, např. stěnový účinek. Podstatou ilustrace je rozlišení dvou oborů závislosti pevnosti betonu na cementovém součiniteli. Rozmezím mezi oběma obory je kritický obsah pojiva, při kterém se dosahuje maximální hutnost všech pevných složek betonu. V podkritickém oboru je obsah vody téměř nezávislý na obsahu pojiva. Podkritický obor se vyznačuje nezávislostí obsahu vody na vodonáročnosti pojiva. V nadkritickém oboru platí opak. Aby byla dodržena předepsaná konzistence, je třeba zvětšovat obsah vody, a to v závislosti na přírůstku obsahu pojiva proti kritické hodnotě odpovídající rozmezí. Od uvedeného rozmezí se začíná postupně uplatňovat i vodonáročnost pojiva. V závislosti na přírůstku obsahu cementu roste i smrštění a klesá modul přetvárnosti. Rozdíly proti vztahu v podkritické oblasti se zmírňují působením účinné plastifikační přísady nebo mimořádně účinným zhutněním. Přísady Hromadnější praktické využívání UHPC je bez jakostních novodobých plastifikačních přísad nemyslitelné. Na rozdíl od obyčejných i vysokopevnostních betonů jsou uváděny i nezvykle vysoké obsahy novodobých přísad (na bázi PCE 5/2010

❚

Tab. 1 Tab. 1

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y 487 19.5.09

Elkem 500 DOZ Glenium ACE 30 Glenium ACE 430

kg kg kg kg kg kg

Rheocure SFR 2

kg

621 1.7.09

786 792 21.8.09 26.8.09

700 650 200 35,1

100

730 150

732 150

28

47,2

47,3 7,6

rozměry tělesa GPa

42

40 x 40 x 160 mm MPa

94

104

101

103

40 x 40 x 160 mm MPa

9,8

26

20

21

40 x 40 x 160 mm MPa

127

150

40 x 40 x 160 mm MPa

40

Vývoj při optimalizaci receptur, některé výsledky zkoušek ❚ Development of the mix formulation, some of test results

apod.). Vyskytují se i obsahy kolem 30 kg/m3, které odpovídají 5 % hmotnosti cementu, případně 2,9 % hmotnosti všech zrn do 0,125 mm. Drátky Pro ně platí téměř vše, co bylo uvedeno o plastifikačních přísadách. Opět jde hlavně o jejich kvalitu a obsah. Vyskytují se i obsahy kolem 200 kg/m3 [6], jako směrný minimální obsah můžeme uvažovat hodnotu 75 kg/m3. VÝROBA UHPC

Podmínkou potřebných vlastností UHPC jsou i zvýšené nároky na míchání betonu (ověřený sled dávkování jednotlivých složek, intenzivní – případně aktivační – způsob míchání, regulace počtu otáček, prodloužení doby míchání). Na homogenitě obsahu drátků je zvláště závislá variabilita pevnosti betonu v tahu. Samozřejmě záleží i na jakosti ošetřování. Pro intenzitu autogenního smršťování dochází k nedostatku vody pro hydrataci i v případě, že je zabráněno úniku vody z betonu. Proto je třeba betonu poskytovat vodu co nejdříve. Důvodem je i rychlý růst nepropustnosti betonu, a tím ztížení transportu ošetřovací vody do vnitřní části betonového prvku. V Ý S L E D K Y L A B O R AT O R N Í C H Z K O U Š E K

Náročnou podmínkou v zadání úkolu (výroby zajímavého prefabrikátu do Dubaje) bylo použití pojiva a kameniva pouze ze zdrojů v ČR. V průběhu zkoušek došlo k porovnání různých cementů a jejich interakce s přísadami. Další kombinace vznikly ještě použitím odlišných kameniv a příměsí. Výsledkem je poměrně obsáhlý soubor poznatků o použitých materiálech, ze kterého již lze vybrat optimální recepturu pro dosažení předem zadaných vlastností. Pro ilustraci byly vybrány některé výsledky uvedené v tab. 1., kde lze sledovat vývoj zkoušek. Ne vždy platí, že vyšší množství pojiva zajistí potřebné pevnosti.


47


❚

M AT E R I A L S A N D T E C H N O L O G Y Č. záměsi Vlastnosti UHPC po 7 dnech rozměry tělesa Pevnost v tlaku 100 x 100 mm Pevnost v tahu 40 x 40 x 160 mm za ohybu po 28 dnech Pevnost v tlaku 100 x 100 mm Pevnost v tlaku 40 x 40 x 160 mm Pevnost v tahu 40 x 40 x 160 mm za ohybu Odolnost vůči 100 x 100 mm CH.R.L. Voděodolnost 100 x 100 mm Materiálové 40 x 40 x 160 mm náklady

2

489

621

722

784

792

MPa

98

77

93

103

103

MPa

15

13

18

20

21

MPa MPa

157 146

121 104

121 104

151 140

147 129

MPa

41

26

24

25

23

g/m2

136

mm

12

Kč/m3 18 600 5 064 5 959 10 691 13 374

Tab. 2 Vlastnosti zkušebních trámečků z jednotlivých receptur UHPC a porovnání jejich ceny ❚ Tab. 2 Characteristics of the tested beams prepared from different mixes of UHPC and comparison of their prices 3a

Číslo záměsi dávka tzv. „koktejlu drátků“ Vlastnosti UHPC po 7 dnech Síla při vzniku první trhlinky Maximální dosažená síla Pevnost v tlaku Pevnost v příčném tahu Statický modul pružnosti Materiálové náklady

3b

4a

kg/m3

792 75

621 0

621 75

621 150

kN kN MPa MPa GPa Kč/m3

18 23,08 100,8 8,2 42 13 374

24,7 24,7 88 7,6 37,5 5 064

22,93 29,03 101,3 8,8 39 8 425

15–20 39,55 87,8 8,6 39 11 286

Tab. 3 Výsledky zkoušek nosníků z UHPC různých receptur a porovnání jejich cen ❚ Tab. 3 Test results of the beams of various mixes of UHPC and comparison of their prices

4b

Obr. 2 Pohled na model zkušebního nosníku a přípravu před zatěžováním (Kloknerův ústav ČVUT v Praze) ❚ Fig. 2 View of the experimental beam with a test intrumentation before loading Obr. 3 Zkušební nosník z UHPC, a) příčný řez, b) uspořádání zatěžovací zkoušky ❚ Fig. 3 Experimental beam from UHPC, a) cross-section, b) schema of the load-deflection test

5a

Obr. 4 Struktura lomové plochy zkoušených nosníků, a) receptura č. 792, b) receptura č. 621 ❚ Fig. 4 Surface of the fracture of tested beams, a) mix formulation No. 792, b) mix formulation No. 621 Obr. 5 Závislost průběhu působící síly (F) a průhybu nosníku (D), a) bez drátků, b) 75 kg drátků/m3, c) 150 kg drátků/m3 ❚ Fig. 5 Loaddeflection diagram of three tested beams made from UHPC

5b

MOŽNOSTI PRAKTICKÉHO POUŽITÍ

K ověření možnosti výroby tenkostěnných prvků byl zvolen jako model úsek stropního nosníku tvaru obráceného „T“. Dolní příruba měla rozměry 40 × 120 mm a stojina byla tlustá pouhých 20 mm a vysoká 180 mm. Délka celého nosníku byla 1 100 mm. Jde o obdobu nosníků používaných v kombinaci s pórobenovými nebo cihelnými tvarovkami. Byly provedeny zkoušky nosníku na únosnost v tahu za ohybu ve stáří 7 a 28 dní a současně byl měřen průběh deformací (obr. 2). 48

5c


❚

5/2010


❚


Literatura: [1] Hela R., Bodnárová L., Maršálová J.: Nové materiály – Nové druhy a technologie betonu, Beton TKS 2/2003 [2] Vítek J. L.: Betonové mosty – minulost a budoucnost, Beton TKS 4/2008 [3] Schmidt M., Teichmann T.: Ultra vysokohodnotný beton: základna udržitelných konstrukcí, Beton TKS 2/2008 [4] Kalný M., Šrůma V.: Nové realizace konstrukcí z vysokohodnotného betonu – Poznatky z HSC/HPC sympozia v Tokiu 2008, 8. konference Technologie betonu 2009 [5] Hájek P., Fiala C., Kynčlová M.: Enviromentální aspekty využití vláknobetonů v konstrukcích budov, 15. Betonářské dny 2009 [6] Schmidt M., Geisenhanslücke C.: Optimierung der Zusammensetzung des Feinkorns von Ultra-Hochleistungs- und von selbstverdichtendem Beton 05/2005 [7] Schmidt M., Herget E.: Bauen mit ultrahochfestem Beton – Aktueller Stand und Ausblick aus der Sicht der Wissenschaft und der Praxis, Neu-Ulm, Kongressunterlagen, 51. Beton Tage, 13.–15. Februar 2007 [8] Schmidt M.: Ultrahochfester Beton in Deutschland und der Welt – Stand der Forschung, technische Regelwerke und praktische Anwendung, Neu-Ulm, Kongressunterlagen, 53. Beton Tage, 10.–12. Februar. 2009 [9] Rebentrost M., Smíšek P.: Reaktivní jemnozrnný beton Ductal, Beton TKS 5/2007

Klademe důraz na vysokou kvalitu, stále rozvíjíme nové materiály a technologie v oblasti prefabrikace, samozřejmostí je ochrana životního prostředí.

VÝSLEDKY

Tab. 2, tab 3, obr. 4, obr. 5 Z ÁV Ě R

Dosavadní činností bylo potvrzeno, že vysoké požadavky na UHPC lze splnit i za použití běžně dostupných složek betonu. Dalším přínosem bylo ověření, že je reálné vyrobit i velmi tenkostěnný modelový prvek bez použití vibrace nebo jiného způsobu zhutnění. V další etapě budou práce zaměřeny jak na technologii betonu, tak i na spolupráci s projektanty. Dílčím cílem je vytipovat konstrukční prvky, u kterých budou v maximální míře uplatněny specifické výhody UHPC, např. jejich vysoká odolnost proti vlivům zvláště agresivního prostředí, a tím i ekonomické a ekologické přínosy výroby těchto prvků. Proto se činnost zaměří i na potenciální přínosy UHPC vyplývající z eliminace velké tloušťky krycí vrstvy betonářské výztuže u obyčejných i vysokopevnostních betonů.

Ing. Jan Tichý, CSc. Skanska, a. s., závod Prefa Líbalova 1/2348, 149 00 Praha 4 – Chodov tel.: 737 256 886 e-mail: [email protected], www.skanska.cz/prefa Ing. A. Štěrba Loudin a spol., s. r. o., Křivá 8, 130 00 Praha 3 tel.: 266 314 854, e-mail: [email protected], www.loudin.eu Ing. Vladislav Trefil tel.: 602 286 758, e-mail: [email protected]

Prefabrikovaná lávka pro pěší a cyklisty v Lovosicích Vyrábíme a dodáváme transportbeton a prefabrikáty včetně montáže pro stavby dopravní, inženýrské, průmyslové, občanské a bytové. Nabízíme komplexní služby dle požadavku zákazníka, od projekční a předvýrobní přípravy až po samotnou realizaci staveb. Skanska a.s., závod Prefa Líbalova 1/2348 149 00 Praha 4 – Chodov Tel.: +420 267 095 755 Fax: +420 267 095 575 [email protected]

Ing. Ivo Žaloudek tel.: 602 180 422, e-mail: [email protected] oba: BASF Stavební hmoty ČR, s. r. o.

www.skanska.cz

F. V. Veselého 2760/7, hala D2, 193 00 Praha 9 www.basf-cc.cz

5/2010

❚


49

❚



ING. JAROSLAV BEZDĚK, CSc. – OSMDESÁTILETÝ

Jaroslav Bezděk se narodil 15. října 1930 v Kuničkách u Boskovic. Po maturitě byl přijat ke studiu na Fakultě inženýrského stavitelství VŠT v Brně. Na konci I. ročníku mu však bylo další studium z politických důvodů zakázáno a musel nastoupit do armády k PTP. Ve studiu mohl pokračovat až po svém návratu domů a pouze dálkově na ČVUT v Praze. Stavební fakultu ukončil jako jeden z posledních žáků profesora Bechyně. První profesí Ing. Bezděka bylo místo stavbyvedoucího, poté začal pracovat ve výzkumných ústavech, kde řešil problematiku výroby a dopravy betonové směsi. Z hlediska transportbetonu to nebylo příliš vhodné období, protože v té době se v celém stavebnictví direktivně prosazovaly prefabrikované konstrukce. Podílel se na návrzích systému transportbetonu, zkoušel a hodnotil první československý automíchač AM3 jak v letním provozu v Jirkově, tak v zimním období v Košicích. V Poradním sboru pro mechanizaci a automatizaci stavebnictví se zabýval zaváděním transportbetonu do praxe. V letech 1968 až 1987 proběhlo v Československu šest konferencí o transportbetonu, k jejichž přípravě přispěl a zároveň na nich přednášel příspěvky s aktuální tematikou. Jeho kandidátská disertační práce se samozřejmě týkala transportbetonu. Zabýval se využitím popílku do betonu. Ve spolupráci se stavebními organizacemi, podle výsledků laboratorních zkoušek, navrhnul a odzkoušel výrobu popílkových betonů na betonárnách. Připravil a průběžně vyhodnocoval je50

jich dlouhodobé zkoušky. Povětrnostním vlivům ve vysokohorském prostředí byly nejdéle vystaveny vzorky popílkových betonů na Štrbském Plese – po dobu dvaceti dvou let. Popis a vyhodnocení těchto experimentů je uvedeno v [8]. Další specializací Ing. Bezděka se, dlouho před jakoukoliv medializací, stalo téma životního prostředí a stavební činnosti. Byl pověřen vedením řešitelského kolektivu, který se tímto problémem zabýval. Některé výsledky výzkumných prací jsou obsaženy v publikacích [1], [2], [3]. V dubnu roku 1996 byl ustaven Svaz výrobců betonu ČR. Jaroslav Bezděk byl osloven a posléze jmenován jeho tajemníkem. Ve své nové pracovní náplni pomohl navázat a rozvíjet kontakty do Evropského sdružení výrobců transportbetonu (ERMCO). Zároveň se věnoval procesu přípravy a přijímání no-

vých legislativních předpisů a technických norem, které přicházely v rámci sbližování legislativy tehdejší Evropské unie a České republiky. Inicioval a řídil zpracování a vydání publikací Za betonem do Evropy [5] a Betonárny a životní prostředí [6]. Připravil a organizoval soutěž Ekologická betonárna. V SVB ČR pracoval do roku 2000. V současné době je aktivně činný v Pražském akademickém klubu 48, který sdružuje bývalé studenty vyloučené v období totality z vysokých škol, a ve Svazu PTP ČR. Jaroslave, všechno nejlepší k tvým skvělým osmdesátinám za všechny přátele a kolegy nejenom ze Svazu výrobců betonu ČR! Michal Števula

Obr. 1

Záznam v indexu

1

Literatura: [1] Bezděk J., Arbes J.: Popílkové betony, SNTL – Nakladatelství technické literatury, 1. vydání, Praha 1975, Typové číslo L17-B2-IV-41/72044 [2] Bezděk J., Arbes J.: Prozatímní technologické pokyny pro provádění betonových konstrukcí s popílkem jako příměsi do betonové směsi, VVÚ Stavebních závodů, Praha 1975 [3] Bezděk J., Svozil P.: Stavební činnost a životní prostředí, SNTL – Nakladatelství technické literatury, 1. vydání, Praha 1987, Typové číslo L17-B2-IV/41/72296 [4] Svozil P., Beneš J., Tichotová P., Bezděk J., Wencel O., Švec M.: Požadavky na ochranu životního prostředí při výstavbě a provozu betonáren, Svaz výrobců betonu ČR, Praha 1997, ISBN 80-85087-50-2 [5] Nedbal F., Novák J., Kolísko J., Hela R., Voves J., Jelínek J., Novotný J., Wencel O., Bezděk J.: Za betonem do Evropy, Svaz výrobců betonu ČR, Praha 1998 [6] Svozil P., Wencel O., Bezděk J., Tichotová P.: Betonárny a životní prostředí, Svaz výrobců betonu ČR, Praha 1999, ISBN 80-238-4549-7 [7] Bezděk J.: Čtyřicet let transportbetonu v České republice, časopis Beton TKS, Praha, č. 4/2003, ISSN 1213-3116 [8] Bezděk J., Moravec V.: Dlouhodobé zkoušky popílkových betonů, časopis Beton TKS, 3/2004, str. 28–30, ISSN 1213-3116 [9] Bezděk J.: Betonování v zimě za nízkých a záporných teplot, časopis Beton TKS, 5/2007, str. 24–25, ISSN 1213-3116 [10] Bezděk J.: Recyklace čerstvého betonu, časopis Beton TKS, str. 32–33, 2/2008, ISSN 1213-3116


❚

5/2010


❚


CONCRETE STRUCTURES DESIGN Na začátku letošního léta uspořádala studentská organizace BEST Brno při Vysokém učení technickém v Brně technický kurz pro zahraniční studenty s názvem Concrete Structures Design. Již popáté se proto sjeli do Brna studenti ze všech koutů Evropy, aby se zúčastnili bohatého programu, který pro ně místní pobočka mezinárodní sítě technických univerzit BEST (Board of European Students of Technology), tentokrát ve spolupráci s Fakultou stavební VUT v Brně, připravila. Během deseti dnů nabitých akademickými i společenskými aktivitami se studenti dozvěděli spoustu nových informací nejen o betonových konstrukcích, principech jejich navrhování, použití a rekonstrukcích, ale též o České republice a české kultuře. Přednášky v rámci akademické části byly připraveny ve spolupráci s vyučujícími a odborníky z Ústavu betonových a zděných konstrukcí Fakulty stavební VUT v Brně, České betonářské společnosti a společností ze stavební praxe. Byly doplněny o praktické úkoly, které účastníci plnili v laboratořích pod dohledem specialistů z Ústavu technologie stavebních hmot a dílců. Samozřejmostí byly i exkurze přímo na staveniště ve městě Brně. Na závěr kurzu jeho účastníci formou skupinových prezentací předvedli, co se během pobytu v Brně dozvěděli. Jan Trenz

RECENZE Uprostřed léta tohoto roku vydalo Výzkumné centrum průmyslového dědictví, FA ČVUT v Praze ve spolupráci s Kolegiem pro technické památky ČSSI & ČKAIT a British Council publikaci „Průmyslové dědictví ve vzduchoprázdnu mezi profesionály a amatéry“. Publikace obsahuje třicet pět příspěvků různých autorů různých profesí z několika zemí. Jejich názory, přístupy a důvody, které je vedou k zájmu o zachování či přestavění starých průmyslových objektů a komplexů jsou také rozdílné. V závěru jednoho z příspěv-

5/2010

❚


ků je napsáno: Z uvedených příkladů pro mě vyplývají následující ponaučení: Při rozhodování, zda zachovat nějakou historickou budovu, se vyhněte posuzování z hlediska profesionála. Nejdříve zkoumejte její lidskou hodnotu. Než začnete dále hodnotit, snažte se pochopit společenský a kulturní kontext objektu. Využijte technické a obchodní dovednosti k vyřešení a obhájení projektu. Buďte neústupní a nevzdávejte se! To je poselstvím nevelké, ale pečlivě připravené publikace (168 stran, 59 stran anglického překladu). http://vcpd.cvut.cz [email protected] Jana Margoldová

51


❚

OBERVERMUNTWERK SILVRETTASTAUSEE – „BETONOVÁ“ POHLEDNICE Alpy jsou rozlehlé a tak v jejich údolích lze najít řadu přehradních nádrží, některé i ve výškách přes 2 000 m n. m. Když však jedete po vysokohorské silnici Silvretta Hochalpenstrasse z údolí Montafon v rakouské spolkové zemi Vorarlberg přes sedlo Bielerhöhe do tirolského Galtüru (pro veřejnou dopravu byla otevřena v roce 1954), nestačíte se divit. Po té, co vyjedete nad hranici lesa, uvidíte za zatáčkou nad sebou betonovou přehradní hráz, která už od pohledu vypadá, že tu nějaký ten rok stojí (obr. 1). Opravdu, přehradní hráz Vermunt byla ve výšce okolo 1750 m n. m. budována už v letech 1928 až 1931 a nová hydroelektrárna, postavená dole v údolí o cca 750 m níže, začala roku 1930 dodávat elektřinu do rostoucí elektrické sítě. Silnice se vine podél jezera (obr. 2) a nespěcháte-li, máte za příznivého počasí příležitost kochat se krásnými výhledy na okolní horské velikány. Na horním konci přehradní nádrže stojí stavba, která svou strohostí a velikostí neodpovídá útulným chatám alpských spolků (obr. 3). Vysvětlení se vám dostane o pár kilometrů dále a několik set metrů výše. V nejvyšším bodě silnice na sedle Bielerhöhe v nadmořské výšce cca 2 030 m leží přehradní nádrž Silvretta a budova dole, nad nádrží Vermunt, je hydroelektrárna, jejíž turbíny roztáčí voda z horní nádrže. Nádrž Silvretta leží v horském sedle, pro zadržení vody má tedy dvě hráze. Na stranu Vorarlbergu je to téměř 80 m vysoká betonová hráz Silvretta (obr. 5), v koruně dlouhá 432 m, která za skalním ostrohem pokračuje ještě 140 m dlouhou

1

2

boční hrází (celková spotřeba 425 400 m3 betonu). Směrem do Tirol je údolí přehrazené 24 m vysokou sypanou hrází Bielerdamm s betonovým jádrem opřeným do původní ledovcové morény (obr. 6). Hráze byly postaveny v letech 1938 až 1951. Nádrž pojme 38,6 mil m3 vody, která do ní přitéká z ledovců na svazích horské skupiny Piz Buin (3 312 m n. m.). To odpovídá „uložené“ energii v objemu 132,1 mil kWh. Obě přehradní nádrže jsou nyní součástí rozsáhlého komplexu čtyř vysokohorských nádrží a deseti přečerpávacích hydroelektráren spojených vzájemně důmyslným 100 km

3

52


❚

5/2010


5a

4

6b

5b

dlouhým systémem tunelů a šachet (obr. 7), který umožňuje operativně řídit výrobu elektrické energie a její dodávky do energetických sítí Rakouska, Německa i Švýcarska, a zejména pokrývat potřeby odběru ve špičkách (společnost Vorarlberg Illwerke AG). Po dokončení nejnovější elektrárny Kopswerk II (450 MW) v roce 2008 je výkon celého systému 1 700 MW. V případě přebytku energie v sítích je vyrobená elektřina využívána k čerpání vody ze spodních vyrovnávacích nádrží do horních poloh. Kapacita pump je 980 MW. Jana Margoldová 6a

5c Obr. 1 Hráz Vermunt Obr. 2 Nádrž Vermunt Obr. 3 Hydroelektrárna Obervermunt Obr. 4 Situace a řez údolím Vermunt a Obervermunt Obr. 5 Betonová hráz Silvretta, a) přehradní jezero Silvretta, vpravo betonová hráz, v pozadí masiv Piz Buin, b) vzdušný líc hráze, c) řez konstrukcí hráze Obr. 6 Sypaná hráz Bielerdamm, a) pohled na hráz přes jezero, b) řez konstrukcí hráze Obr. 7 Schéma systému Vorarlberg Illwerke AG (čtyři nádrže, deset hydroelektráren) Fotografie: Jana Margoldová

7

5/2010

❚


53

VD ŠTĚCHOVICE – OPRAVA ŽELEZOBETONOVÉ MOSTNÍ GALERIE ❚ DAM ŠTĚCHOVICE – REPAIR OF THE REINFORCED CONCRETE BRIDGE GALERY 1

Václav Polák, Petr Dobrovský 2 Příspěvek pojednává o řešení projektu celkové sanace zdiva, výměny hydroizolace a vozovky a o dalších úpravách vybavení na více než sedmdesát let staré rámové konstrukci železobetonové mostní galerie o dvaceti pěti polích. ❚ The paper describes problem solution of the design of the reinforced concrete structure repair and replacement of waterproofing, bituminous pavement and bridge equipment of more than seventy years old frame structure of twenty fifth spans.

Koncem roku 2009 byla zpracovávána pro zadavatele Povodí Vltavy, s. p., projektová dokumentace opravy příjezdové komunikace k Vodnímu dílu (VD) Štěchovice ve stupni pro výběrové řízení na zhotovitele stavby. Projekt zahrnoval opravu celkem tří objektů: železobetonové mostní galerie, navazující kamenné opěrné zdi a komunikace, včetně obnovy odvodnění a přeložek kabelů. Článek se zabývá přestavbou a sanací železobetonové galerie, jejíž oprava je technicky nejzajímavější a objemem stavebních zásahů nejrozsáhlejší. Navazující objekty zmiňuje jen pro pochopení návazností. Archivní dokumentaci k opravovaným objektům příjezdové komunikace se, přes veškerou snahu investora, nepodařilo opatřit. Projektant opravy proto zajistil podrobné polohopisné a výškopisné zaměření komunikace a geometrických tvarů konstrukcí do detailů potřebných pro zpracování dokumentace dosavadního stavu a následně pro návrh opravy konstrukcí. Zasypané a pro zaměření nepřístupné části konstrukcí, galerie a opěrné zdi, byly do dokumentace, po dohodě s investorem, zakresleny pouze informativně a budou v průběhu stavebních prací postupně upřesněny v rámci rozšířeného autorského dozoru. 54

Dalšími, pro zpracování projektu opravy rozhodujícími, podklady byly výsledky diagnostického průzkumu stavebně technického stavu konstrukce galerie a informace o stavu silně poškozené dešťové kanalizace vedené pod vozovkou, které byly získány kamerovým průzkumem. KONSTRUKCE GALERIE

Jedná se o 106 m dlouhou železobetonovou deskostěnovou rámovou mostní konstrukci typu galerie, jejíž dvacet pět mostních polí je součástí příjezdové komunikace k VD Štěchovice. Galerie byla budována v rámci výstavby VD na konci třicátých a počátkem čtyřicátých let minulého století. Z hlediska technického se jedná o významnou nekonvenční mostní stavbu, vetknutou do strmého skalního odřezu na pravém břehu Vltavy. Nosná konstrukce galerie je členěna do pěti dilatačních úseků oddělených dilatačními spárami. Deska mostovky přechází v každém poli přímými rámo-

vými náběhy do štíhlých příčných stěnových podpěr. Niveleta galerie stoupá v průměrném sklonu 8,89 % směrem k tělesu přehrady. Příčný sklon betonové vozovky o šířce 3,5 m je proměnný od 0,6 do 0,9 % a klesá směrem ke stěně skalního odřezu. Spodní stavbu galerie, založené na rostlé skále, představují dvě koncové opěry a soustava dvaceti čtyř příčných železobetonových stěn rámů proměnné výšky. V podélném směru podporuje desku mostovky ještě svislá železobetonová stěna, která v jednotlivých polích galerie mění svou půdorysnou polohu vůči okraji římsy nosné konstrukce a také výšku, v závislosti na konfiguraci skalního svahu. Jednostranné železobetonové zábradlí výšky cca 1 m sestává ze sloupků vetknutých do římsy po 2,06 m, dále z prefabrikovaných železobetonových madel a z dvojic podélně vedených ocelových trubek ∅ 50 mm osazených do sloupků jako výplň otvorů.


❚

5/2010

SANACE

❚

R E H A B I L I TAT I O N

Obr. 1 Celkový pohled na galerii v ose ❚ Fig. 1 General view of the gallery Obr. 2 Boční pohled na galerii Fig. 2 Side view of the gallery

❚

Obr. 3 Charakteristický příčný řez – původní stav ❚ Fig. 3 Typical cross-section – original state Obr. 4 Charakteristický příčný řez – stav po opravě ❚ Fig. 4 Typical cross-section – the state after reconstruction

3 4

S TAV E B N Í Ú P R AV Y D O T Č E N Ý C H KONSTRUKCÍ

Část galerie na vyšší straně (u přehradní hráze) navazuje na mohutnou kamennou opěrnou zeď. Na opačné, nižší straně, je příjezdová komunikace za opěrou galerie vedena na svahovaném násypu. STAVEBNĚ TECHNICKÝ PRŮZKUM, Z ÁV Ě RY A D O P O R U Č E N Í

Zjištěné průsaky a výluhy, viditelné na lícových plochách betonových konstrukcí, jsou především důsledkem porušení hydroizolací mostovky i zasypaných rubů spodní stavby. Laboratorní výsledky zkoušek pevnostních charakteristik betonů jsou příznivé a svědčí o nadstandardní kvalitě. Pevnost odpovídá betonu C40/50 (dříve beton zn. 500). Mrazuvzdornost, zejména u betonu vozovkové vrstvy, však nesplňuje přísné požadavky současných norem. Tloušťky krycí vrstvy betonu nad výztuží se pohybují v rozptylu od 26 do 47 mm a jsou, podle platných norem, převážně nedostačující. Koroze 5/2010

❚

výztuže nebyla sice vizuálně zaznamenána, ale karbonatace povrchových vrstev se pohybuje na hranici tloušťky krycí vrstvy. Na základě zjištěných poznatků je nezbytné provést komplexní sanaci povrchů železobetonových konstrukcí galerie, radikální opravu vozovky, římsy a zábradlí. P O D M Í N K Y P R O VÁ D Ě N Í S TAV B Y

Staveniště je přístupné po nábřežní komunikaci od obce Brunšov. Stavba se nalézá výhradně na pozemcích Povodí Vltavy, s. p. Po celou dobu prací na opravě příjezdové komunikace musí být zajištěn bezpečný průchod stavbou pro pěší, a to v šířce nejméně 1,5 m. Při stavebních činnostech prováděných na mostovce bude průjezd automobilů přes galerii vyloučen. Typ původního železobetonového zábradlí, lemujícího příjezdovou komunikaci, by měl být z architektonických důvodů při rekonstrukci, pokud možno, zachován.


Bourací práce vyžadují šetrné odstranění betonové vozovky tloušťky 200 mm, kterým však musí předcházet zajištění stability původní římsy přikotvením do desky nosné konstrukce. Povrch desky nosné konstrukce bude po odbourání betonu vozovky vyrovnán sanační maltou do stavu předepsaného pro kladení hydroizolace. Izolace mostovky byla navržena vanová z natavovacích izolačních pásů (NAIP), které jsou zataženy pod nově dobetonovanou římsu. Na opačné straně je izolace svedena svisle s přesahem přes ukončení desky mostovky. Ochrana izolace z litého asfaltu LAS 30 mm, bude vyztužena tkaninou, vzhledem ke značnému podélnému sklonu nivelety 8,89 %. Mostní dilatační závěry (MDZ) budou podpovrchové, těsněné a osazené v místech dosavadních dilatačních spár galerie. Vozovka bude živičná, dvouvrstvá, tvořená ložnou vrstvou z asfaltového betonu ABS, která má proměnnou tloušťku od 40 do 70 mm z důvodu dosažení potřebného příčného sklonu povrchu vozovky. Obrusná vrstva o tloušťce 40 mm, je navržena z AKMS. Spáry vozovky na styku s římsou a odvodňovacím žlabem, resp. v místech MDZ, budou opatřeny pružnou zálivkou. Úprava římsy souvisí s návrhem nového uspořádání vozovky se zvýšeným obrubníkem. To vyžaduje nadbetonování části původní římsy včetně spojení obou konstrukcí prostřednictvím vlepené kotevní výztuže. Povrch původní římsy bude pro spojení s novým betonem před betonáží odbourán v tloušťce cca 20 mm. Zábradlí si při opravě vyžádá dočasné odstranění prefabrikovaných ma55

SANACE

❚

R E H A B I L I TAT I O N Obr. 5 Příklady charakteristických poruch železobetonové konstrukce ❚ Fig. 5 Samples of typical failures of reinforced concrete structures

5a

5b 5c

del. Aby výška zábradlí odpovídala požadavkům platné normy (tj. min. 1,1 m nad horním povrchem římsy), je navrženo zvýšení původních sloupků dobetonováním. Výztuž sloupků bude obnažena a očistěna a následně na ni bude přivařen armokoš nové části sloupků a sloupky dobetonovány. Po sanaci budou madla osazena zpět na zvýšené sloupky. Do prostorů mezi sloupky a madlo budou osazeny ocelové výplně – drátěné sítě v rámech z L profilů 50 x 5 mm doplněné, z pohledových důvodů, třetí podélnou ocelovou trubkou ∅ 50 x 5 mm, stejné dimenze jako stávající dvě podélné trubky. Všechny ocelové prvky zábradlí budou ošetřeny proti korozi. Odvodňovací žlab lemuje okraj vozovky přilehlý ke skalnímu svahu. Bude vydlážděn ze žulových kostek o hraně 120 mm kladených do cementového lože a umožní pojezd vozidel, takže neomezí využitelnou šířku vozovky. Nová dešťová kanalizace nahradí dosavadní nefunkční potrubí. Mož56

5d

nost rekonstrukce stávající kanalizace zcela vyloučily výsledky kamerového průzkumu prokazující vážné mnohačetné defekty starého potrubí. V rozsahu objektu galerie bude nové potrubí JS 300 uloženo do výkopu vzniklého odstraněním původního. V délce galerie jsou pro odvodnění vozovky navrženy tři nové horské vpusti. Na obou předmostích galerie řeší obnovu dešťové kanalizace projekt opravy komunikace, který představuje samostatný objekt. Nový kabelovod převede čtyři kabely uložené původně volně v zemi. Je navržen jako monolitická železobetonová konstrukce obdélníkového průřezu se šesti otvory, z nichž dva jsou rezervní. Je pouze částečně zapuštěný pod úroveň vozovky a jeho část, vyčnívající nad povrch vozovky, bude sloužit zároveň jako obrubník. V době prací na mostovce budou kabely provizorně vyvěšeny mimo dosavadní trasu. Kabelovod může být vybudován až po konečném uložení kanalizační-

ho potrubí. Protažení nových kabelů umožní čtyři navržené revizní šachty. P O U Ž I T É M AT E R I Á LY

Na nové konstrukce římsy, sloupků, zábradlí a kabelovod bude použit beton C30/37 XF4 s příměsí skleněných vláken v množství 0,6 kg/m3 a polypropylenových vláken v množství 0,9 kg/m3. Výztuž železobetonových prvků bude z betonářské oceli 10505.9 (R), na konstrukci výplní zábradlí bude použita ocel S 235 J0. P Ř Í P R AVA P O D K L A D U S A N O VA N Ý C H P L O C H

Navržená technologie sanace železobetonových konstrukcí objektu předpokládá odstranění nesoudržného materiálu degradovaných vrstev z jejich povrchu až na zdravý beton pomocí VVP o tlaku 1 200 až 1 800 bar a lehkých sbíjecích kladiv (elektrických, či pneumatických). Okraje sanovaných ploch je nutno upravit ve sklonu 45o do hloubky 10 až 15 mm.


❚

5/2010

SANACE

Pokud dojde k odhalení korozí napadené výztuže, bude její povrch obnažen a očistěn od korozních zplodin pomocí VVP o tlaku 200 až 700 bar na obě strany do vzdálenosti min. 20 mm od korozí napadené oblasti. V případě, že odhalená výztuž bude oslabena korozí na cca polovinu svého profilu, bude odkryta po celém obvodu nejméně do hloubky 10 mm i pod ní, až na pevný homogenní povrch. Plochy obtížně přístupné nebo zcela nepřístupné (např. v místech uložení nosné konstrukce galerie a v místech styků konstrukcí na dilatačních spárách), které nelze dostatečně kvalitně připravit k sanaci, budou pouze podle možností pečlivě očištěny od nesoudržných částic a výluhů. SANAČNÍ PRÁCE

Mezi jednotlivými operacemi sanace se příslušný díl betonového podkladu vždy znovu očistí vysokotlakým proudem vody (tlak vyšší než 150 bar), nasytí vodou a bezprostředně před nanesením následné vrstvy se zbaví i zbytků volné vody. Kvalita podkladu se prověří akustickou trasovací metodou a zkouškou pevnosti povrchových vrstev v tahu (odtrhovou zkouškou). V místech, kde dojde k odhalení výztuže, se provede její ochrana proti korozi s následnou reprofilací sanačními materiály. Sanační materiály mají v projektu předepsány požadované technické parametry a technologické postupy. ZÁKLADNÍ TYPY SANAČNÍCH ZÁSAHŮ

U podobných oprav povrchů degradovaných betonových konstrukcí nelze

skutečný rozsah sanačních prací předem, do doby otryskání povrchu konstrukcí VVP, jednoznačně určit. Proto byly v dokumentaci jednotlivé typy sanačních zásahů stanoveny na základě stavebně technického průzkumu odborným odhadem v procentuálních poměrech celkové plochy. Podle hloubky porušení betonu, koroze výztuže, či vlivů chemických látek, byly uvažovány tři typy úprav povrchu označené jako: Typ A – je navržen pro sanace ploch dolního podhledu desky mostovky a spodní stavby. Do hloubky 10 mm se předpokládá reprofilace s použitím klasických sanačních materiálů – odhadem bylo uvažováno 35 % z celkové plochy. Od hloubky 10 do 40 mm byla opět předepsána reprofilace s použitím sanačních materiálů, odhadem na 25 % z celkové plochy. Při hloubce vyšší než 40 mm byla navržena metoda nástřiku suché směsi, případně s kotvenou výztužnou sítí, a to na cca 10 % z celkové plochy opravované konstrukce. Nutnost ošetření výztuže proti korozi byla v tomto případě odhadnuta na cca 10 % z celkové plochy. Typ B – je obdobný jako v případě typu A, pouze rozšířený o nátěr ploch proti chemickým rozmrazovacím látkám a je v projektu předepsán pro povrhy betonu římsy a zábradlí, které jsou v zimních měsících vystaveny účinku CHRL. Typ C – nátěr ploch proti chemickým rozmrazovacím látkám použitý na exponovaných plochách nových betonů aplikovaný po nanesení sjednocující stěrky.

❚


U všech typů sanačních zásahů budou na závěr prací plochy omyty tlakovou vodou 150 bar a celoplošně ošetřeny nanesením sjednocující stěrky tloušťky 2 až 2,5 mm. Z ÁV Ě R

V projektu navrhované stavební úpravy a sanační zásahy směřují k výraznému prodloužení životnosti technicky cenných objektů příjezdové komunikace o čtyřicet až padesát let. Celé Vodní dílo Štěchovice, jehož součástí příjezdová komunikace nepochybně je, vypovídá o vyspělosti inženýrského stavitelství v naší zemi na přelomu třicátých a čtyřicátých let minulého století. Realizací opravy se zvýší bezpečnost provozu na komunikaci (zvýšené obrubníky) a také dojde k redukci vlastní hmotnosti nahrazením betonové vozovky tloušťky 200 mm živičnou vozovkou o průměrné tloušťce 95 mm. To se příznivě projeví na zvýšení zatížitelnosti objektu galerie. Zadavatel Zpracování projektu ve stupni pro výběrové řízení na zhotovitele stavby Diagnostický průzkum stavebně technického stavu konstrukce galerie Kamerový průzkum Zpracování projektu

Povodí Vltavy, s. p. TOP CON Servis, s. r. o.

Betonconsult, s. r. o. CHJ, s. r. o. konec roku 2009

Ing. Václav Polák e-mail: [email protected] Ing. Petr Dobrovský oba TOP CON Servis, s. r. o. Ke Stírce 1824/56, 180 00 Praha 8 tel.: 284 021 745

Změna na poli statického software Železobetonový a předpjatý průřez EC2

Desky, stěny, detaily

Ocelové, betonové a spřažené konstrukce

Předpětí v programu RFEM

Expertní zázemí

Ing. Šabatka, CSc. a Doc. Ing. Navrátil, CSc. Vás zvou na www.idea-rs.cz 5/2010

❚


57

SANACE

❚


VD LUČINA – SANACE BETONŮ HRÁZE ❚ DAM LUČINA – REPAIR OF ROCKFILL DAM`S CONCRETE

1

Alena Šrůtková, Libor Šácha, Miloš Jelínek, Bernard Polák Cílem sanace bylo odstranění závad betonových konstrukcí, omezení prvků vyžadujících zvýšenou údržbu a úprava vybraných detailů dle provozních zkušeností. ❚ The aim of the concrete construction repair was to remove its faults, to reduce elements requiring a higher level of maintenance and to modify certain details, the selection of which is based on professional experience.

Vodní dílo (VD) Lučina (obr. 1) se nachází na horním toku řeky Mže v Českém lese v ř. km 96,35, nedaleko hranic s Německem. Jeho výstavba probíhala v letech 1970 až 1975. Hlavním úkolem VD je akumulace vody pro vodovodní skupinu Tachov-Bor-Planá a Stříbro-Kladruby. Dále slouží pro průmysl, závlahy a zajištění minimálního průtoku v profilu Stříbro a částečně také jako ochrana před povodněmi. Přehrada je přímá, sypaná, kamenitá s návodním železobetonovým těsněním. Vzdušní líc hráze je bez vegetační úpravy, pouze s urovnáním hrubých kamenů. Délka 183,5 m, šířka koruny hráze 4 m, výška hráze nad údolím 23,5 m, nadmořská výška koruny hráze 535,8 m. Zatopená plocha činí 73,48 ha, délka vzdutí 2,42 km. Dodatečně, v roce 1996, byla na každé ze dvou spodních výpustí nainstalována malá vodní elektrárna typu ČKD Bánki. Menší má maximální výkon 57,5 kW a větší 90 kW [1]. REALIZACE SANAČNÍCH PRACÍ

Sanace vodního díla probíhala od května do září roku 2009 a zahrnovala veškeré práce, jejichž rozsah byl definován návrhem zpracovaným firmou Pontex. Jednalo se zejména o opravu stěn odpadního koryta, výměnu přemostění vývařiště 58

před vstupem do komunikační štoly, výměnu vozovky na hrázi a komplexní opravu vlnolamu. Dále byly provedeny lokální sanace betonových stěn komunikační štoly a výměna betonové podlahy ve strojovně. Ocelová výstroj vodního díla, např. žebříky, vrata, zábradlí, závora, rámy, poklopy atd., byly zčásti repasovány a zbytek nahrazen novými. Z hlediska projektu byla stavba rozčleněna na šest objektů. První tři zahrnovaly práce prováděné pod hrází a uvnitř hráze a zbývající práce na koruně hráze. Harmonogram stavby byl koncipován tak, aby práce probíhaly na více objektech současně. VD bylo v průběhu sanačních prací v plně provozuschopném stavu a zásobování pitnou vodou pro Tachov a jeho okolí nesmělo být ničím omezeno. Ve fázi přípravy stavby se jako nejproblematičtější jevila sanace rubových částí stěn odpadního koryta. Ta zahrnovala výkop až na úroveň minimální hladiny vody v odpadním korytě, omytí stěn vysokotlakým vodním paprskem (VVP) a lokální reprofilaci s následnou celoplošnou aplikací hydroizolační stěrky. Výkopové práce představovaly přesun cca 1 300 m3 zeminy. U sypaných hrází se počítá s jistými průsaky, které jsou patními drény odváděny do odpadního koryta. Dno výkopu bylo však níž než niveleta vyústění patních drénů a prosakující voda tak výrazným způsobem komplikovala výkopové práce (obr. 2). Problém vyřešily záchytné jímky a nasazení výkonných kalových čerpadel. Výkopem za levobřežní zdí odpadního koryta došlo k částečnému odkrytí litinového vodoodběrného potrubí ∅ 400 mm, kterým je voda z nádrže převáděna do úpravny vody a dále distribuována do vodovodního řádu. Při jeho případném porušení by byla zastavena dodávka vody pro


❚

5/2010

SANACE

město Tachov a jeho okolí. Toto riziko bylo násobeno zejména stářím litinového potrubí. Výkopové práce v bezprostřední blízkosti potrubí byly prováděny výhradně ručně. Když byla po ukončení výkopových pracích hladina vody ve výkopu bezpečně pod kontrolou, mohla být zahájena oprava rubu stěn odpadního koryta, sanace průsaků ve stěnách a pokládka nového drenážního systému odvodnění včetně chrličů (obr. 3). Rubové stěny odpadního koryta byly předupraveny pomocí vysokotlakého čerpadla (tlak 800 bar). Kontrolními zkouškami odtrhovým přístrojem DYNA Z16 byla prokázána požadovaná pevnost v tahu povrchových vrstev betonu. Byly odstraněny všechny části stávajícího drenážního potrubí a jeho prostupy stěnami zaslepeny betonem (max. zrno 16 mm) a dotěsněny injektáží. Současně byly vrtány otvory pro osazení nerez chrličů ∅ 100 mm, které odvádí vodu z nově položeného drenážního potrubí ∅ 200 mm do koryta. Otvory chrličů byly v betonové stěně odpadního koryta vrtány v délkách od 1 do 3 m. Otvory kolem osazených chrličů byly zainjektovány a dotěsněny bentonitovým tmelem. Současně s dotěsňováním probíhala reprofilace lokálních nerovností a kaveren. Po aplikaci hydroizolační stěrky na plochách rubových stěn a jejím vyzrání byl proveden zpětný hutněný zásyp. Práce v odpadním korytě pokračovaly betonáží nové kotvené železobetonové římsy z betonu C30/37 XF4. Dilatační spáry, které přesně kopírují původní dilatace stěn, byly utěsněny trvale pružným tmelem. Stávající přemostění vývařiště bylo odstraněno. Nové přemostění bylo v rámci změny oproti původnímu projektu vyřešeno pomocí ocelobetonové spřažené desky. Změna konstrukce přemostění vývařiště byla iniciována hlavně složitým přístupem těžké techniky.

❚

Obr. 1 Pohled na sypanou hráz VD Lučina rockfill dam Lučina Obr. 2 Voda z průsaků hráze ve výkopu water in the excavation Obr. 3 Nově instalovaný drenážní systém drainage system

❚

Fig. 1

Fig. 2 ❚

❚


2 3

The view of the

Dam seepage

Fig. 3

A newly installed

Obr. 4 Předupravený betonový povrch v komunikační štole ❚ Fig. 4 Pre-modified concrete surface in the communication tunnel Obr. 5 Komunikační štola – dokončená reprofilace profile of the communication tunnel

❚

Fig. 5

Final

4

5/2010

❚

5


59

SANACE

❚

R E H A B I L I TAT I O N Obr. 6 Vybouraná vozovka a vlnolam na koruně hráze ❚ Fig. 6 Demolished road and breakwater on the dam top Obr. 7 Úprava dilatační spáry vlnolamu ❚ Fig. 7 Modification of the breakwater expansion joint Obr. 8 Příprava podkladu pro betonáž nové vozovky ❚ Fig. 8 Preparation of the foundation for the concreting the new road Obr. 9 Pohled na dokončenou korunu hráze ❚ Fig. 9 The view of the completed dam top Obr. 10 Pohled na dokončené odpadní koryto ❚ Fig. 10 The view of the completed discharge channel Obr. 11 Čestný titul Sanační dílo roku 2009 ❚ Fig. 11 Certificate of Excellence – mature structures category "Sanační dílo 2009“ award

Literatura: [1] Povodí Vltavy, s. p., rok 2010, http://www.pvl.cz

6 7

8

V dalším objektu – komunikační štole, která spojuje patu hráze se strojovnou, proběhla sanace lokálních porušení a repase zámečnických konstrukcí. Na porušených místech chyběly krycí vrstvy a objevovaly se lokální průsaky vody. Degradované vrstvy byly odstraněny vysokotlakým čerpadlem VVP tlakem 800 bar. Po kontrole předupraveného povrchu (obr. 4) odtrhovými zkouškami byl aplikován adhezní můstek a reprofilační vrstva malty (obr. 5). Průsaky byly utěsněny speciální ucpávkovou směsí vyvinutou přímo pro tento účel. Objekt strojovny byl opraven za plného provozu zařízení hráze a elektrárny. Při náročném vybourávání podlahy musela být provedena opatření k zamezení průniku prachových částic k funkčním částem strojovny. Při betonáži nové podlahy z jemnozrnného betonu C25/30 XA1 s max. zrnem 4 mm určovaly polohy pracovních spár stávající a nové kotevní prvky pro vybavení strojovny. Vyjmuté ocelové prvky, tj. zábradlí, poklopy a rošty, byly buď dílensky repasovány nebo nahrazeny novými a po konečném nátěru podlahy, pro omezení prašnosti a otěru, znovu osazeny. Zatímco výraznou příčinou poruch objektů odpadního koryta a komunikační štoly byla voda z průsaků, v dalších objektech, u vlnolamu a vozovky, vyvolalo potřebu opravy více jak třicetileté užívání hráze vystavené místním klimatickým 60

podmínkám. Dilatační celky vozovky a vlnolamu se staly postupně nestabilními. Pro bourací práce na koruně hráze nemohla být využita těžká technika, protože jde o sypanou hráz a otřesy by mohly mít za následek porušení její těsnosti. Těžká technika nicméně využita byla, ovšem byla změněna technologie bourání. Byly použity speciální štípací hydraulické kleště a část vlnolamu byla odbourána ručně (obr. 6). Následně bylo vybetonováno nové těleso vlnolamu, které bylo prostřednictvím vlepených kotev napojeno na stávající železobetonový základový pas (obr. 7). Stávající vozovka byla bourána stejnou technologií jako vlnolam. Betonáž nové vozovky časově spadala do letních měsíců, kdy denní teploty nezřídka dosahovaly 30 °C. Z toho důvodu byla vozovka betonována ve večerních a nočních hodinách. Beton vozovky i beton vlnolamu, stejného druhu C 30/37 XF4, byl kontrolován dle odsouhlaseného kontrolního a zkušebního plánu a byly dodržovány technologické zásady postupu betonáže. Povrch vozovky byl opatřen striáží (obr. 8 a 9). Důležitým aspektem kvalitního a rychlého provedení opravy VD Lučina byla přímá spolupráce investora, projektanta a dodavatele. Některé důležité detaily bylo nutné operativně


❚

5/2010

❚

SANACE


9

11

řešit a rozhodnout až během realizace opravy a v tuto chvíli byl vstřícný přístup k danému problému ze strany investora a projektanta nepostradatelný. Do projektu byly zapracovány i připomínky dodavatele díla, který při jejich vznesení vycházel z dlouholetých zkušeností v oblasti sanací.

Ing. Alena Šrůtková e-mail: [email protected] tel. 721 878 283 Ing. Libor Šácha e-mail: [email protected] tel. 602 292 204

Z ÁV Ě R

Miloš Jelínek

VD Lučina je jedna z mála sypaných hrází v České republice a zcela jistě si zasloužila opravu, která prodloužila nejen její estetický vzhled, ale zejména její životnost (obr. 10). Kvalita provedení díla byla prověřena odbornými pracovníky a akreditovanými zkušebnami. Sanace VD Lučina získala ocenění „Sanační dílo roku 2009“, které každoročně uděluje Sdružení pro sanace betonových konstrukcí (obr. 11). Základní data projektu Investor Projektant Dodavatel stavby Realizace

Povodí Vltavy, s. p. Pontex, s. r. o. Betvar, a. s. květen až září 2009

e-mail: [email protected] 602 249 592 Bernard Polák tel. 721 123 199 všichni: Betvar, a. s. Řehořova 42, 130 00 Praha 3 tel.: 221 590 211, fax: 222 540 348

RSTAB RFEM Program pro výpočet rovinných i prostorových prutových konstrukcí

Program pro výpočet konstrukcí metodou konečných prvků

10

Řada přídavných modulů Rozsáhlá knihovna profilů Snadné intuitivní ovládání 6 500 zákazníků ve světě Nová verze v českém jazyce Zákaznické služby v Praze

Ing. Software Dlubal s.r.o. Anglická 28,120 00 Praha 2 Ing. Software

Dlubal 5/2010

❚

Tel.: +420 222 518 568 Fax: +420 222 519 218 E-mail: [email protected]

t e c h n o l o g i e • k o n s t r u k c e • s a n a c eInzerce • 96,5x132 B E T zrcadlo O N (Beton CZ 2009)_01.indd

1

Statika, která Vás bude bavit ...

www.dlubal.cz

Demoverze zdarma ke stažení

Navrhování podle nových evropských norem

27.3.2009 6 1 10:16:36

SANACE

❚


MANAŽÉRSTVO ŽIVOTNOSTI CHLADIACICH VEŽÍ S PRIRODZENÝM ŤAHOM ❚ LIFETIME MANAGEMENT OF NATURAL DRAUGHT COOLING TOWERS Juraj Bilčík, Jan Závodný, Vladimír Priechodský Veľké množstvo koróziou iniciovaných porúch stavieb a s tým spojené veľké náklady na ich sanáciu sú dôvodom na zamyslenie o koncepcii manažérstva životnosti chladiacich veží. Pre existujúce veže sa používajú metódy a materiály, ktoré majú vytvoriť dlhodobú ochranu betónu pred účinkami obklopujúceho prostredia. Pri výstavbe nových chladiacich veží sa stále viac pozornosti venuje možnosti zvýšenia odolnosti betónu. V príspevku sú stručne opísané environmentálne zaťaženia chladiacich veží a metódy na predĺženie ich životnosti. ❚ Corrosion is

die ich degraduje len veľmi pomaly. Pri vizuálnej prehliadke boli však zaznamenané viaceré chyby a poruchy plášťa, šikmých stojok a prefabrikovanej ochodze, ktoré súvisia predovšetkým s nedostatočnou hrúbkou betónovej krycej vrstvy a s tým spojenou koróziou výstuže. Na základe výsledkov stavebno-technického prieskumu a požiadavky predĺženia ich životnosti sa v súčasnosti robí kompletná sanácia CHV č. 5 až 8. Pri takejto rozsiahlej investícii je vhodné zamyslieť sa nad alternatívami manažérstva životnosti chladiacich veží.

the primary cause for the structural deterioration of structures and results in high costs for infrastructure maintenance. The concept of lifetime management of new cooling towers moves more and more into the focus the increase of concrete resistivity. Additionally, for existing cooling towers there is a demand for methods and materials, which are able to ensure a long lasting protection of concrete against the aggressive environment. The paper presents environmental loads and examples of both approaches for extending the lifetime of cooling towers.

Atómová elektráreň Mochovce bola plánovaná so štyrmi blokmi, pre ktoré bolo postavených osem chladiacich veží typu Iterson 125 m bez primárnej alebo sekundárnej ochrany betónu. V roku 1998, resp. 1999 boli dokončené bloky 1. a 2., ktoré využívajú chladiace veže (CHV) č. 1 až 4 (postavené v roku 1987). V súčasnosti prebieha dostavba 3. a 4. bloku, čo je najväčšia súkromná investícia v histórii Slovenska. Tretí blok má byť uvedený do prevádzky v roku 2012 a štvrtý v roku 2013. Na novo budované bloky budú napojené CHV č. 5 až 8 (1991), ktoré od dokončenia neboli v prevádzke. Na tie pôsobila doteraz iba atmosférická agresivita obklopujúceho prostredia. Povrch betónu bol vystavený najmä vzdušnému CO2, mäkkej alebo kyslej zrážkovej vode, ktorej účinok bol zosilnený striedavým zmrazovaním a rozmrazovaním, resp. nasakovaním a vysúšaním. Ak by chladiace veže boli zhotovené z kvalitného a hutného betónu a bolo dodržané predpísané krytie výstuže, uvedené prostre62

MANAŽERSTVO ŽIVOTNOSTI CHLADIACICH VEŽÍ

Z hľadiska minimalizovania nákladov, ale aj s ohľadom na trvalo udržateľný rozvoj je vhodné, predovšetkým pre stavby infraštruktúry s dlhodobou životnosťou, použiť vhodnú koncepciu manažérstva životnosti. Tá zohľadňuje pre obdobie zhotovovania a prevádzky stavby pravdepodobnostný návrh trvanlivosti a predpovedania životnosti. Predpokladajú sa aj pravidelné prehliadky alebo monitorovanie kritických oblastí. Tak je zaistená kontinuálna aktualizácia prognózy životnosti, optimálna údržba, či prípadná oprava sledovanej stavby. Výhody manažérstva životnosti v oblasti betónových stavieb sa využívajú až v posledných rokoch. Jeho aplikácia je mimoriadne vhodná na chladiace veže, nakoľko sa jedná o železobetónové konštrukcie s veľkým pomerom medzi plochou vystavenou obklopujúcemu prostrediu a prierezovými rozmermi. Vzhľadom na charakter konštrukcie a spôsob využívania je ich spoľahlivosť, tzn. bezpečnosť, používateľnosť a trvanlivosť, najviac ohrozená chemickými a fyzikálnymi účinkami prostredia. Chemické a fyzikálne účinky prostredia Súčasné poznatky z monitorovania a sanácie železobetónových chladiacich veží poukazujú na skutočnosť, že tieto stavby s pôvodne projektovanou dlhodobou životnosťou vykazujú, po relatívne krátkej dobe, značné porušenie, predovšetkým od účinkov obklopujúceho prostredia. Z hľadiska po-

škodenia betónov treba posúdiť zvlášť vonkajší a vnútorný povrch plášťa veží. Táto potreba vyplýva najmä z odlišnosti pôsobiacich vplyvov okolitého prostredia. Na vonkajší povrch betónu pôsobí najmä vzdušný CO2, mäkká alebo kyslá dažďová voda, ktorej účinok môže byť zosilnený vetrom, striedavým zmrazovaním a rozmrazovaním alebo nasakovaním a vysúšaním. Aj nerovnomerné oslnenie môže spôsobiť vznik porúch. Na vnútorný povrch plášťa pôsobí najmä vzdušný CO2, kondenzát (hladná voda) a riasy. V prípade zaústenia dymovodov do CHV pribudnú aj chemické účinky spalín, ktoré kondenzujú na vnútornom povrchu plášťa. Pre tieto prípady sa zvyšujú požiadavky na odolnosť betónu. Nedostatočné krytie výstuže spojené s rýchlym postupom karbonatácie, resp. vylúhovaním zásaditých zložiek cementového kameňa spôsobujú rýchlu depasiváciu povrchu výstuže a jej skorú koróziu. Tlaky koróznych splodín na betónovú kryciu vrstvu vedú k vzniku trhlín v smere výstuže a neskoršie k odpadnutiu krycej vrstvy. Tieto degradačné účinky sa neprejavujú iba na plášti, ale aj na šikmých stojkách a vostavbe chladiaceho systému. Z hľadiska možnosti vzniku porúch sa za zvlášť kritické považuje obdobie odstávky veží v zimných mesiacoch: • Pri nízkych teplotách v zime dochádza predovšetkým na náveternej strane k zamŕzaniu a následnému rozmrazovaniu pórového roztoku v betóne. Opakované zmrazovacie a rozmrazovacie cykly vedú k rozpadu štruktúry betónu. • Hrúbka plášťa je najväčšia na dolnom okraji a smerom nahor sa kontinuálne zmenšuje. Pri odstavení veže klesá teplota vo vnútri veže z 35 °C veľmi rýchlo na teplotu vonkajšieho prostredia, nakoľko veža pôsobí ako komín. Pritom tenšie vrstvy plášťa chladnú rýchlejšie ako hrubšie. To znamená, že spodný, hrubší okraj plášťa veže obmedzuje kontrakciu v strednej časti veže. Vznikajúce obvodové ťahové napätia môžu viesť k vzniku deliacich zvislých trhlín, ktoré uľahčujú postup agresívnych látok do betónu.


❚

5/2010

SANACE

STRATA HMOTNOSTI (g.m-2)

2000

1 d ošetrovania 7 d ošetrovania

1500 1000 500 0 B 25 s PP

B 45

B 75

B 95

TRIEDA BETÓNU

Trvanlivosť chladiacich veží sa zvyšuje primárnou alebo sekundárnou ochranou betónu chladiacej veže, resp. kombináciou oboch systémov. Primárna ochrana betónu V posledných rokoch sa stále výraznejšie presadzuje koncepcia primárnej protikoróznej ochrany chladiacich veží. Tento spôsob zvýšenia trvanlivosti sa uplatňuje najmä v SRN. Dosahuje sa úpravou zloženia betónu a konštrukčnými opatreniami počas zhotovovania. Betón osobitných vlastností, ktoré nie je možné dosiahnuť základnými zložkami a štandardnou technológiou, sa označuje ako vysokohodnotný betón (VHB). Najčastejšie požadované vlastnosti VHB, oproti obyčajnému betónu, sú: • lepšia spracovateľnosť a súdržnosť, • rýchlejší nárast a vyššia konečná pevnosť, • zvýšená trvanlivosť v agresívnom prostredí. Princíp dosiahnutia vysokých pevností betónu spočíva v rovnomernejšej a hutnejšej štruktúre betónu s minimálnym obsahom pórov a zväčšení podielu zhydratovaného cementu. Pre plášť chladiacej veže nie je výhodná zvýšená pevnosť betónu, naopak zvyšuje spotrebu výstuže. Hutnejšia štruktúra a nízky vodný súčiniteľ však spôsobujú redukciu priepustnosti pre kvapaliny a plyny. Táto skutočnosť je z hľadiska trvanlivosti CHV veľmi výhodná. Skúšky mrazuvzdornosti ukázali, že VHB má dostatočnú odolnosť aj bez použitia prevzdušňovacích prísad (obr. 1). Podobné výsledky boli zistené aj pri uložení VHB v kyslom prostredí. Použitím aktívne minerálnych a/alebo latentne hydraulických prímesí, ktoré reagujú s voľným hydroxidom vápena5/2010

❚


Obr. 1 Výsledky skúšok mrazuvzdornosti betónov [1] ❚ Fig. 1 Freeze/thaw resistance of concrete [1]

2500

1

❚

tým za vzniku kalciumsilikáthydrátov, sa zvýši stálosť cementového kameňa voči rozpúšťaniu hydratačných produktov a tvorbe expanzných reakčných produktov. V roku 2001 bola dokončená stavba 200 m vysokej chladiacej veže elektrárne Niederaussem (SRN), ktorá je najvyššou CHV na svete. Na jej zhotovenie bol po prvý krát navrhnutý betón s vysokou odolnosťou proti fyzikálnym a chemickým účinkom, ktorý nevyžaduje sekundárnu ochranu. Vysoká odolnosť sa dosiahla minimálnou medzerovitosťou kameniva a maximálnou stálosťou matrice. Použitý betón mal hutnosť betónu C70/85, ale jeho charakteristická kocková pevnosť v tlaku bola 35 MPa. Zmenšenie pevnosti betónu malo za cieľ redukciu množstva výstuže potrebného na kontrolu šírky trhlín. Z návrhu „bielych vaní“ sú aj u nás skúsenosti, že zvýšenie pevnosti betónu vedie k zvýšenej spotrebe výstuže. Zmenšenie pevnosti veľmi hutného betónu sa dosiahlo použitím plastových guliek s priemerom menším ako 100 μm, bez toho aby bola ovplyvnená jeho odolnosť. Betón obsahuje 225 kg cementu, lietajúci popolček, kremičitý úlet a superplastifikátor. Pomer vody a spojiva (cement + k. prímes II. druhu) bol 0,42. Zvýšená odolnosť proti kyselinám sa nezakladá na použití organicko-chemických prísad alebo polymérov, ale na fyzikálnochemickom účinku minerálnych komponentov. Betón, vzhľadom na nízky obsah cementu, vyvíjal malé hydratačné teplo a mal obmedzenú tendenciu k vzniku trhlín [2]. Pri výstavbe elektrárne Boxberg (SRN) bola v roku 2009 postavená nová chladiaca veža s výškou 155 m. Cez CHV sa odvádzajú aj spaliny plynovodov elektrárne na hnedé uhlie. Zloženie


betónu plášťa CHV musí preto spĺňať požiadavky EN 206-1 pre stupne vplyvu prostredia XC4, XF1 a XA3 (tab. F1). Ako spojivo bol použitý cement CEM II/B 42,5 R a dva druhy lietajúceho popolčeka (Steament DO a Microsit M10). Spracovateľnosť čerstvého betónu s nízkym obsahom vody (125 kg/m3) bola zlepšená použitím superplastifikátora na báze polykarboxyléteru. Betón neobsahuje kremičitý úlet, je preto menej „lepivý“, ľahšie pumpovateľný a nápadne svetlejší [3]. Okrem uvedených dvoch prípadov boli koncepciou primárnej ochrany betónu postavené v SRN viaceré CHV a ďalšie sa nachádzajú vo výstavbe. Pri použití sekundárnej ochrany betónu sa na vnútorný povrch CHV nanáša náterový systém na báze epoxidovej živice, na vonkajší povrch náter na báze akrylátov. Pri predpokladanej životnosti 40 rokov treba počítať minimálne s jedným kompletným obnovením náterového systému oboch povrchov. Náklady na sekundárnu ochranu, jej obnovu, ako aj straty pri odstávke CHV treba pripočítať k celkovým nákladom stavby. Sekundárna ochrana betónu Sekundárna ochrana chladiacich veží obmedzuje účinky obklopujúceho prostredia na betón nanesením náterového systému po jej zhotovení. Pre betóny CHV má ochranný náter predovšetkým: • zabrániť prenikaniu vody do betónu, • účinne spomaliť postup negatívne pôsobiacich plynov ako CO2, SO2, NOx, prípadne ďalších oxidov z atmosféry alebo zaústených plynov a na vonkajšom povrchu umožniť vysýchanie betónu, • byť trvanlivý v alkalickom prostredí betónu a odolný voči klimatickým podmienkam a UV žiareniu. Ako parameter ochrannej účinnosti náterov, voči prenikaniu plynných látok, sa udáva koeficient difúzneho odporu pre vodnú paru μH2O a oxid uhličitý μCO2. Koeficient μ je bezrozmerné číslo, udávajúce koľkokrát je difúzny odpor náterového alebo iného systému väčší, ako difúzny odpor vzduchu rovnakej hrúbky. Pre vzduch je teda veľkosť hodnoty μ rovná 1, dob63

SANACE

❚


2

rý betón má za normálnych pomerov hodnotu μ okolo 100. Ak prenásobíme koeficient difúzneho odporu hrúbkou náteru s, získame hodnotu ekvivalentnej difúznej hrúbky S D. Hodnota S D udáva hrúbku ekvivalentnej vrstvy vzduchu v metroch. V prípade tenkostenných konštrukcií, ktoré sú z jednej strany vystavené účinkom vodnej pary (plášť chladiacej veže), sa pre náter na vnútorný povrch požaduje zvýšená ekvivalentná difúzna hrúbka voči vodnej pare (S D > 50 m). Vysýchanie betónu musí v tomto prípade umožniť náter na vonkajšom povrchu (S D < 5 m) [4]. Prenikanie CO2 a SO2, spojené s karbonatáciou a sulfatáciou, sú najčastejšie príčiny neutralizácie povrchových vrstiev betónu, a tým aj príčinou korózie výstuže v betóne CHV. Z uvedeného dôvodu má mať povrchová úprava čo najväčší odpor voči prenikaniu týchto oxidov. Náter s hodnotou S D > 50 m pre CO2 prakticky zastaví postup karbonatácie betónu.

Sanácia pozostáva zo štandardných technologických postupov a materiálov: • mechanické odstránenie poškodeného betónu vodným lúčom s tlakom 70 MPa a obnaženie korodujúcej výstuže elektrickým i pneumatickým kladivom, • mechanické očistenie obnaženej výstuže kombináciou mokrého pieskovania a drôtených kotúčov na uhlovej brúske na stupeň SA 2,

Literatúra: [1] Guse U., Müller H.S.: Forschungsergebnisse und Ausblick ins neue Jahrtausend. Betonwerk+Fertigteil-Technik, No. 1/2000 [2] Hüttl R., Hillermeier B.: Hochleistungsbeton – Beispiel Säureresistenz. Betonwerk + Fertigteil – Technik, No.1/2000, S. 52–60 [3] Titze B., Hüttl R., Knüfer T., Starkmann U.: Beton mit erhöten Säurewiderstand für den Kühlturm Boxberg. Beton- und Stahlbetonbau No. 7/2010, S. A7–A11 [4] STN EN 1504-2: Výrobky a systémy na ochranu a opravu betónových konštrukcií. Časť 2: Systémy na ochranu povrchu betónu, 2005, 48 s. [5] Bolha Ľ, Bilčík J.: Overenie koruny chladiacich veží EMO č. 5, 6, 7 a 8 na zavesenie montážnych lávok. Správa ZoD SvF STU Bratislava, január 2010 [6] Zákon č. 50/1976 o územnom plánovaní a stavebnom poriadku, 1976 [7] Podniková norma ČEZ 009: Technické podmínky pro přípravu a kontroly oprav železobetonových konstrukcí ve výrobnách ČEZ, a. s., – chladící věže a komíny, 2004, 110 s. [8] EN 1504-1 až 10: Výrobky a systémy na ochranu a opravu betónových konštrukcií [9] ČSN 73 2578 Zkouška vodotěsnosti povrchové úpravy stavebních konstrukcí. 1981, 4 s. [10] EN 1504-2: Výrobky a systémy na ochranu a opravu betónových konštrukcií. Systémy na ochranu povrchu betónu. 2005, 48 s. [11] Teplý B.: Management životnosti a spolehlivosti konstrukcí, Beton TKS 2/2010, s. 6–8

3

SANÁCIA CHLADIACICH VEŽÍ EMO

Postup a použité materiály Sanácie CHV 5 až 8 v EMO34 (obr. 2) realizuje, na základe zmluvy s Enelom, firma Chladíci věže Praha v období september 2009 až júl 2011. Cieľom sanácie je obnovenie trvanlivosti všetkých betónových prvkov CHV. 64


❚

5/2010

❚

SANACE Tab. 1 Požadované vlastnosti skúšaných materiálov podľa ČEZ 009 [7] a EN 1504 [8] ❚ Tab. 1 Required properties of tested materials by ČEZ 009 [7] and EN 1504 [8] Obr. 2 Chladiace veže EMO č. 5 až 8 pred sanáciou ❚ Fig. 2 EMO cooling towers No. 5 to 8 before repair Obr. 3 Kotvenie vozíka pre zavesenie montážnych lávok do plášťa CHV [5] ❚ Fig. 3 Anchoring of the hanging scaffolding to the cooling tower shells

• nanesenie antikorózneho náteru Sika

Mono Top 610 na výstuž, • reprofilácia betónového povrchu polymércementovou maltou Sika Rep a oprava pracovných škár tenkovrstvovou omietkou Sika Icoment 520, • nanesenie náterového systému ako sekundárnej ochrany betónu: - vnútorný plášť, šikmé stojky, vostavba a vnútorná časť ochodze: trojvrstvový Icosit 2406 (μH2O = 4,5.104, μCO2 ≈ 43.104), v hornej tretine plášťa, na zvýšenie odolnosti proti UV žiareniu sa používa Sikagard 363. Na vyrovnanie podkladu a uzatvorenie pórov sa vodorovné škáry plášťa pred náterom pretierajú stierkou Icoment 520, - vonkajší plášť: dvojvrstvový Sikagard 680S Betoncolor (μH2O= 1,8.104, μCO2= 3,3.106), - vonkajšia časť ochodze: Icosit EG – System, ktorý bude aplikovaný aj na letecké značenie. Oprava bazéna je rovnaká ako oprava plášťa CHV. Dilatačné škáry budú prekryté tesniacimi pásmi Sikadur Combiflex a ako ochranný náter sa používa Inertol Poxitar F. Týmto náterom budú chránené i pätky a stĺpy do výšky 0,5 m nad hladinu maximálnej vody. Overenie koruny na zavesenie lávok Ochodza veže v tvare písmena U je zhotovená z prefabrikátov (dĺžka jednotlivých prvkov je ~ 2 m). Do monolitického betónu plášťa sú prvky zakotvené pomocou štyroch prútov betonárskej výstuže, ktoré sú privarené na oceľové prípravky osadené v prefabrikátoch. Jednotlivé prefabrikáty pôsobia samostatne, nie sú navzájom spojené. Preto sa ich zvislé steny posudzovali na lokálne zaťažovacie sily od vozíkov a závesných strmeňov ako konzoly votknuté do spodnej časti prefabrikátu. Pri vizuálnej prehliadke prefabrikovanej ochodze boli zistené viaceré chyby 5/2010

❚


Materiál Parameter Priemerná hodnota1) [7] Priemerná hodnota1) [8] Podkladný betón Pevnosť v ťahu povrch. vrstiev [MPa] > 1,4 (0,8) – Pevnosť v ťahu za ohybu [MPa] 5,5 – Reprofilačná Pevnosť v tlaku [MPa] > 25 < 50 ≥ 15 malta Prídržnosť [MPa] > 1,1 (0,8) ≥ 0,8 Hrúbka vnútorný parotesný náter [μm] – ≥ 219 Hrúbka vonkajší paropriepustný náter [μm] – ≥ 140 Náterový systém Vodotesnosť V30 parotesný náter [l/m2] 2) 0 – 3) 2 2) Vodotesnosť V30 paropriepustný náter [l/m ] 2 – 3) Prídržnosť [MPa] ≥ 1,2 (0,8) ≥ 1 (0,7) Poznámky: 1) hodnota v zátvorke je najmenšia prípustná hodnota jednotlivého merania 2) skúška podľa ČSN 73 2578 [9] 3) EN 1504-2 [10] hodnotí prepúšťanie vody podľa EN 1062-3: w < 0,1 kg/m2.h0,5

a poruchy, ktoré vyvolali pochybnosti o možnosti zavesenia montážnych lávok na samotnú korunu. Výsledky posúdenia potvrdili, že stienky ochodze nie sú schopné odolávať zaťaženiu, ktoré predstavujú závesné lávky a ich príslušenstvo. Preto, aj s prihliadnutím na značné porušenie betónu a koróziu betonárskej výstuže, sa odporučilo kotviť ako závesný vozík, tak aj strmeň pomocou dvoch šikmých ťahadiel z pásnice 60/10 mm z ocele triedy 37 do monolitického betónu plášťa pod prefabrikovanou ochodzou svorníkovými kotvami (obr. 3). Kontrolné činnosti Stavebný zákon [6] podmieňuje vydanie kolaudačného rozhodnutia, okrem iného, aj predložením dokladov o vyhovujúcich výsledkoch predpísaných skúšok. Kontrolné skúšky sanácie CHV robí Skúšobné laboratórium Stavebnej fakulty STU v Bratislave, ktoré má na výkon požadovaných skúšok akreditáciu. Kvalita prác a materiálov sa kontroluje vizuálnymi prehliadkami a skúškami. V zmluve bolo dohodnuté, že technické požiadavky na stavebné výrobky použité na sanáciu CHV budú zodpovedať podnikovej norme ČEZ 009 [7]. Táto dohoda neodporuje slovenskej legislatíve, lebo kritériá použité na vyhodnocovanie skúšok podľa podnikovej normy ČEZ 009 sú prísnejšie ako požiadavky noriem STN EN (tab. 1). Rozsah skúšok a požadované parametre skúšaných materiálov sú uvedené v tab. 1. Počty skúšok vyplynuli z celkovej plochy CHV, ktorá je 211 036 m2 (1 CHV má 52 759 m2). Hrúbka náterových systémov bola vypočítaná pre použité náterové systémy tak, aby vyhoveli požiadavkám ČEZ 009 na difúzny odpor S D pre vodnú paru a CO2 paronepriepustných a paropriepustných systémov.


Z ÁV E R

Pri návrhu nových chladiacich veží treba, okrem medzných stavov únosnosti a používateľnosti, zohľadniť aj spôsob dosiahnutia požadovanej úrovne trvanlivosti (medzný stav trvanlivosti). Pri úvahách o životnosti a nákladoch sa musia zohľadniť nielen počiatočné náklady (t.j. náklady na projekt a zhotovenie), ale celkové náklady, včítane nákladov na údržbu, sekundárnu ochranu a opravy, ako aj náklady spojené s demoláciou konštrukcie a recykláciou materiálov. Pri takomto komplexnom prístupe k hodnoteniu nákladov sa výraznejšie prejavia výhody primárnej ochrany betónu nielen chladiacich veží, ale aj iných betónových stavieb v agresívnom prostredí. Na Slovensku sa v súčasnosti neplánuje rozsiahlejšia výstavba chladiacich veží, takže s jej aplikáciou možno počítať až v dlhšom časovom horizonte. Tento čas by sa mohol využiť na diskusiu a vyhodnotenie skúseností zo zahraničia. Na druhej strane je ešte veľké množstvo existujúcich CHV, ktoré nemajú sekundárnu ochranu (napr. CHV č. 1 až 4 EMO) alebo ju treba obnoviť. Pri návrhu a realizácii ich ochrany bude možné využiť aj skúsenosti z doterajších sanácii. Prof. Ing. Juraj Bilčík, CSc. Katedra betónových konštrukcií a mostov Stavebná fakulta STU Bratislava Radlinského 11, 813 68 Bratislava e-mail: [email protected] tel.: +421 259 274 546 Ing. Jan Závodný Chladící věže Praha Psohlavců 322/4, 147 00 Praha e-mail: [email protected] Ing. Vladimír Priechodský, PhD. Centrálne laboratória Stavebná fakulta STU Bratislava Technická 5, 821 04 Bratislava e-mail: [email protected]

65

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH

NAVRHOVÁNÍ RÁMOVÝCH ROHŮ S POUŽITÍM MODELŮ NÁHRADNÍ PŘÍHRADOVINY ❚ DESIGN OF FRAME CORNERS USING STRUT-AND-TIE MODELS Jiří Šmejkal, Jaroslav Procházka Článek uvádí modely náhradní příhradoviny pro analýzu oblastí rámových rohů a styčníků návrhem příslušné výztuže. Modely náhradní příhradoviny jsou uvedeny pro rámové rohy s kladným a záporným působením ohybového momentu, pro rámové rohy s rozdílnou výškou příčle a sloupu, pro tupé a ostré rámové rohy a rámové styčníky krajních a vnitřních spojitých sloupů s příčlemi podle ČSN EN 1992-1-1 a DIN 1045-1. Na základě nelineárních analýz, praktických zkušeností a závěrů experimentů jsou uvedena doporučení pro návrh těchto poruchových oblastí. ❚

The article introduces

strut-and-tie models for analysis of regions of

1

frame corners and joints with design of their reinforcemently. The strut-and-tie models are described for frame corners with opening and closing moment, for frame corner with different height of section, for frame corners with the obtuse angle and acute angle, for frame joints of sections continuous inside and outside columns and beams according to ČSN EN 1992-1-1 and DIN 1045-1. Based on the non-linear analyses, experience and measurements, the recommendations for design of D-regions of frame corners and joints are given.

RÁMOVÉ ROHY

Rámové rohy jsou nejčastější poruchové oblasti monolitických železobetonových konstrukcí. V místě spojení sloupu s průvlakem neplatí Bernoulliova hypotéza zachování rovinnosti průřezu po deformaci. Pro návrh oblasti používáme modely náhradní příhradoviny. Rámové rohy se nevyskytují jen v místech napojení sloupů na průvlaky, setkáváme se s nimi u všech konstrukcí, ve kterých se mění střednicová rovina. Jedná se např. o styky stěn železobetonových nádrží. V prefabrikovaných konstrukcích jsou rámové rohy např. u zalomených schodišťových ramen (obr. 1). Z hlediska působení vnitřních sil v oblasti rozlišujeme rámové rohy s kladným a záporným působením ohybového momentu. Záporný ohybový moment rámový roh uzavírá – vnější líc prvku je tažen a vnitřní líc tlačen (obr. 2). Kladný ohybový moment rámový roh rozevírá (obr. 7). Velikost poruchové oblasti lze odhadnout na základě Saint Venantovy hypotézy, podle které je délka poruchové oblasti přibližně rovna výšce prvku. 66

V normě ČSN EN 1992-1-1[1] jsou v příloze J zobrazeny základní modely náhradní příhradoviny. Podrobnější pravidla pro návrh rámových rohů jsou v předpisu DAfStb Heft 525 [3] a BetonKalender 2001 [7]. Německé předpisy sice vycházejí z DIN 1045-1 [2], v oblasti tvorby modelů náhradní příhradoviny jsou však pravidla uvedená v [1] stejná. Následné posouzení jednotlivých prvků modelu jako jsou styčníky, tlačené a tažené pruty je nutné provést v souladu s ČSN EN 1992-1-1 [1]. Modely náhradní příhradoviny vycházejí z možností vyztužení oblasti a průběhu tlakových napětí v betonové části průřezu. Při návrhu jednotlivých prvků náhradní příhradoviny se vychází z únosností výztuže a betonu. Přitom u táhel je nutné vždy překontrolovat dostatečné zakotvení táhla ve styčníku. V betonových vzpěrách je nutné navrhnout výztuž na přenesení vznikajících příčných tahů [4]. Pro zjednodušení lze uvažovat, že v betonové vzpěře vznikají příčné tahové síly o velikosti cca 0,22 Fc, které působí kolmo na podélnou osu vzpěry vždy ve čtvrtinách délky vzpěry (Fc je tlaková síla v betonové vzpěře – podrobněji v [7]). V následujícím nejsou uvedeny postupy posouzení jednotlivých prvků modelů náhradní příhradoviny – styčníků a prutů. Jsou představeny nejčastější modely jednotlivých typů rámových rohů s kritérii pro jejich vyztužení. Návrhové postupy pro styčníky a pruty modelů náhradní příhradoviny jsou podrobně rozebrány v předcházejících článcích [4], [5], [6], [8] a [9].

N ÁV R H R Á M O V Ý C H R O H Ů SE ZÁPORNÝM PŮSOBENÍM OHYBOVÉHO MOMENTU

Při působení záporného ohybového momentu vzniká při vnějším líci rohu tah, který je přenášen hlavní výztuží. Tahová výztuž v rohu mění směr a přitom vzniká diagonální betonová vzpěra. Průběh hlavních napětí v rámovém rohu je na obr. 2a, b. Základní model náhradní příhradoviny je na obr. 2c. Model lze použít, pokud se od sebe průřez sloupu h2 a výška příčle h1 výrazně neliší (2/3 < h2 / h1 < 3/2). Při vyčerpání únosnosti správně vyztuženého průřezu může dojít k následujícím poruchám: • vyčerpání únosnosti tahové výztuže, • porušení betonu v tlaku, • porušení kotevní oblasti výztuže příčnými trhlinami. Tahová výztuž musí být navržena s dostatečným poloměrem vnitřního zakřivení, aby se zabránilo otlačení betonu pod zakřivením výztuže a vzniku příčných tahů, které jsou nebezpečné, zejména je-li výztuž umístěna poblíž líce betonu. Základní příklady vyztužení jsou na obr. 3. U rámového rohu je obvykle nutné řešit i stykování výztuže v pracovní spáře, které bývá pod dolním lícem příčle. U rohu rámové konstrukce platí zásada, že ohnutá výztuž ze sloupu může být využita pro přenášení záporného ohybového momentu v příčli – průvlaku, ale nesmí zasahovat z výrobních důvodů příliš daleko od vnitřního líce sloupu. Výztuž z příčle – průvlaku nemůže zasahovat příliš do sloupu (jen na úroveň pracovní


❚

5/2010

1

2

1

2

VĚDA A VÝZKUM

tah

2 3

T

C

C

1

2

M

2a

T C

M

M

2b

2c

fcd M

2d

l bd

l bd

A s1

fcd

1

tlak

tlak

4

A s1

h A s1

příložky

A s1

A s2

A s2

A s1

A s2

A s2

M

M

3a

M

3b

3c

4a

M 3d

4b

C3

T1

T

M

0 T3 =T1

T C3 T2

h1

l bd

C1 C2

h2

5a

M

5b

Obr. 1 Zalomená schodišťová deska – rámové rohy s kladným i záporným působením momentu ❚ Fig. 1 Cranked stair slab – frame corners with opening and closing moment Obr. 2 Rámový roh se záporným působením ohybového momentu, a) a b) průběh hlavních napětí v oblasti c) model náhradní příhradoviny d) průběh trhlin ❚ Fig. 2 Frame corner with closing moment, a) and b) distribution of main stress in region c) S&T model d) distribution of cracking in region Obr. 3 Příklady vyztužení oblasti rámového rohu corner region

❚

Fig. 3

Detailing of reinforcement of frame

Obr. 4 Nelineární analýza rámového rohu se záporným ohybovým momentem Fig. 4 Nonlinear analysis of frame corner with closing moment

❚

Obr. 5 Rámový roh s rozdílnou výškou příčle a sloupu, a) model náhradní příhradoviny b) princip vyztužení oblasti ❚ Fig. 5 Frame corner with different section height of beam and column, a) Strut and Tie model b) detailing of reinforcement

5/2010

❚


❚


spáry), a proto bývá využita jen k přenesení záporného ohybového momentu průvlaku. Zápornou výztuž průvlaku proto kotvíme za úhlopříčkou rámového rohu. Při stykování tahové výztuže přesahem je nutné podél stykované výztuže doplnit příčnou výztuž podle [1]. Pro napojení hlavní výztuže rohu lze použít i mechanické spojky výztuže [10]. Vyztužení smyčkami podle obr. 3d se používá především v rozích železobetonových stěn. Pokud jsou výšky příčle h1 a průřezu sloupu h2 přibližně stejné (2/3 < h2 / h1 < 3/2), není nutné podle [1] posouzení třmínkové výztuže, pokud je ohnuta veškerá horní tahová výztuž průvlaku kolem rohu. Vyztužení podle obr. 3b, c je vhodné pro mechanický stupeň vyztužení ω = 0,2 až 0,25 a pevnostní třídu betonu C25/30 a vyšší (mechanický stupeň vyztužení je ω = (Asfyd)/(Acfcd)). Vyztužení podle obr. 3d je vhodné pro napojení stropní desky na železobetonovou stěnu. Spojení je vhodné pro stupeň vyztužení podélnou výztuží ρL ≤ 0,4 % s průměrem podélné výztuže ϕL ≤ d/20, kde d je účinná výška průřezu desky. Pro návrh oblasti je také možné využít nelineární analýzu. Na obr. 4 je srovnání nelineární analýzy (programem ATENA 2D) s běžným modelem náhradní příhradoviny. Je-li výška příčle h1 větší než rozměr průřezu sloupu h2 (h2 / h1 ≤ 2/3), je nutné upravit model náhradní příhradoviny v souladu s obr. 5. Pro sklon tlačené betonové diagonály θ platí omezení 0,4 ≤ tanθ ≤ 1. Kotevní délka táhla T2 podle obr. 5 a [1] má být navržena minimálně na sílu ΔT = T2 – T1. Změna směru hlavní tahové výztuže vyvolává příčně k rovině rámu tahové síly. I na tyto síly je nutné posoudit třmínkovou výztuž. Velikost příčných tahových sil závisí především na poloměru ohybu hlavní tahové výztuže. Pokud je uvažován konstrukčně minimální poloměr ohybu tahové výztuže, musí být příčné tahové síly zachyceny příčnou výztuží (třmínky) po vzdálenostech cca 5 ds (ds je průmět výztužného prutu hlavní tahové výztuže). Proto je vhodné ohýbat hlavní tahovou výztuž s větším vnitřním průměrem ϕm. Doporučená hodnota průměru hlavní tahové výztuže podle [7] je ϕm = 2 . 0,6h2 ≤ 1,2h1. Uvnitř rámového rohu je doporučeno provést drobné zešikmení rohu, které částečně redukuje špičku tlakového napětí. U rámových rohů s T průřezy nebo u komůrkových průřezů je nutné při 67

VĚDA A VÝZKUM

❚


návrhu oblasti vždy uvažovat se způsobem přenosu vnitřních sil mezi stojinou průřezu a tlačenou nebo taženou pásnicí průřezu – blíže [7]. Tím se poruchová oblast rohu zvětšuje. Pro modelování přenosu sil z pásnic do stojiny průřezu používáme také náhradní příhradovinu. Příklad nesprávného řešení rámového rohu je na obr. 6. Z obrázku je patrné nesprávné uložení výztuže rámového rohu, k porušení došlo vlivem nedostatečné únosnosti rámového rohu v důsledku chybného uložení výztuže.

6

68

1

2

2

Kladný ohybový moment otevírá rámový roh. Vnitřní líc rohu je tažen a vnější líc rohu je tlačen. Průběh hlavních napětí v rámovém rohu je na obr. 7a, b. Při zatížení rámového rohu kladným momentem vzniká prakticky nezávisle na množství výztuže v průřezu první trhlina, která vychází přímo z rámového rohu a má diagonální směr (trhlina a podle obr. 7c). Vzniku trhliny nelze zabránit vložením výztuže, protože výztuž musí splňovat požadavky betonového krytí podle [1] a první trhlina vzniká v krycí vrstvě. Další rozvoj trhliny a a následně vznik dalších trhlin je již závislý na vyztužení D-oblasti. Při malém nebo nesprávném vyztužení oblasti navazuje na trhlinu a šikmá poruchová trhlina b, která má velmi progresivní rozvoj a vede k porušení oblasti. Pokud se vhodným umístěním výztuže potlačí vznik trhliny b, vznikne v tlačené části průřezu poruchová trhlina c. Trhlina c způsobí oddělení části tlačené části průřezu. Tím se zmenší rameno vnitřních sil (sníží únosnost průřezu) a dochází k porušení této oblasti. Ovinutím vzpěry (C1, C2 na obr. 8) třmínky se oslabí vliv trhliny c, k oddělení části tlačeného betonu může pak dojít v betonové krycí vrstvě a v betonu mezi výztuží. Vhodným umístěním výztuže a jejím dostatečným množstvím lze rámový roh vyztužit tak, že porucha nastane vně D-oblasti. Proto, aby bylo možné průřez vyztužit, musí být průřez dostatečně robustní. O využití tahové výztuže při vnitřním líci rohu prakticky vždy rozhoduje její možné zakotvení v tlačené části průřezu. U subtilních konstrukcí je dostatečné zakotvení tahové výztuže velmi problematicky proveditelné. K zakotvení lze s výhodou použít i přivařené kotevní desky nebo speciální mechanické kotevní spojky [10].

1

N ÁV R H R Á M O V Ý C H R O H Ů S KLADNÝM PŮSOBENÍM OHYBOVÉHO MOMENTU

tah

c

tah

tlak

2

b

1

b a

M 7a

7b

C

0,7T M

C1

C1

8a

T

7c

M C

C2

T C

8b

T2

0,75 fcd

T C

M

M

C1

M C2

T1

T

0,85 fcd

T3 T

8c

C1

M C2

45 o

T

T T

T1 = 0,3 T T2 = 0,5 T T3 = 0,3 T 8d

9


❚

5/2010

❚

VĚDA A VÝZKUM

třmínky

SCIENCE AND RESEARCH třmínky Aaw,v= 1,2Aaw

třmínky

M

M 1

M

M h

Aaw,v

1

1 smyčková výztuž 1

M

výztuž s háky

výztuž

As1 smyčky As1 smyčky Ass 0,5As1

Ass

výztuž

Řez 1-1 h

třmínky Aaw,v= 1,2Aaw

M 10b

Obr. 6 Kolaps rámového rohu při napojení schodišťového ramene na mezipodestu ❚ Fig. 6 Collapse of frame corner in connection of flight to stair landing Obr. 7 Rámový roh s kladným působením ohybového momentu, a) a b) průběh hlavních napětí c) průběh trhlin v oblasti ❚ Fig. 7 Frame corner with opening moment, a) and b) distribution of main stress c) distribution of cracking in region Obr. 8 Modely náhradní příhradoviny rámového rohu s kladným ohybovým momentem ❚ Fig. 8 Strut and Tie models of frame corner with opening moment Obr. 9 Nelineární analýza oblasti rámového rohu s kladným ohybovým momentem ❚ Fig. 9 Nonlinear analysis of frame corner with opening moment Obr. 10 Příklady vyztužení oblasti rámového rohu ❚ Fig. 10 Detailing of reinforcement of frame corner Obr. 11 Srovnání účinnosti vyztužení rámového rohu [11] ❚ Fig. 11 Comparison of detailing efficiency of frame corner accordance to [11]

Na obr. 8 jsou nejčastější modely náhradní příhradoviny poruchové oblasti rámového rohu. Nejjednodušší model na obr. 8a je vhodný pouze pro málo zatížené a robustní konstrukce. Při vyšším využití rámového rohu je možné dostatečné zakotvení tahové výztuže při vnitřním líci jen pomocí přivařených kotevních desek nebo pomocí mechanických kotevních spojek [10]. Zpřesněním modelu rámového rohu je možné více využít beton v tlačené vzpěře. Pro model na obr. 8b je maximální namáhání v betonové vzpěře 0,75 fcd. Pro přesnější modely na obr. 8c a d, které zároveň představují optimální modely oblasti, je maximální namáhání betonové vzpěry 0,85 fcd. Vyšší namáhání v betonové vzpěře je možné pouze, pokud je výška tlačené oblasti x průřezu před rámovým rohem omezena vztahem x ≤ d/4. Na obr. 8c jsou stanoveny i velikosti vznikajících příčných tahů T1 až T3. Na obr. 9 je srovnání nelineární analýzy rámového rohu s kladným působe5/2010

❚

10c

10d

10e

11

= M Ru / M Rd

10a

1,40 1,20

A

A A

A

B

A

C

D

E

F

A

1,00

B C

0,80

D

E

0,60

B C E F

B C E

G

0,40

G

0,20

G

M 0

0,2

G

0,4

0,6

0,8

ním ohybového momentu s modelem náhradní příhradoviny podle obr. 8c. Na obr. 10 jsou příklady vyztužení oblasti. Největším problémem při vyztužování oblasti je možnost dostatečného zakotvení tažené výztuže při vnitřním líci rohu. Tahovou výztuž je třeba zakotvit v tlačeném betonovém pásu při vnějším líci. Výška tlačeného pásu je relativně malá pro dostatečné zakotvení výztuže. Proto se rámové rohy vyztužují smyčkami výztuže při taženém líci rohu ve tvaru podle obr. 10a a 10e. Smyčky kolmé na tažený líc rohu podle obr. 10c, d jsou vhodné spíše pro vyztužení rohů stěn. Ve vyztužení oblasti má velký vliv na únosnost šikmá výztuž, která nejúčinněji zabraňuje rozvoji prvotní poruchové trhliny a (obr. 7c). Ze srovnání na obr. 11 vyplývá, že je možné vyztužit rámový roh tak, aby k vyčerpání únosnosti průřezu došlo mimo poruchovou oblast rohu. Na obr. 11 je porovnání skutečné únosnosti (získané z experimentů [11]) rámového MRu a vypočítané únosnosti rámového rohu MRd (únosnost je stanovena jako


1,0

1,2%

pro stejně vyztuženou B-oblast) v závislosti na způsobu vyztužení rámového rohu. V obr. 11 je na svislé ose vynesen poměr η = MRu / MRd, na vodorovné ose procento vyztužení ρ průřezu rámového rohu. Z obr. 11 je patrné, že se zvyšujícím se vyztužením se u všech modelů snižuje skutečná únosnost průřezu MRu ve srovnání s návrhovou únosností MRd. Šikmá výztuž (model A) umožňuje plnohodnotné navržení výztuže rámového rohu (do mechanického stupně vyztužení ω = (Asfyd) / (Acfcd) ≤ 0,2 podle [3]). Místo šikmé výztuže je možné doplnit k tahové výztuži příložky o ploše rovné 50 % staticky nutné tahové výztuže. Pokud pro (geometrický) stupeň vyztužení platí ρ ≤ 0,4 %, není nutné posilovat smyčkové vyztužení rohu podle obr. 10d příložkami nebo šikmou výztuží (model B). Model vyztužení G má takřka třetinovou únosnost vzhledem k nedostatečnému zakotvení tahové výztuže a v průřezu zcela chybí výztuž zabraňující vzniku poruchové trhliny b a c podle obr. 7c. V typech vy69

❚

VĚDA A VÝZKUM


T3 = T2- T1

T3 = T2- T1

T1

C1

pro T3

C1 M

Obr. 12 Rámový roh s větší výškou příčle než sloupu ❚ Fig. 12 Frame corner with height of beam greater than height of column

M

T

M

T1 - 2 T pro T1

T2

C2

T1

T1 T2 - 2 T

T T2

C2

pro pro

T

T

pro T2

T = 0,3T1

12a

12b

M

13a

13b

M

trhliny

Obr. 16 Poruchová oblast rámových rohů spojitého nosníku se sloupem ❚ Fig. 16 D-region of frame corners of continuous beam with column

14b

model D-oblasti

výztuž

M

M

M

14a

M

13c

model D-oblasti

výztuž

14c

14d

15a

model D-oblasti

trhliny výztuž

M trhliny

15b

výztuž

model D-oblasti

M trhliny výztuž 15c

model D-oblasti

M

ztužení E, F a G není žádná výztuž zachycující vznikající příčné tahy v betonové vzpěře. Proto dochází po vzniku první trhliny k velmi rychlému porušení celého průřezu. Průřez nemá dostatečnou duktilitu. U rámových rohů je nutné vždy navrhnout výztuž pro zachycení příčných tahů v betonové vzpěře ve formě tří až 70

Obr. 14 Příklady tupých rámových rohů, vyztužení oblasti a odpovídající návrhový model ❚ Fig. 14 Example of open frame corners, detailing of reinforcement and S&T model Obr. 15 Příklady řešení ostrých rámových rohů, vyztužení a odpovídající modely náhradní příhradoviny ❚ Fig. 15 Examples of analysis of closed frame corners, reinforcement and corresponding Strut and Tie models

12c

M

Obr. 13 Označení rámových rohů, a) pravoúhlý rámový roh, b) tupý rámový roh, c) ostrý rámový roh ❚ Fig. 13 Description of frame corner, a) rectangular frame corner b) open frame corner, c) closed frame corner

čtyř smyček nebo použít vícestřižné třmínky (např. obr. 10a, b, e). Při posuzování betonové vzpěry je možné započítat pouze průřez betonové vzpěry, který je ovinut výztuží. V betonové vzpěře při vnějším líci nemůže být započtena betonová krycí vrstva do celkové plochy vzpěry, protože při silnějším namáhání může dojít k jejímu odtržení. Přes-

něji by se neměla uvažovat krycí vrstva včetně tloušťky betonu v úrovni příčné výztuže. U rámových rohů s kladným ohybovým momentem je hlavní tahová výztuž při vnitřním líci rohu. Při vyčerpání únosnosti průřezu může dojít k následujícím poruchám: • vyčepání únosnosti tahové výztuže, • porušení betonu v tlaku vznikajícím příčným tahem, • porušení betonu v tlaku odtržením betonového krytí, • porušení kotevní oblasti výztuže. Předcházející modely vycházejí z předpokladu, že výška průřezu před a za rámovým rohem jsou přibližně stejné. Pokud je výška průřezu příčle výrazně větší než rozměr průřezu sloupu, je nutné upravit model náhradní příhradoviny podle obr. 12. Spolu s tím je nutné doplnit výztuž podle principů zobrazených na obr. 12c. Rámové rohy nemusí mít pravý úhel. Podle obr. 13 rozeznáváme rámové rohy tupé a ostré. Ostré rámové rohy jsou např. u zalomených schodišťových ramen (prefabrikovaných ale i monolitických). Tupé rámové rohy jsou méně časté. Optimální vyztužení tupého rámového rohu je na obr. 14a a odpovídající model oblasti na obr. 14b. Pokud není prostor k vytvoření smyček, je možné vyztužit podle obr. 14c. Tento způsob vyztužení je však možný pouze pro velmi málo namáhané rámové rohy, protože diagonální tah v rohu přebírá beton (tečkovaně


❚

5/2010

VĚDA A VÝZKUM

v obr. 10d). Obdobná situace je i u ostrých rámových rohů (obr. 15). U ostrého rámového rohu vyztuženého podle 15a (běžné u zalomených schodišťových ramen) přenáší diagonální tah v rohu beton (na rozdíl od běžných předpokladů tvorby modelů poruchových oblastí, kde nepředpokládáme působení betonu v tahu). Únosnost rámového rohu je výrazně omezena únosností tažené betonové diagonály. Poruchová trhlina má průběh jako trhlina b na obr. 7. Vložíme-li do rohu třmínek, únosnost rohu se výrazně nezvýší. Poruchová trhlina se přesouvá do polohy c dle obr. 7 a výrazně zmenšuje výšku průřezu. Optimálním vyztužením je zakotvení tahové výztuže smyčkami a vložením šikmé výztuže podle obr. 15c.

❚


VEd1

VEd2

MEd1

MEd2 MEd1

lbd

16a

A1=VEd1

A2=VEd2 vložený třmínek

VEd1

VEd2

MEd1

MEd2 MEd1

l bd

16b

MEd1-MEd2 A 1 = VEd1+VEd2

zakončení smyčkou vložený třmínek

RÁMOVÉ STYČNÍKY

Sloup se spojitou příčlí Rámové rohy jsou i v napojení sloupu na průběžný trám (příčel). Na obr. 16 jsou modely náhradní příhradoviny pro spojitou rámovou příčel při různých kombinacích vnitřních sil. V modelu je schematicky nakresleno doporučené vyztužení oblasti. Je-li styk sloup – příčel celý tlačený (obr. 16a), postačuje zakotvit výztuž sloupu na kotevní délku v průřezu příčle. Pro zakotvení pozitivně působí tlačená oblast průřezu příčle. Pokud ve styku sloupu a příčle vznikají tahy, je nutné upravit model náhradní příhradoviny podle dalších obrázku 16b až 16d. Pro zakotvení tažené výztuže sloupu bývá výška průřezu nedostatečná a je nutné zakotvit výztuž smyčkou nebo ohybem 16c, d, případně lze použít přivařených kotevních desek nebo speciálních mechanických kotevních spojek [10]. Při ohybu tažené výztuže vznikají příčné tahy, které je nutné zachytit třmínky příčle – doplněním třmínků i do oblasti přímo nad sloupem. Při velkém momentovém namáhání styku sloupu s příčlí (obr. 16d) je možné dostatečné zakotvení výztuže ohnutím výztuže do tažené příčle při jejím horním líci. Průběžný sloup s příčlí Pro rámové rohy krajních průběžných sloupů obecně platí, že tlačená a tažená oblast sloupu se pod rámovým rohem mění (obr. 17 a 18). Změna vyvolává vodorovné tahy ve střední části výšky příčle (označené T). Vzniklé tahy je nutné zakotvit v oblasti, kde je zároveň kotvena tahová výztuž příčle. 5/2010

❚

VEd1

VEd2

MEd1

MEd2 MEd1

MEd1-M Ed2 16c

A 1 = VEd1+VEd2

MEd2 MEd1

MEd1+MEd2 16d

Podrobnější model na obr. 18 lépe dokládá vznik tažené oblasti přibližně ve středu výšky příčle. Vodorovná výztuž navržená na vzniklé tahy T zároveň musí přenést i vznikající příčné tahy z tlačené betonové diagonály C. Podle obr. 17a v rámovém rohu působí posouvající síla Vjh. Při posouzení únosnosti průřezu se obdobně jako u nosníkových průřezu rozlišuje průřez bez třmínkové (smykové) výztuže a s třmínkovou výztuží [3]. • Únosnost styčníku bez třmínkové výztuže Vj,cd = 1,4(1,2 – 0,3(hb/hc))beffhcfcd1/4. • Únosnost styčníku s třmínkovou výztuží Vj,Rd = Vj,cd + 0,4 Asj,eff fyd ≤ 2Vj,cd a současně Vj,Rd < γN 0,25 fcd beff hc. Význam jednotlivých proměnných: hc je výška průřezu sloupu, h b výška prů-


řezu nosníku/příčle, Asj,eff plocha třmínků v oblasti mezi tlačenou oblastí příčle a horním lícem styčníku, beff efektivní šířka styčníku beff = (bc + b b)/2 ≤ bc, γN vliv normálové síly ve sloupu a štíhlosti styčníku γN = γN1 γN2, kde γN1 = 1,5(1 – 0,8 (N Ed,c / (Ac,c fck))) ≤ 1 a γN2 = 1,9 – 0,6h b / hc ≤ 1. Doporučené vyztužení je na obr. 17c. Průběžný sloup se spojitou příčlí Pro rámové rohy s průběžnou příčlí i průběžným sloupem jsou modely náhradní příhradoviny znázorněné na obr. 19. Navržená výztuž podle obr. 19a není vhodná. Výztužné pruty sloupu jsou kotveny přímo v oblasti rámového rohu. V diagonálách rámového rohu se koncentrují velké síly zvětšené 71

❚

VĚDA A VÝZKUM 17a

SCIENCE AND RESEARCH 17b

rozvoj trhlin a průběh posouvajících sil

MEd,c

17c

model D-oblasti

NEd,c

V

příložky výztuže sloupu

VEd,c

V Ed,c

Tb

V jh

T

hb

vyztužení oblasti

C M Ed,b

l bd

l bd

tahová výztuž příčle

vodorovné smyčky na sílu T

18a

18b

Obr. 19 Poruchová oblast středního styčníku průběžného sloupu s příčlí ❚ Fig. 19 D-region of middle joint of continuous column with beam

C C1

• V příčlích a sloupech je nutné v ob-

model D-oblasti

NEd,c

MEd,c,h

T1

C1 = T1 T = 0,3T2

T

VEd,b

T

T1 T3 T = T1 +T3 + T

lasti délky d (účinná výška průřezu) doplnit příčnou třmínkovou výztuž.

principy vyztužení l bd

pro

T1 + T T 2

T2 - 2 T

pro

T l bd

T

T1 MEd,b C2 = T2 C C3

pro T1 +T 3

C3 = T3

V

N Ed,c +VEd,b o síly ze zakotvení podélné výztuže. Taženou diagonální výztuž je velmi obtížné dostatečně zakotvit. Možným řešením je ohnout podélnou taženou výztuž sloupu do příčle podle obr. 19b. Lépe je protáhnout výztuž sloupu styčníkem a kotvit ji až za oblastí rámového rohu obr. 19c. Návrh příložek výztuže příčle a sloupu podle [2] je na obr. 19c. Pro rámové rohy nejsou v ČSN EN 1992-1-1 [1] další pravidla. Podrobnější pravidla pro vyztužení sloupů lze najít v DAfStb 525 [3]. U rámových styčníků vnitřních sloupů ztužených nosných systémů, kde veškeré vodorovné zatížení přebírají ztužující systémy, lze rámové působení zanedbat, pokud pro sousední pole příčlí platí poměr 0,5 < l 0,1 / l 0,2 < 2 [3]. U ostatních styčníků je nutné posoudit únosnost podle rovnice

Zalomené nosníky Zalomené nosníky, desky se používají např. pro schodišťová ramena (obr. 1). Po celé délce zalomené desky schodišťového ramene jsou rámové rohy s kladným i záporným působením ohybového momentu. Poruchové oblasti rámových rohů bezprostředně na sebe navazují. Vyztužení oblasti je možné pouze na sebe navazujícími třmínky se šikmou výztuží (obr. 20). Estetický tvar prefabrikátu je vykoupen velmi komplikovanou a náročnou výztuží. Z ÁV Ě R

MEd,c,d

72

Obr. 18 Poruchová oblast rámového styčníku krajního průběžného sloupu s příčlí větší výšky průřezu, a) podrobný model, b) vyztužení ❚ Fig. 18 D-region of frame corner of exterior column with beam with great section height, a) detailing strut and tie model, b) detailing of reinforcement

Obr. 20 Výztuž zalomené schodišťové desky ❚ Fig. 20 Reinforcement of the cranked stair slab

hc

T3

Obr. 17 Poruchová oblast krajního průběžného sloupu s příčlí, a) zatížení oblasti b) návrhový model styčníku, c) vyztužení ❚ Fig. 17 D-region of frame corner of exterior continuous column with beam, a) straining of region, b) design model, c) detailing of reinforcement

Vjh = (|Mb,1| + |Mb,2|) / zb – |Vc| ≤ γN 0,25fcdbeffhc, kde Mb,1, Mb,2 jsou antisymetrické ohybové momenty příčlí 1 a 2 a γN je vliv normálové síly ve sloupu a štíhlosti styčníku γN1 = 1,5(1 – 0,8 (NEd,c / (Ac,c . fck))) ≤ 1. Rovnice platí za podmínky poměru výšky průřezů sloupu a příčlí 1 ≤ h b / / h v ≤ 1,5. Pro rámové rohy platí následující doporučení: • Podélná výztuž sloupu musí být přímá a procházet spojitě celou oblastí. • U nosných neztužených rámových soustav je doporučeno zvýšit plochu podélné výztuže sloupu v D-oblasti. Takto doplněná výztuž musí být dostatečně zakotvena za D-oblastí.

Rámové rohy jsou oblasti, které velmi často rozhodujícím způsobem ovlivňují chování celých konstrukcí, proto je nutné věnovat návrhu poruchových oblastí rámových rohů dostatečnou pozornost. V oblasti rámového rohu je nutné umístit nosnou a konstrukční výztuž odpovídající modelu náhradní příhradoviny. Ve všech navazujících prvcích (sloupech a příčlích) je nutno doplnit konstrukční výztuž v oblasti přechodu poruchové oblasti a běžné nosníkové (sloupové) oblasti. Ve všech rámových rozích s kladným ohybovým momentem je doporučeno vkládat šikmou výztuž k omezení vznikající poruchové trhliny a k posílení duktility oblasti. Při návrhu konstrukce s rámovými rohy není vhodné uvažovat s plným využitím materiálů. Je výhodnější uvažovat redistribuci ohybových momentů a s nárůstem momentů v poli příčlí. Momenty v rámových rozích jsou vlivem silného namáhání trhlinami porušeného průřezu přerozděleny a redukovány někdy až o 30 % [7].


❚

5/2010

VĚDA A VÝZKUM Literatura: [1] ČSN EN 1992-1-1 Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní stavby. ČNI 2006 [2] DIN 1045-1(08/2008) Tragwerke aus Beton, Stahlbeton und Spannbeton – Teil 1: Bemessung und Konstruktion. DIN Deutsches Institut für Normung s. V. Beuth Verlag GmbH, Berlin [3] DAfStb Heft 525 Beuth Verlag GmbH, Berlin. Září 2003 [4] Šmejkal J., Procházka J.: Navrhování s použitím modelů náhradní příhradoviny. Beton TKS 6/2009 [5] Šmejkal J., Procházka J.: Navrhování konzol s použitím modelů náhradní příhradoviny. Beton TKS 6/2009 [6] Šmejkal J., Procházka J.: Navrhování nepřímo uložených a složených konzol s použitím modelů náhradní příhradoviny. Beton TKS 1/2010 [7] Schlaich J., Schäfer K.: Konstruieren im Stahlbetonbau. BetonKalender 2001, Ernst & Sohn, A Wiley Company, 2001 [8] Šmejkal J., Procházka J.: Navrhování ozubů nosníků a desek s použitím modelů náhradní příhradoviny. Beton TKS 2/2010 [9] Šmejkal J., Procházka J.: Navrhování prostupů nosníků s použitím modelů náhradní příhradoviny. Beton TKS 3/2010 [10] Procházka J., Šmejkal J.: Betonářská výztuž – Trendy výroby a spojování. ČVUT v Praze, fakulta Stavební. 2008. ISBN 978-80-01-04260-1 [11] Nilsson J. H. E.: Reinforced concrete corners and joints subjected to bending moment. Nation Swedish Building Research, Document D7, 1973

❚

model D-oblasti


vyztužení

19a

model D-oblasti

vyztužení

19b

model D-oblasti

vyztužení oblasti příložky nosník 2

nosník 1 h b1

C

A s2,b h b2 A s1,b příložky

hc

19c

Při návrhu poruchové oblasti rámového rohu je také nutné po dokončení výpočtu a nakreslení výztuže ověřit předpokládanou geometrii modelu náhradní příhradoviny.

20

Tento příspěvek vznikl za podpory grantu GAČR 103/08/1533 Ing. Jiří Šmejkal, CSc. ŠPS statická kancelář Lísková 10, 312 16 Plzeň tel.: 739 613 929, 777 241 470

roh se záporným ohybovým momentem

e-mail: [email protected] Prof. Ing. Jaroslav Procházka, CSc. Odborná společnost pro vědu, výzkum a poradenství ČSSI Komornická 15, 160 00 Praha 6 tel.: 222 938 907, 602 825 789

uložení výztuže

roh s kladným ohybovým momentem

e-mail: [email protected]

5/2010

❚


73

VĚDA A VÝZKUM

❚


SYSTÉM KOTVENÍ PŘEDPJATÉ FRP VÝZTUŽE ❚ SYSTEM OF PRESTRESSED FRP REINFORCEMENT ANCHORING František Girgle, Petr Štěpánek, David Horák, David Ďurech, Ivana Laníková Článek se zabývá problematikou návrhu kotevní oblasti předem předpjatých prvků vyztužených FRP výztuží. Popisuje chování nově vyvinutého kotevního prvku a algoritmy návrhu kotevní oblasti zjednodušenou metodou a srovnává získané výsledky s řešením numerických modelů a provedenými experimenty. ❚ The

negativní vlastnost kompozitních výztuží a tou je anizotropní chování materiálu výztuže – vzhledem k nízké pevnosti v tlaku kolmo na vlákna je velice obtížné předepnutou výztuž konvenčními způsoby bezpečně zakotvit. Je proto nutné vyvinout spolehlivý způsob zakotvení FRP výztuží, který by umožnil jednoduché a rychlé provádění a přitom si zachoval veškeré výhody použití nekovového systému vyztužení konstrukce.

paper deals with the design of anchoring area of pre-stressed members reinforced with FRP reinforcement. It describes the behaviour

VYVINUTÝ SYSTÉM KOTVENÍ FRP VÝZTUŽÍ

of newly developed anchoring element and algorithms for design of anchorage area by simplified method and compares the results obtained by the solution of numerical models and the real experiments.

V posledních desetiletích roste využití FRP (fibre-reinforced polymer) kompozitních materiálů v betonových konstrukcích. Vnitřní nekovové výztuže mají mnoho výhod, ovšem stále je zde několik problematických oblastí, které je potřeba vyřešit a zlepšit tím použitelnost tohoto typu výztuže. Výraznou nevýhodou je nižší modul pružnosti v porovnání s klasickou ocelovou výztuží. Tato vlastnost negativně ovlivňuje průhyby konstrukcí a může způsobit vznik trhlin již při relativně nízké hladině zatížení. I když samy o sobě tyto jevy neovlivňují únosnost konstrukce, mohou značně komplikovat její použití v praxi. Jedním ze způsobů, jak tyto problémy eliminovat, je tuto výztuž předepnout. Použitím FRP kompozitů jako předpjaté výztuže mnohem lépe využijeme jejich tahové vlastnosti, kdy jsou schopny přenášet velké předpínací síly. Ovšem při návrhu kotevní oblasti se projevuje další

Stávající stav; princip působení nového systému Při použití standardních kotevních kuželíků s vroubkovaným povrchem vzniká v kotvené předpínané výztuži současně výrazné příčné stlačení, podélný smyk a osový tah. Vznikající příčné tlakové síly však není možné bezpečně přenést do kompozitní výztuže, proto celá řada výrobců modifikovala (případně zcela vyvinula) vlastní systém kotvení těchto výztuží. V současnosti se pro kotvení FRP výztuží používají v zásadě dva typy kotev (podrobněji viz např. [1] až [4]). Prvním způsobem je kotvení podobné klasickému systému kotvení ocelových lan, kdy je předpínací síla mezi kotevním kuželíkem a lanem přenášena pomocí smykové síly. Druhý způsob kotvení FRP výztuží využívá k přenesení potřebné předpínací síly mezi kotevní objímkou a lanem soudržnosti epoxidové či jiné injektážní směsi s kotvenou výztuží. Kotevní objímka bývá v těchto případech buď z nekovového materiálu na bázi kompozitu, a nebo jde o kovovou tenkostěnnou trubku z nerezové oceli. U většiny variant používaných kotev-

1

ních prvků se ovšem jedná o použití kovových částí v systému, který byl primárně navržen bez ocelových částí. Z tohoto důvodu bylo na Stavební fakultě VUT v Brně přikročeno k vývoji kotevního prvku [5], [10], [11], jenž by umožnil účinně vnést předpínací sílu do prvku, ale neobsahoval by žádné kovové části. Princip působení nově vyvinutého kotevního systému [10], [11] je založen na vytvoření dodatečné roznášecí plochy na konci výztuže, která umožní přenos předpínací síly z výztuže do okolního betonu. Tato plocha je vytvořena nalepením jednoho nebo více válečků (vyrobených z polymerů vyztužených FRP vlákny) většího průměru na výztuž. Průměr válečku i jeho délka jsou variabilní. Materiál kotvy má velkou soudržnost s výztuží, čímž je umožněn přenos tahové síly (resp. smykové síly mezi válečkem a výztuží) na kratším úseku. Díky většímu průměru válečku vzniká na výztuži tlačená ploška, která slouží pro přenos tlakové síly do okolního prostředí. Únosnost kotvení výztuže je pak dána kombinací smykové únosnosti povrchu kotevního prvku, otlačení jeho přední strany a tahového namáhání v zadní části kotvy (obr. 1). Variantně lze kotevní prvky sériově kombinovat – ať už pro zvýšení maximální kotevní síly, nebo pro zvýšení bezpečnosti a spolehlivosti kotevního systému. Provedené experimenty V experimentální fázi vývoje ([5], [6]) byly zkoušeny různé varianty provedení kotevních válečků a různé typy zálivek. Snahou bylo vytvořit takový prvek, který by vyhovoval požadavkům na pevnost v tlaku (otlačení čelní plo-

2

Obr. 1 Mechanizmus kotvení předpínací výztuže s vyznačením působících sil ❚ Fig. 1 Working scheme of the anchoring system Obr. 2 Příčné roztržení kotevního válečku rupture of anchoring roller

74

❚

Fig. 2

Transverse


❚

5/2010

VĚDA A VÝZKUM

❚


Obr. 3 Schéma prvku pro zkoušku kotvení v bloku betonu ❚ Fig. 3 Specimen for the test of anchoring roller in block of concrete Obr. 4 Typické porušení kotvení trhlinou na rozhraní výztuže a kotvy (v horní části viditelná separace výztuže od betonu) ❚ Fig. 4 Characteristic failure of anchor (crack at the interface of reinforcement and anchor)

3

4

chy) a dosahoval výborné soudržnosti s nekovovou výztuží. Zároveň byl kladen důraz i na jednoduchost provádění kotvy. Po vyhodnocení řady variant byl zvolen válcový tvar kotvy. Jako zálivková směs byla použita pryskyřice s minerálními plnivy, v případě potřeby doplněná o nekovová vlákna, jež dále zvyšují tahovou pevnost výsledného kotevního prvku (obr. 2). Další sada experimentů zkoumala chování kotevního systému v případě předem předpjatých konstrukcí, kdy kotevní prvek bude obalen vrstvou betonu, která brání jeho příčnému roztržení. Při tomto způsobu namáhání lze již s použitím jednoho kotevního válečku dosáhnout zakotvení výztuže, které se blíží pevnosti použité GFRP (glass fibre-reinforced polymer) výztuže (napětí od kotvené síly cca 630 MPa; pevnost výztuže 680 MPa). Schéma zkušebního vzorku je patrno z obr. 3. Vzhledem k potřebě ověřit pouze únosnost kotevního prvku byla výztuž na kontaktu s betonem separována (separace je patrna v horní části obr. 4). Provedení zkoušky se blíží způsobu zkoušení soudržnosti výztuže s betonem (pull-out testy). Kotevní prvek v tomto případě již není porušen vznikajícími příčnými silami, ale dochází k selhání kontaktu mezi výztuží a válečkem (obr. 4). Na obrázku je také dobře vidět podélné zkrácení kotevního prvku, které je způsobeno kotve5/2010

❚

nou silou (směr působení je vyznačen červenou šipkou). N ÁV R H A P O S O U Z E N Í K O T E V N Í OBLASTI

Problematika návrhu a posouzení kotevní oblasti vnitřních předepjatých FRP výztuží je důležitá z hlediska popisu závislosti vnášené předpínací síly na posunu kotvené výztuže. To umožní vyčíslení ztrát ve výztuži při jejím kotvení. Hlavní přenos sil, který má dominantní vliv na únosnost i deformace kotevního systému, probíhá v oblasti hlav jednotlivých kotev, které tvoří „elastické zarážky“ prutu v betonu a působí jako pružiny opřené v hlavě o okolní beton. Působení kotevní oblasti lze proto popsat pomocí tuhostních parametrů jednotlivých komponent. Výsledné rovnice popisují závislost přenášené síly na posunu (přetvoření) jednotlivých míst kotevní oblasti, z čehož lze odvodit velikost ztráty v předpínané výztuži. Také je možno přidávat další prvky do kotevního systému (či upravovat parametry stávajících), aniž by se výrazně měnil postup výpočtu. Analytické řešení problému, princip výpočtu Na následujících řádcích je uveden pouze stručný výtah z analytického řešení daného problému. Text neobsahuje všechny teoretické předpoklady výpočtu, jež budou následně uveřejněny


v samostatném textu v teoretičtěji zaměřeném periodiku. Kotevní systém lze idealizovat jako systém pružin řazených do série (obr. 5), které se společně podílí na přenosu kotvené síly do okolního betonu. Při vnášení síly jsou jednotlivé pružiny postupně aktivovány a každá z nich odebírá sílu úměrnou její aktuální tuhosti. Celková únosnost je dána součtem sil, které přenesou čelní plochy (hlavy) lepených kotev v tlaku, a sil, které přenese tření mezi pláštěm kotvy a okolním betonem, a tření mezi výztuží a okolním betonem; tah vznikající na konci (patě) kotvy (obr. 1) mezi betonem a kotvou lze zanedbat. Kotevní systém je složen z: • výztuže před hlavou první kotvy (dáno: plocha Av a modul pružnosti E v); • N k kotevních prvků (dáno: plocha Ak, modul pružnosti Ek a délka kotvy Lki); • N k – 1 výztuží mezi kotevními prvky (dáno: plocha Av, modul pružnosti E v, vzdálenost mezi kotevními prvky Svi). Každý kotevní prvek i výztuž mezi kotvami lze rozdělit na n částí o délce elementu l (obr. 6). Jednotlivé dílčí elementy kotevního systému (obr. 6) jsou reprezentovány jedním referenčním bodem umístěným v těžišti (tj. pro prutový prvek konstantního průřezu v polovině) elementu a jemu příslušející neznámou deformací (posunem). Na základě známých tuhostních 75

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 5 Kotevní oblast, a) skutečný tvar, b) idealizace chování; L; Lk,i; Dk,i; Sv,i; dv; popisují geometrii kotevní oblasti; Ek,i; Ev značí modul pružnosti kotevního prvku respektive kotvené výztuže; Ak,i; Av průřezovou plochu kotevního prvku respektive kotvené výztuže a F kotvenou (předpínací) sílu ❚ Fig. 5 Anchoring area, a) real anchoring elements, b) idealization of behaviour

5a

5b

Obr. 6 Princip rozdělení a) kotevního prvku a b) výztuže mezi prvky na konečný počet elementů ❚ Fig. 6 Discretization of a) anchoring member and b) reinforcement between members for a finite number of elements 6a

Obr. 7 Idealizace chování betonu v hlavě kotvy [8] ❚ Fig. 7 Idealization of concrete behavior at the anchor head [8] Obr. 8 Pracovní diagram kontaktu výztuže a kotevního prvku ❚ Fig. 8 Stress–strain diagram of interface between reinforcement and anchor Obr. 9 Idealizace působení betonu v hlavě kotvy [8] v blízkosti povrchu ❚ Fig. 9 Idealization of concrete behavior at the anchor head near the surface

6b

7a

parametrů jednotlivých komponent kotevního systému (tj. při znalosti Ev, Ek, Av a Ak) lze určit deformační stav v každém referenčním bodu kotvy. Výslednou únosností kotevního systému je pak součet únosností všech jeho dílčích částí, tj. součet příspěvků kotev a výztuží mezi kotevními prvky: n

n

N ∑ Fk , i + ( N − 1) ∑ Fv, i = F , i =1

(1)

i =1

kde Fk,i značí únosnost i-tého elementu kotevního prvku; F v,i únosnost i-tého elementu výztuže mezi kotevními prvky a N počet kotevních prvků v kotevním systému. Pro každou část kotevního systému (N kotevních prvků a N-1 výztuží mezi prvky) o n elementech je sestaveno přesně n rovnic spojitosti, jež jsou modifikovány v závislosti na poloze řešených uzlů v kotevním systému. Ty jsou následně zařazeny do celkové (globální) matice podle polohy referenčních bodů v systému. Výsledná soustava rovnic spojitosti obsahuje pouze n+1 neznámých posunů u v jednotlivých referenčních bodech (včetně posunu u 0 na počátku). Další hodnoty, které se v rovnicích vyskytují, jsou známy a chovají se jako konstanty. Dosadíme-li ovšem za jeden neznámý parametr posunu konkrétní hodnotu (pro vykreslení pracov-

7b

76


❚

5/2010

VĚDA A VÝZKUM

❚


8

τe τmax pe pmax pu

napětí v soudržnosti na mezi pružného chování kontaktu napětí v soudržnosti při maximální únosnosti kontaktu posun výztuže při dosažení napětí v soudržnosti na mezi pružného chování kontaktu posun výztuže při dosažení napětí v soudržnosti při maximální únosnosti kontaktu mezní posun výztuže, při kterém již kontakt nepřenáší žádnou sílu

9

ního diagramu je vhodné zvolit posun kontaktu výztuže v nultém bodu u 0), bude v takto definované soustavě lineárních algebraických rovnic o n řádcích vystupovat již přesně n neznámých (díky volbě pevné hodnoty posunu v určitém referenčním bodě). Tento systém lineárních algebraických rovnic, který má stejný počet rovnic jako neznámých, lze již jednoduše vyřešit. Výsledkem je vždy přesné exaktní řešení pro konkrétní počáteční posun, a tedy i stanovení odpovídajících posunů pro každý referenční bod oblasti. Z těchto posunů lze dopočítat hodnotu síly přenášenou v dané konfiguraci kotevní oblastí. Při opakované volbě počátečního posunu a řešení soustavy rovnic obdržíme jednotlivé body závislosti přenášené síly na posunu u0. Spojnice těchto bodů definuje pracovní diagram kotevní oblasti (podrobněji dále). Teorie výpočtu kotevní oblasti umožňuje sestavit soustavu rovnic jak pro výpočet jednoho kotevního prvku, tak i pro soustavu dvou a více kotev. Je však nutné zahrnout do výpočtu efektivně i část kotevního systému mezi jednotlivými kotvami (tj. tuhostní parametry výztuže). Samozřejmě je možno při výpočtu uvažovat zjednodušující předpoklady (např. volit pouze jeden referenční bod na celou kotvu apod.), které mají rozdílný vliv na přesnost výsledného ře5/2010

❚

šení. Je vždy nutné volit takový způsob výpočtu, který pro daný konkrétní případ dostatečně přesně vystihne skutečné chování kotevní oblasti. Určení tuhostních parametrů okolního prostředí Pro stanovení tuhosti betonu v hlavě kotvy je využito dvou rozdílných přístupů. První je založen na principu působení lokálního zatížení na povrch betonové konstrukce popsaného v platných normativních podkladech (dle [7]) a druhý z popisu interakce hlavy kotvy s okolním prostředím, které je zjednodušeno na působení tuhostních pružin přímo pod hlavou kotvy a účinek smykového roznosu v okolí kotvy (analogie poklesové kotliny [8]). První způsob je výpočetně jednodušší a postačuje k popisu chování kotevní oblasti, která není ovlivněna okrajovými podmínkami (blízkost povrchu prvku). Druhý způsob přesněji vystihuje chování zatíženého betonu v okolí hlavy kotvy a je vhodnější pro vyčíslení působení kotvy v blízkosti okraje prvku. V dalším textu je uveden výpočet tuhostních parametrů pouze dle obecněji použitelného druhého způsobu řešení. Tuhost betonu v hlavě kotvy Kc,i je stanovena jako součet tuhosti betonu přímo v hlavě kotvy Kwc,i (jež je uvažována v celé ploše konstantně) a pří-


spěvku okolního betonu v dosahu poklesové kotliny KPc,i (který se projeví jako tuhostní pružina působící na linii obvodu kotvy) dle následujícího vztahu: W P K c, i = K c, i + K c, i .

(2)

Na obr. 7 je znázorněno jak předpokládané působení betonu pro případ, kdy jsou kotvy od sebe dostatečně vzdáleny a nedochází k jejich vzájemné interakci, tak i chování betonu v případě, kdy k této interakci dochází. Při výpočtu tuhostních parametrů betonu je samozřejmě možno uvažovat i s časem výstavby a předpokládanou životností stavby (tedy i kotevní oblasti) a modul pružnosti betonu upravit zahrnutím příslušného součinitele dotvarování dle platných norem [7]. Lze tak lehce (pouze úpravou veličiny) provést nový výpočet pro požadované stáří konstrukce. Tuhost kontaktu je určována dle pracovního diagramu [9] (obr. 8). Vliv okrajových podmínek na kotvení Pokud se kotevní oblast nachází v blízkosti okraje betonového prvku, je zřejmé, že výpočet tuhosti betonu v hlavě kotvy již nelze provádět dle předpokladů popsaných výše a je nutno výpočet modifikovat. Ovšem výhodou zvole77

VĚDA A VÝZKUM

❚

SCIENCE AND RESEARCH Obr. 10 Kotevní oblast – jedna kotva – srovnání různých metod výpočtu ❚ Fig. 10 Anchoring area – one anchor – comparison of different methods of solution

10

Obr. 11 Kotevní oblast – tři kotvy – srovnání zjednodušeného výpočtu a numerického modelu ❚ Fig. 11 Anchoring area – three anchors – comparison of results from simplified calculation and numerical solution

bícím momentem dochází za konstantní síly ke zvýšení uvažovaného přetvoření. Proto je nutno do výpočtu kotevní oblasti s vlivem okrajových podmínek zahrnout součinitel α, který zohledňuje vliv okrajových podmínek na deformaci betonu. Pro prvek kotvený v kontinuu, tj. bez vlivu okrajových podmínek, je α = 1; pro výpočet s vlivem okrajových podmínek je vždy α >1. Součinitel α lze stanovit z analogie protlačení dle vztahu (3)

11

α = 1+ k

ru i Wi

,

(3)

kde k značí vliv smyku v kritickém řezu; r je excentricita způsobená rozdílnými tuhostmi (obr. 9); ui obvod kritického řezu, na kterém moment působí, a Wi plastický modul kritického průřezu.

ného přístupu je, že stačí pouze upravit konstitutivní vztah popisující vlastnosti betonu a zohlednit vliv blízkého povrchu betonového prvku. Tento efekt lze zahrnout do výpočtu např. stanovením jiné (nižší) tuhosti zohledňující příspěvek smykového roznosu na celkovou tuhost a dosadit ji do výpočtu, který se jinak od předchozího neliší. Hranice, kterou lze dle provedených numerických studií považovat za limitní, je vzdálenost okraje 2Dki od kotvy o průměru Dki. Pro stanovení tuhosti a deformace již nelze využít případ lokálního namáhání dle [7]. Výhodnější je využít modelu interakce hlavy kotvy s okolním prostředím, které je uvažováno působením tuhostních pružin přímo pod hlavou kotvy a účinek smykového roznosu v okolí kotvy (obr. 9). 78

Oblast přiléhající okraji, kde vzdálenost k líci prvku je menší než 2Dki, neumožní plné vymizení vznikajícího přetvoření pod hlavou kotvy. Z obr. 9 je patrné, že při výpočtu tuhostních parametrů poklesové kotliny Kc,iP budou hodnoty dosažené v blízkosti okraje nižší. Zavedením rozdílných hodnot tuhostí Kc,iP1 a Kc,iP2 pod a nad rovinou rovnoběžnou s povrchem prvku procházející osou prutu můžeme modelovat vliv blízkého okraje. Při předpokladu rovnoměrného rozložení napětí pod hlavou kotvy (a tedy konstantní hodnoty tuhosti Kc,iW ) je zřejmé, že těžiště systému pružin je posunuto dále od osy prutu a kromě tahové síly musí kotevní oblast přenášet i vznikající momentové namáhání. To lze do výpočtu zahrnout jako zvýšení působící síly, resp. půso-

Pracovní diagram kotevní oblasti Pracovní diagram kotvy (kotevní oblasti), tj. závislost přenášené síly na posunu hlavy první kotvy, lze získat následovně. Postupně volíme počáteční posun výztuže na počátku kotevního systému u0 a pomocí podmínek spojitosti deformací obdržíme různé hodnoty síly přenášené kotevním systémem. Budeme-li určovat pracovní diagram (což je výhodné pro sestavení návrhových tabulek typizovaných skladeb kotvení), který je nutný pro návrh kotevní oblasti, je třeba globální matici kotevní oblasti řešit vícekrát. Vzhledem k definovanému pracovnímu diagramu kontaktu výztuže a kotvy (obr. 8) je zřejmé, že při dosažení maximální přenášené síly (posun p max) i-tým uzlem (τmax), bude v i-1 referenčním uzlu posun vyšší a napětí v sou-


❚

5/2010

VĚDA A VÝZKUM Literatura: [1] Vistasp M. Karghari: Use of composite Materials in civil infrastructure in Japan, Baltimore, Maryland; 1998; ISBN 1-883712-50-5 [2] Erki M. A., Rizkalla S.H.: Anchorage for FRP reinforcement, Concrete international, 1993 [3] Dolan W. C., Hamilton H. R., Bakis E. C., Nanni A.: Design recommendations for concrete structures prestressed with FRP tendons – Volume 1, University of Wyoming, Pensylvania State University, University of Missouri, 2001 [4] Horvatits J., Benko V., Kollegger J.: První použití externích předpínacích kabelů z uhlíkových vláken na zesílení mostu v Rakousku, Beton TKS 4/2006 [5] Štěpánek P., Horák D., Prokeš J.: Nový systém kotvení předepnuté FRP výztuže v betonových prvcích, přísp. na konf. Betonářské dny 2008, Praha, ISBN 978-80-87158-11-1 [6] Štěpánek P., Horák D., Prokeš J.: New prestressing system for FRP reinforcement in concrete structures, přísp. na konf. 9th Inter. Symp. on Fiber-Reinforced Polymer Reinforcement for Concrete Structures, Sydney: The University of Adelaide, 2009, ISBN: 978-0-9806755-0-4 [7] ČSN EN 1992-1-1 (73 1201) Navrhování betonových konstrukcí. Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní stavby, 2006 [8] Kolář V., Němec I.: Studie nového modelu podloží staveb, nakladatelství ČSAV ACADEMIA, Praha, 1986 [9] Girgle F., Štěpánek P., Horák D., Ďurech D., Peslar P.: Systém kotvení předpjaté FRP výztuže, přísp. na konf. IDEAS 09, VŠB- TU Ostrava, 2009, ISBN: 978-80-248-2091-0 [10] Patentová přihláška číslo 2008-475 [11] Užitný vzor 2008-20633

držnosti již bude klesat (větev 3, obr. 8). Naopak v i+1 uzlu bude posun nižší. Při zvyšujících se deformacích narůstá v každém aktivním uzlu kotevní oblasti napětí v soudržnosti mezi výztuží a kotevním prvkem do té chvíle, než dle platného pracovního diagramu kontaktu (obr. 8) bude na elementu dosažena plastická únosnost (tj. hodnota maximálního napětí). Při následném dalším zvýšení vstupní deformace (posunu u0) se maximální napětí posouvá na uzly dále od počátku kotevní oblasti. Nelze tedy například říct, že nejvyšší únosnost systému je ve chvíli, kdy bude plastizovat kontakt prvního elementu. Maximální únosnost kotevního bloku je dosažena ve chvíli, kdy další zvýšení počátečního posunu u0 a zároveň i posun limitního napětí v sou5/2010

❚

❚

držnosti dále v kotevní oblasti již nevede k nárůstu přenášené síly, ale únosnost začíná naopak klesat. V tuto chvíli je možno ukončit výpočet. Na obr. 10 je uvedeno srovnání několika možných způsobů řešení kotevní oblasti pouze s jedním kotevním prvkem (průměr 40 mm, délka 70 mm, beton C30/37). Zobrazen je nejjednodušší způsob výpočtu s jedním referenčním bodem pro celou kotvu (tj. sestavena pouze jedna deformační podmínka), výpočet pro n = 3 a n = 5 elementů na jedné kotvě za předpokladu tuhého chování kotevního válečku (jehož reálné elastické přetvoření je dopočteno až po určení posunů v kontaktu při předpokladu lineární změny průběhu síly na kotvě) a v neposlední řadě i plný výpočet bez zjednodušení pro n = 3 body. Graf je doplněn srovnáním s numerickým modelem a výsledky experimentálních měření na reálných vzorcích. Z obr. 11 je patrno srovnání analytického řešení kotevní oblasti se třemi kotevními prvky (průměr 40 mm, délka 70 mm, vzdálenost 40 mm, beton C30/37) s numerickým řešením MKP v programu ATENA. Zobrazen je pouze nejjednodušší (a přesto dostatečně výstižný) způsob výpočtu pro jeden referenční bod na každé kotvě (tj. sestavena pouze jedna deformační podmínka pro jednu kotvu a zanedbán vliv příspěvku tření mezi výztuží a okolním betonem mezi kotevními prvky). Při návrhu kotevní oblasti je důležité omezit hodnotu maximálního posunu výztuže na počátku první kotvy z hlediska mezního stavu použitelnosti. Přesná hodnota musí být určena přímo pro navrhovaný prvek, neboť vždy záleží na rozponu prvku a na působícím zatížení. Je nutno respektovat maximální dovolené průhyby dle [7] a zároveň navrhnout kotevní oblast tak, aby nedocházelo vlivem posunu výztuže v kontaktu (který se do výpočtu prvku promítá analogicky jako ztráta pokluzem) k velkým ztrátám předpínací síly.


se zvyšuje únosnost takových konstrukcí a je tak možno navrhovat konstrukce ještě subtilnější. To, spolu s možností použít menší krytí výztuže, znamená značnou úsporu materiálu. Vyvinutý systém kotvení zachovává veškeré výhody FRP výztuží – neobsahuje žádné kovové části. Proto je možné ho aplikovat na všechny speciální případy, které vyžadují právě použití nekovových výztuží. Pro plné ověření funkčnosti vyvinutého systému kotvení probíhají další experimenty, které mají za úkol ověřit především chování skupiny kotev, a to jak v mase betonu, tak i jejich působení u okraje. Zároveň jsou zpracovávány i další (zejména fyzikálně-nelineární) numerické studie, které zpřesňují získané výsledky. Tento výsledek byl získán za finančního přispění Grantové agentury České republiky v rámci projektu 103/09/H085 – „Moderní kompozitní konstrukce“. Rovněž bylo využito poznatků získaných při řešení projektu MPO ČR TIP FR-TI1/357 „Betonové konstrukce s nekovovou výztuží se zvýšenou požární odolností a odolností vůči agresivním vlivům“, projektu MPO ČR FI-IM5/136 „Vláknocementové kompozity s nekovovou výztuží RFCC“ a výzkumného záměru MŠMT ČR MSM0021630519 „Progressive reliable and durable load bearing structures”.

Text článku byl posouzen odborným lektorem.

Ing. František Girgle tel.: 541 147 871 e-mail: [email protected] Prof. RNDr. Ing. Petr Štěpánek, CSc. tel.: 541 147 848 e-mail: [email protected] Ing. David Horák tel.: 541 147 872 e-mail: [email protected] Ing. David Ďurech

Z ÁV Ě R

tel.: 541 147 871

Předepnutím nekovových výztuží lze výrazně zvýšit použitelnost betonových konstrukcí vyztužených právě tímto typem výztuže. Omezuje se vznik trhlin v počátečních fázích zatížení prvků, které mohou působit problémy především z estetického hlediska, i když na samotnou funkčnost a trvanlivost konstrukce – na rozdíl od prvků vyztužených kovovými výztužemi – vliv nemají. Samozřejmě

e-mail: [email protected]


Ing. Ivana Laníková, Ph. D. tel.: 541 147 847 e-mail: [email protected] všichni: Stavební fakulta VUT v Brně Ústav betonových a zděných konstrukcí Veveří 95, 662 37 Brno www.fce.vutbr.cz

79

NORMY • JAKOST • CERTIFIKACE

❚

S TA N D A R D S • Q U A L I T Y • C E R T I F I C AT I O N

ZAVÁDĚNÍ EN 1992-1-2: „NAVRHOVÁNÍ BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ – ČÁST 1-2: NAVRHOVÁNÍ NA ÚČINKY POŽÁRU“ DO PRAXE – ZJEDNODUŠENÁ VÝPOČETNÍ METODA PRO NOSNÍKY A DESKY ❚ INTRODUCTION OF EN 1992-1-2: “DESIGN OF CONCRETE STRUCTURES – PART 1-2: FIRE DESIGN“ TO PRACTICE – SIMPLIFIED CALCULATION METHOD FOR BEAMS AND SLABS Redukce pevnosti výztuže v závislosti na teplotě se při použití této metody uvažuje podle grafu uvedeného na obr. 1.

Jaroslav Procházka, Radek Štefan Příspěvek je věnován problematice navrhování betonových konstrukcí na účinky požáru podle normy ČSN EN 1992-1-2 [4]. Popisuje zjedno-

PROSTĚ PODEPŘENÉ PRVKY

dušenou výpočetní metodu pro nosníky a desky, která představuje další

V případě prostě podepřených nosníků a desek se prokázání požární odolnosti provede ověřením podmínky (1).

alternativu ověření požární odolnosti konstrukčních prvků. Příspěvek navazuje na články uveřejněné v předchozích číslech časopisu [5-7]. ❚

This

paper is devoted to fire design of concrete structures according to ČSN EN 1992-1-2 [4]. The simplified calculation method for beams and slabs, which is the alternative method for the assessment of fire resistance of structural members, is described. The paper follows the articles printed in previous issues of this journal [5-7].

Pro ověření požární odolnosti železobetonových konstrukčních prvků lze podle normy ČSN EN 1992-1-2 [4] použít tabulkové hodnoty, zjednodušené výpočetní metody a zpřesněné výpočetní metody. Postup stanovení požární odolnosti s využitím tabulkových hodnot byl popsán v článku [6]. Příspěvek [7] byl zaměřen na vybrané zjednodušené metody výpočtu – metodu izotermy 500 °C a zónovou metodu. Tento článek je věnován zjednodušené metodě pro nosníky a desky, uvedené v příloze E normy ČSN EN 1992-1-2 [4]. Zjednodušená metoda je určena pouze pro převážně rovnoměrně zatížené prvky (nosníky a desky), u kterých byl návrh při běžné teplotě založen na lineární analýze, případně na lineární analýze s omezenou redistribucí silových účinků (viz kapitola 5 normy ČSN EN 1992-1-1 [3]). Pokud je u spojitých nosníků nebo desek uvažována redistribuce ohybových momentů vyšší než 15 %, lze metodu použít pouze v případě, že je pro požadovanou požární situaci zajištěna dostatečná rotační kapacita v podporách. Metoda je určena pro prvky, u kterých při tabulkovém ověření požární odolnosti (viz příspěvek [6]) vyhovují podmínky pro minimální rozměry průřezu (bmin, bw, hs), avšak osová vzdálenost a spodní výztuže od povrchu betonu je menší, než je požadováno v tabulkách. Metodu nelze použít pro spojité nosníky, které mají v oblastech záporného momentu šířku b nebo bw menší než 200 mm a výšku h menší než 2 bmin, přičemž bmin je hodnota uvedená ve sloupci 5 tabulky 1. Tato podmínka je velice přísná, na což byli zpracovatelé příslušné normy upozorněni. Při stávající podobě zmíněné podmínky prakticky nelze nalézt příklad spojitého nosníku, který by s ohledem na požadovanou požární odolnost nevyhověl při tabulkovém posouzení a zároveň by bylo možné posoudit jej pomocí prezentované zjednodušené metody. Lze očekávat, že v příští revizi normy ČSN EN 1992-1-2 [4] bude omezující podmínka použití zjednodušené výpočetní metody pro spojité nosníky zmírněna (sloupec 5 tab. 1 bude v podmínce nahrazen sloupcem 2, 3 nebo 4). 80

MEd,fi ≤ MRd,fi ,

(1)

kde MEd,fi je návrhová hodnota momentu od zatížení pro požární situaci určená podle vztahu (2). MEd,fi = wEd,fi leff2 / 8 ,

(2)

kde w Ed,fi je návrhová hodnota rovnoměrného zatížení [kN·m-1] pro požární situaci, stanovená podle norem ČSN EN 1990 [1] a ČSN EN 1991-1-2 [2], a leff je účinná délka (rozpětí) prvku. MRd,fi je návrhová hodnota momentu únosnosti pro požární situaci určená podle vztahu (3). MRd,fi =

γs γ s,fi

k s (θ ) MEd

As,prov As,req

,

(3)

kde γs je dílčí součinitel spolehlivosti materiálu pro ocel (γs = 1,15), γs,fi je dílčí součinitel spolehlivosti materiálu pro Tab. 1 Nejmenší rozměry bmin a osové vzdálenosti a pro prostě podepřené nosníky ze železového a předpjatého betonu (zdroj: [4], tab. 5.5) ❚ Tab. 1 Minimum dimensions bmin and axis distances a for simply supported beams made of reinforced and prestressed concrete (source: [4], tab. 5.5)

Nejmenší rozměry [mm] Tloušťka stojiny bw* Možné kombinace a a bmin, kde a je průměrná osová vzdálenost výztuže Třída Třída Třída od povrchu betonu, bmin je šířka trámu. WA WB WC 1 2 3 4 5 6 7 8 120 160 200 bmin = 80 80 80 80 R 30 a = 25 20 15** 15** 160 200 300 bmin = 120 100 80 100 R 60 a = 40 35 30 25 200 300 400 bmin = 150 110 100 100 R 90 a = 55 45 40 35 bmin = 200 240 300 500 R 120 130 120 120 a = 65 60 55 50 bmin = 240 300 400 600 R 180 150 150 140 a = 80 70 65 60 bmin = 280 350 500 700 R 240 170 170 160 a = 90 80 75 70 asd = a + 10 mm, kde asd je osová vzdálenost od bočního líce trámu pro rohové výztužné pruty (nebo předpínací výztuž nebo dráty) u trámů s jednou vrstvou výztuže. Pro hodnoty bmin větší než hodnoty uvedené ve sloupci 4 není zvětšení asd požadováno. U předpjatých nosníků se má osová vzdálenost výztuže zvětšit o 10 mm pro předpínací pruty a o 15 mm pro předpínací dráty a lana. *) Podle národní přílohy normy ČSN EN 1992-1-2 se pro ČR uvažuje třída WA. **) Obvykle rozhoduje krytí předepsané normou ČSN EN 1992-1-1. Normová požární odolnost


❚

5/2010

❚



k p (θc r ), k s (θc r ) 1,0 betonářská výztuž

0,9

předpínací výztuž (pruty) 0,8

předpínací výztuž (dráty a lana)

0,7 0,6 0,5 0,4 0,3 0,2 0,1 0

0

200

400

600

1

800

1000

1200 θc r [ °C ]

ocel při požární situaci (γs,fi = 1), ks(θ) je součinitel redukce pevnosti oceli v závislosti na teplotě θ v ose výztužných prutů (obr. 1), MEd je návrhová hodnota momentu od zatížení při běžné teplotě, As,prov je plocha navržené tahové výztuže a As,req je plocha tahové výztuže požadovaná v návrhu při běžné teplotě (podle normy ČSN EN 1992-1-1 [3]), přičemž poměr As,prov/As,req může být maximálně 1,3. SPOJITÉ PRVKY

Návrh na účinky požáru má zajistit statickou rovnováhu ohybových momentů a posouvajících sil po celé délce spojitých nosníků a desek. Pro zajištění rovnováhy lze uvažovat redistribuci ohybových momentů z pole do podpor, u nichž je navržena dostatečná výztuž na zatížení při požární situaci. Tato výztuž má být dostatečně zavedena do pole tak, aby bylo zajištěno bezpečné přenesení ohybových momentů. Pro ověření požární odolnosti spojitých nosníků a desek se nejprve stanoví návrhová hodnota momentu únosnosti MRd,fi, Span v místě maximálního mezipodporového momentu podle vztahu (3). Dále se stanoví návrhové hodnoty momentů únosnosti nad podporami. Pokud nejsou k dispozici přesnější výsledky, lze pro výpočet podporových momentů únosnosti využít vztah (4). MRd,fi =

γs γs,fi

MEd

As,prov d − a , As,req d

(4)

kde d je účinná výška průřezu nad podporou, a je požadovaná průměrná osová vzdálenost výztuže od spodního líce podle tab. 1 sloupce 5 pro nosníky a podle tab. 2 sloupce 3 pro desky. Význam ostatních značek viz vztah (3) (včetně omezení poměru As,prov/As,req). Vztah (4) platí pro prvky, u nichž teplota horní výztuže nad podporou nepřekročí 350 °C pro betonářskou výztuž a 100 °C pro předpínací výztuž. Pokud je dosaženo vyšší teploty, redukuje se moment únosnosti MRd,fi součinitelem ks(θcr) nebo kp(θcr) podle obr. 1. Určí se maximální ohybový moment MEd,fi od působícího rovnoměrného zatížení při požární situaci podle vztahu (2) (za rozpětí leff se dosadí rozpětí příslušného pole posuzovaného spojitého prvku) a jeho obrazec se sestrojí v místě momentu únosnosti MRd,fi,Span tak, aby podporové momenty MRd1,fi a MRd2,fi zajistily rovnováhu (obr. 2). To lze provést následovně: 5/2010

❚

2 Obr. 1 Referenční křivky pro kritickou teplotu θcr betonářské a předpínací výztuže odpovídající redukčnímu součiniteli ks(θcr) = σs,fi/fyk(20 °C) nebo kp(θcr) = σp,fi/fpk(20 °C) (zdroj: [4], obr. 5.1) ❚ Fig. 1 Reference curves for critical temperature θcr of reinforcing and prestressing steel corresponding to the reduction factor ks(θcr) = σs,fi/fyk(20 °C) or kp(θcr) = σp,fi/fpk(20 °C) (source: [4], fig. 5.1) Obr. 2 Umístění momentového obrazce MEd,fi pro zajištění rovnováhy s vyznačením minimální délky horní výztuže 1 a 2 (zdroj: [4], obr. E.1) ❚ Fig. 2 Positioning the free bending moment diagram MEd,fi to establish equilibrium, illustration of the minimum length of upper reinforcement 1 and 2 (source: [4], fig. E.1)

• Na jedné straně se zvolí moment menší nebo roven mo-

mentu únosnosti nad podporou. • V závislosti na hodnotě momentu MEd,fi se určí požadova-

ný moment ve druhé podpoře. • Ověří se, zda je požadovaný moment ve druhé podpoře

menší nebo roven příslušnému momentu únosnosti nad podporou. Při posouzení požární odolnosti je nutné ověřit, zda navržená délka výztužných prutů přesahuje za podporu k příslušnému bodu nulového momentu MEd,fi (průsečík momentového obrazce MEd,fi se střednicí prvku) na kotevní délku lbd,fi, určenou podle vztahu (5) (obr. 2). lbd,fi =

γ s γc,fi γs,fi γc

l bd ,

(5)

kde γc je dílčí součinitel spolehlivosti materiálu pro beton (γc = 1,5), γc,fi je dílčí součinitel spolehlivosti materiálu pro beton při požární situaci (γc,fi = 1), lbd je návrhová kotevní délka, stanovená podle kapitoly 8 normy ČSN EN 1992-1-1 [3]. Význam ostatních značek viz vztah (3). PŘÍKLAD

Má se posoudit, zda prostě uložená stropní deska tloušťky hs = 0,2 m o rozpětí leff = 3,4 m splňuje požadovanou požární odolnost REI 90. Deska je zatížena stálým zatížením gk = 6,5 kN/m (včetně vlastní tíhy) a proměnným zatížením qk = 5 kN/m (obr. 3). Stropní konstrukce se nachází v obchodním domě (kategorie zatížení B, kombinační součinitel ψ2,1 = 0,6), uvažovaný stupeň vlivu prostředí XC1. Návrhová životnost je 50 let. Použité materiály: beton C25/30, ocel B500B. Při návrhu za běžné teploty bylo navrženo krytí hlavní nosné výztuže c = 20 mm, vyztužení ϕ 8 mm po 130 mm (as = 387 mm2/m, požadovaná plocha výztuže as,req =


81

❚


S TA N D A R D S • Q U A L I T Y • C E R T I F I C AT I O N θ [ °C ] 10 00 9 00 8 00

θ = 175 °C

7 00 6 00 5 00 4 00 3 00

3

2 00

Obr. 3 Schéma posuzované desky analyzed slab

❚

Fig. 3

Scheme of the 1 00

Obr. 4 Teplotní profil posuzované desky, stanovení teploty ve výztuži (zdroj: program [8]) ❚ Fig. 4 Temperature profile of the analyzed slab, determination of reinforcement temperature (source: program [8])

= 315 mm2/m). Takto navržená deska za běžné teploty vyhoví (mRd = 28,8 kNm/m > mEd = 23,5 kNm/m). POSOUZENÍ POŽÁRNÍ ODOLNOSTI POMOCÍ TA B U L E K

Pro požadovanou požární odolnost REI 90 jsou v tab. 2 uvedeny následující hodnoty: hs,tab = 100 mm, atab = 30 mm. Požadavek na minimální tloušťku desky hs ≥ hs,tab je splněn, hs = 200 mm > hs,tab = 100 mm . Deska tedy splňuje kritérium požárně dělicí funkce EI 90. Osová vzdálenost výztuže od spodního povrchu desky se určí jako as = c + ϕ/2 = 20 + 8/2 = 24 [mm] . Požadavek a ≥ atab tedy splněn není, a = 24 mm < atab = 30 mm . Deska podle tabulkového posouzení nesplňuje požadovanou požární odolnost REI 90, splňuje pouze kritérium EI 90. Podle normy ČSN EN 1992-1-2 [4] by se dále mohlo postupovat tak, že by se hodnota atab redukovala s přihlédnutím ke skutečnému napětí ve výztuži a její teplotě. Jelikož byl tento postup ukázán v jednom z předchozích příspěvků (viz [7]), bude posouzení dále provedeno zjednodušenou metodou prezentovanou v tomto článku. POSOUZENÍ POŽÁRNÍ ODOLNOSTI POMOCÍ ZJEDNODUŠENÉ METODY PRO NOSNÍKY A DESKY

Návrhová hodnota rovnoměrného zatížení pro požární situaci se určí podle vztahu uvedeného v normě ČSN EN 1990 [1] pro mimořádnou návrhovou situaci, reprezentativní hodnota proměnného zatížení se podle národní přílohy normy ČSN EN 1991-1-2 [2] uvažuje jako kvazistálá hodnota (kombinační součinitel ψ2,1), platí tedy wEd,fi = gk + ψ2,1 qk = 6,5 + 0,6 . 5 = 9,5 [kNm] .

4

0

20 40 a = 24 m m

mEd,fi = wEd,fi leff2 / 8 = 9,5 . 3,42 /8 = 13,7 [kNm] . K výpočtu momentu únosnosti pro požární situaci je nutné určit teplotu výztuže θ a odpovídající redukční součinitel ks(θ).

60

80

10 0

120

140

160

180 200 x [mm]

Tab. 2 Nejmenší rozměry hs a osové vzdálenosti a pro prostě podepřené železobetonové a předpjaté desky pnuté v jednom a ve dvou směrech (zdroj: [4], tab. 5.8) ❚ Tab. 2 Minimum dimensions hs and axis distances a for reinforced and prestressed concrete simply supported one-way and two-way solid slabs (source: [4], tab. 5.8)

Nejmenší rozměry [mm] Osová vzdálenost výztuže a Tloušťka desky Deska působící Deska působící ve dvou směrech hs v jednom směru 1,5 < ly/lx ≤ 2 ly/lx ≤ 1,5 1 2 3 4 5 REI 30 60 10* 10* 10* REI 60 80 20 10* 15* REI 90 100 30 15* 20 REI 120 120 40 20 25 REI 180 150 55 30 40 REI 240 175 65 40 50 lx a ly jsou rozpětí desky pnuté ve dvou směrech (vzájemně kolmých), kde ly je větší rozpětí. U předpjatých desek se má osová vzdálenost výztuže zvětšit o 10 mm pro předpínací pruty a o 15 mm pro předpínací dráty a lana. Osová vzdálenost a ve sloupcích 4 a 5 pro desky pnuté ve dvou směrech se vztahuje na desky podepřené po celém obvodě. V ostatních případech se mají považovat za desky pnuté v jednom směru. *) Obvykle rozhoduje krytí předepsané normou ČSN EN 1992-1-1. Normová požární odolnost

Teplotu výztuže lze stanovit např. pomocí teplotních profilů uvedených v normě ČSN EN 1992-1-2 [4] (viz článek [7]) nebo s využitím příslušných výpočetních programů. V tomto příkladu bude teplota výztuže stanovena pomocí programu TempAnalysis [8]. Teplota v desce tloušťky hs = 200 mm vystavené normovému požáru z jedné strany má ve vzdálenosti a = 24 mm od líce průřezu hodnotu θ = 571 °C (obr. 4). Hodnotu redukčního součinitele ks(θ) lze určit z grafu uvedeného na obr. 1 (křivka pro betonářskou výztuž). S ohledem na přesnost výpočtu je však vhodnější hodnotu redukčního součinitele vypočítat ze vztahů, na základě kterých byly grafy na obr. 1 vykresleny. Tyto vztahy jsou podrobně uvedeny v článku [6]. Pro betonářskou výztuž a interval teplot 500 až 700 °C platí k s ( θ ) = 0,61− 0,5 ⋅

Návrhová hodnota momentu od zatížení pro požární situaci se vypočítá podle vztahu (2) jako

82

0

θ − 500 200

po dosazení θ = 571 °C k s ( θ ) = 0,61− 0,5 ⋅

571− 500 = 0, 43 200

Návrhová hodnota momentu únosnosti pro požární situaci se vypočítá podle vztahu (3) jako


❚

5/2010


❚

Literatura: [1] ČSN EN 1990. Zásady navrhování konstrukcí. Praha: ČNI, 2004 [2] ČSN EN 1991-1-2. Zatížení konstrukcí – Část 1-2: Obecná zatížení – Zatížení konstrukcí vystavených účinkům požáru. Praha: ČNI, 2004 [3] ČSN EN 1992-1-1. Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-1: Obecná pravidla a pravidla pro pozemní stavby. Praha: ČNI, 2006 [4] ČSN EN 1992-1-2. Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-2: Obecná pravidla – Navrhování konstrukcí na účinky požáru. Praha: ČNI, 2006 [5] Procházka J.: Zavádění EN 1992-1-2: „Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-2: Navrhování na účinky požáru“ do praxe – Úvod, materiálové charakteristiky. Beton TKS 3/2005, roč. 5, č. 3, s. 49–54, ISSN 1213-3116 [6] Procházka J.: Zavádění EN 1992-1-2: „Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-2: Navrhování na účinky požáru“ do praxe – Ověření požární odolnosti pomocí tabulkových hodnot, Beton TKS 5/2005, roč. 5, č. 5, s. 54–62, ISSN 1213-3116 [7] Procházka J., Tožičková L.: Zavádění EN 1992-1-2: „Navrhování betonových konstrukcí – Část 1-2: Navrhování na účinky požáru“ do praxe – Zjednodušené metody navrhování, Beton TKS 1/2006, roč. 6, č. 1, s. 49–53, ISSN 1213-3116 [8] Štefan R., Procházka J.: TempAnalysis – Výpočetní program pro teplotní analýzu průřezů vystavených účinkům požáru [software online]. Verze 1.0 (2009), Praha: ČVUT, 2009 URL


mRd ,fi =

γs γs,fi

k s ( θ ) mEd ⋅

as, prov 1,15 387 = ⋅ 0, 43 ⋅ 23,5 ⋅ = 14,3 [kNm] as, req 1,0 315

Jelikož poměr as,prov/as,req (387/315 = 1,23) je menší než 1,3, není nutné hodnotu momentu mRd,fi upravovat. Podmínka spolehlivosti pro požární situaci (1) je splněna mRd,fi = 14,3 kNm > mEd,fi = 13,7 kNm . Zjednodušenou metodou bylo prokázáno, že deska splňuje požadovanou požární odolnost REI 90. Tento příspěvek byl vypracován za podpory poskytnuté Ministerstvem školství, mládeže a tělovýchovy České republiky v rámci výzkumného záměru MSM 6840770001. Prof. Ing. Jaroslav Procházka, CSc. e-mail: [email protected] Ing. Radek Štefan e-mail: [email protected] oba: Fakulta stavební ČVUT v Praze Katedra betonových a zděných konstrukcí Thákurova 7, 166 29 Praha 6 tel.: 224 354 633, fax: 233 335 797

PRVNÍ MEZINÁRODNÍ WORKSHOP: NAVRHOVÁNÍ BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ PODLE EN 1992–1-1 16. a 17. září 2010 se v Masarykově koleji v Praze za podpory mezinárodních organizací fib (The International Federation for Structural Concrete), CEN/ TC 250 SC 2 (The European Committee for Standardization) a JRC (Joint Research Centre European Commission) konal první mezinárodní workshop Navrhování betonových konstrukcí podle EN 1992–1-1. Workshop pořádala Katedra betonových a zděných konstrukcí Stavební fakulty ČVUT v Praze ve spolupráci se Slovenskou technickou univerzitou v Bratislavě a Technickou univerzitou ve Vídni. Hlavní program byl rozdělen do pěti sekcí. V první sekci byla podána krátká informace o výchozích podkladech EN 1992–1-1, stavu nových poznatků a znalostí (Model Code 2010) a uveden nástin možností další práce na revizi normy. Hlavní přednášky přednesli prof. Walraven, prof. Zilch, prof. Corres a prof. Mancini. Druhá sekce byla věnována prezentaci hlavních rysů Národních příloh (NP) a porovnání výsledků získaných při použití normy s NP (NP České republiky, Belgie, Německa, Holandska, Spojeného království a Itálie). Výměna zkušeností s praktickým navrhováním betonových konstrukcí podle EN 1992–1-1, prezentace vypracovaných grafů a pomůcek pro navrhování betonových konstrukcí a návrhy na možné zlepšení pro budoucí práci na této normě byly předmětem třetí a čtvrté sekce. Poslední sekce byla věnována zkušenostem při navrhování mostních a dalších inženýrských konstrukcí s využitím přípustných stanovení EN 1992-1-1. Během celé akce se hodně diskutovalo ke všem předneseným příspěvkům. Na konci workshopu proběhlo krátké zhodnocení prezentovaných poznatků. První den jednání byl prodloužen o příjemný společenský večer v Botelu Admirál, kde mnozí zúčastnění pokračovali v nedokončené diskuzi. Workshop (zúčastnilo se ho 89 předních odborníků z 16 zemí) přispěl k výměně zkušeností při návrhu betonových konstrukcí podle EN 1992–1-1 a k prezentaci návrhů možných úprav normy při její plánované revizi. Účastníci hodnotili workshop jako velmi zdařilý s přínosnými návrhy pro další práci při úpravě EN 1992-1-1. 5/2010

❚


83

REAKCE A PŘIPOMÍNKY ČTENÁŘŮ

❚

DISCUSSION BOARD

REAKCE NA ČLÁNEK "VYUŽITÍ PŘETVÁRNÝCH VLASTNOSTÍ VLÁKNOBETONU PRO ZVÝŠENÍ ODOLNOSTI STAVEB PROTI ZATÍŽENÍ VÝBUCHEM" ❚ THE RESPONSE TO THE ARTICLE NAMED “THE USE OF FIBRE-REINFORCED CONCRETE IN BLAST AND IMPACT DESIGN” Jiří Štoller Příspěvek reaguje na článek publikovaný v tomto časopise v čísle 2/2010 pod názvem „Využití přetvárných vlastností vláknobetonu pro zvýšení odolnosti staveb proti zatížení výbuchem“ a doplňuje jej o informace z vojenského prostředí a o výsledky získané při experimentálním ověřování vlastností drátkobetonových konstrukcí. ❚

The paper is reaction to the

article published in issue 2/2010 entitled “Use of fibre-reinforced concrete in blast and impact design” and complements it with information from a military background and results obtained during experimental verification of steel-fibre reinforced concrete properties.

Problematika teroristických útoků je v současné době aktuální i v armádách Severoatlantické aliance. Narůstající počet teroristických útoků na základny NATO vedl ke vzniku normy „STANAG 2280 MC ENGR (Edition 1) (Ratification draft 1) – Design Threat Levels and Handover Procedures for Temporary Protective Structures“ [1]. Jedná se o tzv. předběžnou normu, která vystihuje přesněji riziko napadení základny teroristy. Norma uvádí matici zatížení sestavenou na základě zkušeností z jednotlivých reálných konfliktů a z kvalifikovaných odhadů předních odborníků jednotlivých zemí NATO. Norma vznikla zejména proto, aby bylo možno lépe navrhovat a posuzovat budoucí i současné stavby na rizika daná konkrétními zbraněmi a výbušninami. C H O VÁ N Í B E T O N O V Ý C H K O N S T R U K C Í P Ř I Z AT Í Ž E N Í V Ý B U C H E M

Ve světě se touto problematikou zabývá mnoho autorů. Existuje celá řada vzorců popisujících jak vlastní přetlak rázové vlny, tak i penetraci do prostředí. Vzorce byly odvozeny z experimentálních zkoušek a mají vypovídající hodnotu s určitou mírou nepřesnosti. Důležitými parametry, které popisují přetlak rázové vlny, jsou vzdálenost od epicentra a množství trhaviny. Dalším neméně důležitým parametrem je vlastní výbušnina (do kategorie výbušnin patří – střeliviny, třaskaviny, trhaviny a pyrotechnické slože). Většina vzorců pro výpočet přetlaku rázové vlny je experimentálně odzkoušena na TNT (Trinitrotoluen). Avšak i trhaviny se od sebe liší, protože každá má své speTab. 1

Matice determinující zatížení staveb [1]

A Small / medium calibre projectiles Automatic cannon 30 mm APDS Heavy machine gun 12.7 – 14.5 mm AP Assault / Sniper rifle 7.62 mm AP WC Assault rifle 5.56 – 7.62 mm AP Assault rifle 5.56 – 7.62 mm Ball

5 4 3 2 1

84

❚

Fig. 1

Matrix determining the load of buildings

B Shoulder launched weapons / Rifle grenades Advanced ASM Anti Structure Munition Anti-tank Shaped charge Anti-personnel Thermobaric charge < 2.5 kg / Conventional 40 mm Rifle grenade Shaped charge (Reserved)

cifické vlastnosti (detonační rychlost, výbuchové teplo, objemová koncentrace energie atd.). Nelze globalizovat účinky výbuchu pouze na základě vzdálenosti od konstrukce, tak jak uvádí článek v čísle 2/2010. Rozhodující vliv zde mají další parametry, jako jsou: • množství trhaviny, • vzdálenost od konstrukce, • tvar konstrukce, • vlastní výbušnina. Armáda Spolkové republiky Německo (Bundeswehr) v rámci přípravy svých předpisů na ochranu základny provedla řadu testů, kdy zatížila výbuchem celou vojenskou základnu. Základna měla tvar a složení přibližně stejné, jako je tomu u reálně postavených vojenských základen v zahraničních misích. Při testu odolnosti vůči zatížení několika stovkami kilogramů TNT bylo zjištěno, že prvky základny složené z příhradové konstrukce (strážní věž) odolaly bez větších problémů. Naopak deskové konstrukce (ubytovací a pracovní část základny) takové zatížení nebyly schopny přenést a došlo k jejich destrukci. Experiment prokázal, že na tvaru konstrukce záleží. Již zmiňovaná norma STANAG 2280 [1] rozděluje možné zatížení konstrukce podle druhu zbraní (tab. 1). Každá kombinace zbraní je podrobně popsána, je zde uveden typ ráže, rychlost a váha střely. Existuje tedy matice zatížení a podle ní se navrhují jednotlivé ochranné stavby. Zpravodajská služba v tomto směru plní velmi důležitou úlohu. Vždy je nutno zjistit, kterými typy zbraní a hrozeb může být základna napadena. Podle matice zatížení se následně navrhují opatření. Norma dále popisuje systém zkoušení ochranných staveb. Výbuch v těsné blízkosti konstrukce způsobí vznik napěťové vlny (stress wave), která na kontaktní straně způsobí vznik nálevky (obr. 3a) [3]. Vlna pružných deformací dále prochází konstrukcí, aniž by konstrukci způsobila jakékoli problémy, až do doby, kdy dojde na druhou (lícovou) stranu konstrukce. Vlna pružných deformací prochází po kulových plochách až do doby, kdy se odrazí od vnitřního líce a vrací se zpět. Při tomto odrazu dochází ke vzniku velkých tahových napětí, která konstrukce není schopna přenést. Tímto

C Battlefield rockets, artillery and Mortars 155 mm artillery 122 mm rocket 120 mm mortar 107 mm rocket 82 mm mortar 60 mm mortar Hand grenade

D Small / Personnel-borne IEDs

E VBIEDs

Bag / Suitcase 20 kg TNT Body-borne device 9 kg TNT, fragments Large briefcase 9 kg TNT Package 1.5 kg TNT Letter bomb 0.125 kg TNT

Heavy truck / similar > 4 000 kg TNT Medium truck 4 000 kg TNT Van 1 500 kg TNT Passenger vehicle 400 kg TNT Motorbike


❚

5/2010

REAKCE A PŘIPOMÍNKY ČTENÁŘŮ 1

DISCUSSION BOARD

2

vznikají odštěpky (obr. 3b) [3], které jsou vymrštěny z konstrukce velkou rychlostí. Tento jev je známý již řadu let, zejména u ochranných staveb a obrněné techniky. Z tohoto důvodu se navrhují v rámci konstrukce ochranných staveb tzv. protiodštěpkové vrstvy. U obrněné techniky se pro zamezení vzniku odštěpků využívá vrstvený pancíř (přidáním materiálu na bázi plastu, keramiky apod.). Vlna pružných deformací se na styku dvou prostředí materiálu výrazně zpomalí a při dopadu na vnitřní konstrukci již nedochází ke vzniku odštěpků. U ochranných staveb je tato problematika řešena pomocí tuhé nebo měkké protiodštěpkové vrstvy. Ocel zabudovaná do protiodštěpkové vrstvy [2] má být podle možností využita staticky, v rámci nosné funkce hlavní výztuže. Příklad vytvoření protiodštěpkové vrstvy je znázorněn na obr. 1 [3]. Tuhá protiodštěpková vrstva je tvořena tuhými ocelovými nosníky. Mezery mezi nimi jsou překlenuty ocelovými plechy a beton v prostoru mezi nosníky je vyztužen pruty ∅ 10 a 16 mm. Tento typ byl prakticky vyzkoušen a bylo dokázáno, že pro protiodštěpkovou vrstvu je dostačující. Měkká protiodštěpková vrstva je tvořena pouze pruty betonářské výztuže, z nichž jsou vytvořeny sítě (rohože) nebo koše. Skládá se obvykle z několika sítí z prutů ∅ 12 až 16 mm, se čtvercovými nebo obdélníkovými oky, o straně 100 až 500 mm (vzdálenost prutů). Nejhustší síť je těsně u povrchu a směrem do hloubky betonu se oka sítí zvětšují. Sítě musí být důkladně zakotveny do vnitřních vrstev betonu sponami. Na obr. 2 [3] je znázorněn nákres měkké protiodštěpkové vrstvy. Tyto konstrukce byly odzkoušeny při postřelování ochranných staveb. Tudíž i u měkké protiodštěpkové vrstvy bylo experimentálně prokázáno, že je postačující. Z tohoto důvodu nelze souhlasit s tvůrcem předešlého článku, že betonářská výztuž nemůže tomuto problému zabránit. Autor tohoto článku v rámci své disertační práce řešil problematiku protiodštěpkové vrstvy použitím drátkobetonu. Použití této technologie mělo vést ke snížení technologické náročnosti dosavadních protiodštěpkových vrstev a zejména k úspoře finančních prostředků oproti dříve používaným protiodštěpkovým vrstvám. Pro experiment bylo použito vysokopevnostního betonu C70/85. Prostým přidáním 30 kg/m3 drátků DRAMIX RC65/50-BN bylo dosaženo zvýšení pevnosti na pevnostní třídu C80/95. Z výsledků provedených zkoušek (pevnostní zkoušky, měření rychlostí odštěpků pomocí vysokorychlostní kamery, měření pomocí ultrazvukové impulsové metody, měření velikosti odštěpku po zatížení výbuchem plastické trhaviny PlHx 30) bylo zjištěno, že drátkobeton není vhodným materiálem pro protiodštěpkovou vrstvu. Bylo zjištěno, že tento materiál vykazuje lepší odolnost vůči 5/2010

❚

❚

Obr. 1

Tuhá protiodštěpková vrstva

Obr. 2

Měkká protiodštěpková vrstva

❚

Fig. 1 ❚

Fig.2

Solid antispalling layer Soft antispalling layer

dynamickému zatížení (výbuchu), než prostý beton. Dedukcí lze konstatovat, že kombinací drátkobetonu s klasickou výztuží by konstrukce vykazovaly lepší odolnost vůči zatížení než konstrukce železobetonové. Při vzniku odštěpků drátkobetonových konstrukcí dochází k opačnému efektu ochrany osádky. Pokud by ochranná stavba vybudovaná ze železobetonu byla zasažena penetrátorem a protiodštěpková vrstva by v ochranné stavbě nebyla řešena, došlo by vlivem uvolnění velkého množství materiálu (odštěpků) ke zranění osádky v úkrytu. Ještě horší případ by nastal, pokud by protiodštěpková vrstva byla řešena pomocí drátkobetonu. Odštěpky by byly pro posádku fatální z důvodu přítomnosti drátků, které by se změnily v projektily (obr. 4) [3]. Výbuch v těsné blízkosti. Autor článku „Využití přetvářných vlastností vláknobetonu pro zvýšení odolnosti staveb proti zatížení výbuchem“ popisuje princip šíření tlakové vlny při tomto typu výbuchu. Tlaková vlna jak je popsáno v článku výše způsobí ráz na konstrukci a dále se šíří jako vlna pružných deformací. Při dosažení lícové strany konstrukce (vnitřního povrchu stavby) dochází k odrazům od lícové strany. Tyto odrazy způsobí velké tahové napětí, které není konstrukce schopna přenést, a tím vznikají odštěpky, které jsou vymrštěny z konstrukce velkou rychlostí. Hlavní část vlny neodchází do vzduchu za konstrukcí, jak je uvedeno ve zmíněném článku, protože kdyby tomu tak bylo, konstrukce by selhala jako celek a došlo by k proražení celé konstrukce. Při nárazu tlakové vlny na konstrukci dochází nejen k vlně pružných deformací, ale také k obtékání vlny kolem konstrukce, kde dále může vznikat i podtlak, může docházet k dalším odrazům apod. Drátkobeton je materiálem, který lépe než prostý beton nebo vyztužený beton absorbuje energii výbuchu. Je však nutné konstatovat, že drátkobeton pravděpodobně nenahradí výztuž, která se používá na vyztužení konstrukcí ochranných staveb. Nicméně je možné konstatovat, že drátkobeton ve zkouškách zatížení výbuchem vykazoval až 3x větší odolnost oproti prostému betonu [3]. Tato skutečnost svědčí o tom, že tento materiál je vhodný pro použití při budování a navrhování ochranných staveb. Spojením železobetonu a drátkobetonu se vytvoří odolnější konstrukce (hlavní nosná konstrukce). Takto vytvořená konstrukce by měla vykazovat vyšší odolnost vůči penetraci projektilů a bomb, které jsou určeny k ničení odolných cílů.


85

REAKCE A PŘIPOMÍNKY ČTENÁŘŮ

❚

DISCUSSION BOARD

3a

3b

4a

4b

4c

4d

4e

4f

Obr. 3 Zkušební deska z drátkobetonu, a) pohled na nálevku vzniklou výbušninou PlHx30, b) pohled z lícové strany – vznik odštěpků ❚ Fig. 3 The test plate of steel fibers reinforced concrete, a) view of the funnel created by explosive PlHx30, b) view from the front side – the emergence of spall Obr. 4 Zkušební deska č. 10 drátkobeton – vysokorychlostní kamera – odštěpky ❚ Fig. 4 Test panel No. 10 steel fiber reinforced concrete – high-speed camera – spall

Při posuzování drátkobetonu s prostým betonem je nutné si uvědomit odlišnost odezvy betonu na ráz a výbuch od odezvy na statické namáhání. Jedná se jednak o zvýšení pevnosti betonu při krátkodobém namáhání a jednak o skutečnost, že při místním působení (zatížení v případě rázu i výbuchu působí bezprostředně jen na malé ploše) pracuje beton v podmínkách velkého bočního tlaku. Obojí hraje velkou roli – při velmi krátké době působení (odpovídající zmíněným případům zatížení) vzrůstá pevnost betonu v tlaku až zhruba na dvojnásobek a jeho odolnost proti stlačení ve srovnání s krychelnou pevností zhruba na čtyř až pětinásobek. Správnou cestou v nacházení nových materiálů využitel86

Literatura: [1] Stanag 2280 – Mc Engr (Edition 1) (Ratification Draft 1) – Design Threat Levels and Handover Procedures for Temporary Protective Structures. NATO Standardization Agency, June 2007 [2] Dvořák P., Štoller J.: Dočasné ochranné stavby I., (Skripta), 1. vyd. Brno: Univerzita obrany, 2005, 102 s. [3] Štoller J.: Využití drátkobetonu pro ochranné stavby, (Doktorská disertační práce), Brno: Univerzita obrany, 2005, 230 s.

ných pro protiodštěpkovou vrstvu by mohla být sendvičová konstrukce. Analogii, jak je napsáno výše v tomto článku, lze najít u obrněných vozidel, kde dochází k podobnému jevu jako u ochranných staveb.

Major Ing. Jiří Štoller, Ph.D. Katedra ženijních technologií Fakulta vojenských technologií Univerzity obrany Kounicova 65, 662 10 Brno tel.: 973 443 282 e-mail: [email protected]


❚

5/2010

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

BETONOVÉ VOZOVKY 10. června t. r. se v TOP hotelu Praha konala 4. mezinárodní konference Betonové vozovky 2010. Tradiční setkání odborníků v oblasti betonových vozovek, které se koná v dvouletém cyklu, pořádají společně Svaz výrobců cementu České republiky, Dálniční stavby Praha, a. s., a Skanska, a. s. Jednání konference zahrnovalo čtyři témata: předpisy pro cementobetonové kryty (CBK); bezpečnost a životní prostředí; vlastnosti, diagnostika a opravy cementobetonových krytů; provádění, zkušenosti z výstavby a zajímavé realizace. Velmi zajímavé byly přednášky zahraničních odborníků ze zemí, kde mají s CBK již dlouholeté zkušenosti (Rakousko a Německo), např. Dr. S. Krispel, FI VÖZ Vídeň: Světlé tunely bez nátěrů povrchu, Dipl. Ing. A. Moser z CD Gunter & Zimmerman Belgie: Jak docílit vysoké kvality betonových vozovek, Dr. G. Breyer, Státní ministerstvo pro dopravu, inovace a technologie, Rakousko: Rekonstrukce dálnice A1 v Rakousku, Prof. R. Breitenbücher, Ruhr-Uni Bochum, Německo: Vliv alkalicko-křemičité reakce na vznik trhlin v CBK ad. O zkušenostech s výstavbou a provozem dálnic s CBK na území České republiky promluvili např. Doc. Kudrna z VUT v Brně: Protismykové vlastnosti betonových vozovek ve vztahu k bezpečnosti silničního provozu, Ing. Doležal, ŘSD ČR: Dálnice D1 Praha-Brno – projekt generální rekonstrukce a Ing. Hajič, DS Praha: SOKP, stavba 515 – rekonstrukce – klady a zápory. Na závěr konference byla pro účastníky připravená exkurze na dokončovanou část SOKP. Z mostu přes Vltavu se přítomní podívali na estakádu přes údolí Berounky k lochkovským tunelům a autobusy projeli tunely na pravém břehu Vltavy na stavbu 512, kde velký finišer ukládal beton do nového úseku vozovky.

;a[\ÌU 3VI]N
` _ V ` D] `deZ ] R _ ` \U`\

Sanace železobetonových konstrukcí Výrobky pro opravy a sanace inženýrských staveb – mosty, silnice a čistírny odpadních vod | Adhezní můstky a ochrana výztuží | Reprofilační malty | Finální stěrky | Stříkané betony (torkrety) | Sanace zděných kanalizačních stok | Opravy pochozích nebo pojezdových ploch

SERVIS HOTLINE 844 600 600 www.knauf.cz

5/2010

❚


87

AKTUALITY

❚

TOPICAL SUBJECTS

SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA SEMINÁŘE, KONFERENCE A SYMPOZIA V ČR SANACE A REKONSTRUKCE STAVEB 2010 32. konference Termín a místo konání: 3. a 4. listopadu 2010, Brno • Nové aspekty hodnocení stavebních konstrukcí a materiálů dle aktuálních (nových) českých technických norem • Současné problémy čerpání z dotačních zdrojů (např. Zelená úsporám, operační programy EU, ad.) • Provedené úspěšné sanační práce Kontakt: e-mail: [email protected], www.wta.cz BETONÁŘSKÉ DNY 2010 17. mezinárodní konference Termín a místo konání: 23. a 24. listopadu 2010, Hradec Králové • Vyzvané přednášky • Výzkum, technologie výstavby a materiálů • Koncepce, modelování a navrhování konstrukcí z betonu • Beton v kombinaci s jinými materiály • Významné realizace – dopravní stavby • Významné realizace – budovy • Významné realizace – výroba energie a vodohospodářské stavby Kontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.cbsbeton.eu CONCRETE ENGINEERING FOR EXCELLENCE AND EFFICIENCY fib sympozium Termín a místo konání: 8. až 10. června 2011, Praha • New Model Code – expected impacts and practice of use • Concrete and construction technology – transfer of experience • Modelling and design of outstanding and innovative structures • Structures integrated into environment in a balanced way • Combination of structural concrete with other materials Kontakt: Sekretariát ČBS, e-mail: [email protected], www.fib2011prague.eu

• Models for analysis of concrete structures according to new codes • Structural concrete in complex stress state • Behaviour and application of HPC in structures • Advances in reinforced and prestressed concrete structures • Application of FRP materials – theory, practice and new codes • Effects of cyclic and long-term loading on concrete and masonry structures • Achievements in modelling and design of bridges and other structures • Performance based design of concrete and masonry structures • Analytical and numerical models for masonry structures • Durability assessment and environmental effects on concrete and masonry structures • Models and numerical simulations for concrete at macro/meso/microscales Kontakt: http://www.amcm2011.pk.edu.pl/ HIGH PERFORMANCE CONCRETE 9. fib symposium Termín a místo konání: 9. až 11. srpna 2011, Christchurch, Nový Zéland Kontakt: www.hpc-2011.com DESIGN OF CONCRETE BRIDGES USING EUROCODES 2. mezinárodní workshop Termín a místo konání: 12. až 13. září 2011, Bratislava Kontakt: www.bkm.stuba.sk/dcs2011 TALLER, LONGER, LIGHTER IABSE-IASS symposium Termín a místo konání: 20. až 23. září 2011, Londýn Kontakt: e-mail: [email protected], http://www.iabse-iass-2011.com/

ZAHRANIČNÍ KONFERENCE A SYMPOZIA BETONÁRSKE DNI 2010 Mezinárodní konference Termín a místo konání: 21. až 22. října 2010, Bratislava • Betónové a murované konštrukcie • Betónové mosty a tunely • Spriahnuté betónové a oceľobetónové konštrukcie • Nové materiály a technológie • Navrhovanie a modelovanie betónových konštrukcií • Rekonštrukcie a zosilňovanie betónových a murovaných konštrukcií • Rekonštrukcie a zosilňovanie betónových mostov • Certifikácia, skúšobníctvo a monitorovanie • Sanácia a revitalizácia pamiatkových stavieb • Financovanie, normy a legislatíva Kontakt: e-mail: [email protected], http://betonarskedni.sk/ SCC 2010 – DESIGN, PRODUCTION AND PLACEMENT OF SCC 6. mezinárodní RILEM sympozium Termín a místo konání: 26. až 29. října 2010, Montreal, Kanada Kontakt: http://www.civil.usherbrooke.ca/SCC2010/ COMPOSITES: CHARACTERIZATION, FABRICATION AND APLICATION (CCFA-2) 2. mezinárodní konference Termín a místo konání: 27. až 30. prosince 2010, Kish Island, Írán • Materials Characteristic • Fabrication • Application • Analysis and Safety Kontakt: e-mail: [email protected], http://ccfa.iust.ac.ir/

CONCRETE STRUCTURES FOR A SUSTAINABLE COMMUNITY fib sympozium Termín a místo konání: 11. až 14. června 2012, Stockholm, Švédsko Kontakt: e-mail: [email protected], http://fib.epfl.ch/events/ 4. MEZINÁRODNÍ FIB KONGRES A VÝSTAVA Termín a místo konání: 10. až 14. února 2014, Mumbai, India

CCC 2010 – BETONOVÉ KONSTRUKCE PRO OBDOBÍ NOVÝCH VÝZEV Ve dnech 30. září a 1. října. 2010 se v Konferenčním a kulturním centru Casino v Mariánských Lázních uskutečnil 6. Středoevropský betonářský kongres CCC. Pozornost byla zaměřena především na inovativní betonové konstrukce, na jejich perspektivní uplatnění v energetice a vodním hospodářství a na zdařilé příklady harmonie staveb z betonu a prostředí, které je obklopuje. Kongresu se zúčastnilo sto šedesát účastníků z osmnácti zemí tří kontinentů. Podrobnou zprávu zařadíme do příštího čísla.

55. BETONTAGE Německé betonářské dny Termín a místo konání: 8. až 10. února 2011, New-Ulm, Německo Kontakt: e-mail: [email protected], www.betontage.com NORDIC CONCRETE RESEARCH & DEVELOPMENT XXI. sympozium Termín a místo konání: 30. května až 1. června 2011, Hämeenlinna, Finsko Kontakt: e-mail: [email protected], www.nordicconcrete2011.fi ANALYTICAL MODELS AND NEW CONCEPTS IN CONCRETE AND MASONRY STRUCTURES 7. mezinárodní konference Termín a místo konání: 13. až 15. června 2011, Krakow, Polsko

88


❚

5/2010

CMB_BetonUnivers210x148univers-NEW.indd 1

CBS_I_fib_210x148.indd 1

6.10.10 15:47

21.9.2010 11:48:07

9åHFKQ\VWDYE\VSRMXMHMHGQR &HPHQW

S VA Z V Ý R O B C Ů C E M E N T U Č R S VA Z V Ý R O B C Ů B E T O N U Č R

ČESKÁ BETONÁŘSKÁ SPOLEČNOST ČSSI ýHVNRPRUDYVNêFHPHQWDV SDRUŽENÍ PRO SANACE BETONOVÝCH KONSTRUKCÍ /DIDUJH&HPHQWDV +ROFLPýHVNR DV &HPHQW+UDQLFHDV

ZZZVYFHPHQWF]

2010 ENERGETICKÉ A VODOHOSPODÁŘSKÉ STAVBY

Recommend Documents